PDF - Archief

Home > PDF - Archief

Weergave:

Tegels Lijst

Nieuw naar oud Oud naar nieuw

Zoeken naar:

Blad Artikel

Zoeken

Jaargangen

Jaargang 28, 2024 Jaargang 27, 2023 Jaargang 26, 2022 Jaargang 25, 2021 Jaargang 24, 2020 Jaargang 23, 2019 Jaargang 22, 2018 Jaargang 21, 2017 Jaargang 20, 2016 Jaargang 19, 2015 Jaargang 18, 2014 Jaargang 17, 2013 Jaargang 16, 2012 Jaargang 15, 2011 Jaargang 14, 2010 Jaargang 13, 2009 Jaargang 12, 2008 Jaargang 11, 2007 Jaargang 10, 2006 Jaargang 9, 2005 Jaargang 8, 2004 Jaargang 7, 2003 Jaargang 6, 2002 Jaargang 5, 2001 Jaargang 4, 2000 Jaargang 3, 1999 Jaargang 2, 1998 Jaargang 1, 1997 International

Jaargang 28, 2024
Jaargang 27, 2023
Jaargang 26, 2022
Jaargang 25, 2021
Jaargang 24, 2020
Jaargang 23, 2019
Jaargang 22, 2018
Jaargang 21, 2017
Jaargang 20, 2016
Jaargang 19, 2015

Jaargang 18, 2014
Jaargang 17, 2013
Jaargang 16, 2012
Jaargang 15, 2011
Jaargang 14, 2010
Jaargang 13, 2009
Jaargang 12, 2008
Jaargang 11, 2007
Jaargang 10, 2006
Jaargang 9, 2005
Jaargang 8, 2004
Jaargang 7, 2003
Jaargang 6, 2002
Jaargang 5, 2001
Jaargang 4, 2000
Jaargang 3, 1999
Jaargang 2, 1998
Jaargang 1, 1997
International

Jaargang 28, 2024 - nummer 2

Geo SPECIAL cover MAY2024

International - special 2nd annual conferece on foundation decarbonization and reuse

GEO2024 01 cover

Jaargang 28, 2024 - nummer 1

Jaargang 27, 2023 - nummer 4

Pneumatisch afzinken van caissons Het afzinken en specifiek pneumatisch afzinken van caissons is een relatief onbekende techniek in de wereld van diepe funderingen. Deze tech- niek wordt echter al meer dan 200 jaar toegepast. Het woord ‘pneumatisch’ verwijst naar het toepassen van verhoogde luchtdruk (hyperbaar) in de werkkamer onder een caisson. Zo wordt een droge werkruimte gecreëerd waar de werkzaam- heden worden uitgevoerd om de grond onder het caisson te verwijderen. Tot halverwege de vorige eeuw vonden er regelmatig ernstige ongelukken plaats met de caissonarbeiders, die belast waren met het ontgraven. Dit is de reden waarom de term 'caissonziekte' (decompressieziekte) berucht werd zonder dat mensen wisten wat de oorzaak was, hoe het te voorkomen was of hoe je het moest behandelen. In Nederland werden vanaf het begin van de 20e eeuw wettelijke voorzorgsmaatregelen genomen. Kennis en medisch inzicht veranderden pas echt na de Tweede Wereldoorlog met de ontwikkelingen op het gebied van duiken en ook door de professionele inzet op grote maritieme bouwprojecten zoals de bekende Deltawerken in de jaren 1970 en ‘80 voor hoogwaterbescherming langs de Noordzeekust. Te g e n w o o r d i g i s d e b e t r o k k e n h e i d v a n g e s p e c i - aliseerde en gecertificeerde duikartsen verplicht. Er zijn decompressie- en behandeltabellen ontwikkeld met specifieke procedures voor aissonwerkers. Met tienduizenden succesvolle 'droogduik' acties bij tal van projecten is bewezen dat caissonwerk veilig kan worden uitgevoerd. Het proces van pneumatisch afzinken van cais- sons wordt gekenmerkt door het uitgraven onder de vloerplaat van het caisson in wat bekend staat als ‘de werkkamer’. De luchtdruk in de werk- kamer wordt in evenwicht gehouden met de bestaande (grond)waterdruk aan de teen van de snijrand rondom de onderkant van het caisson waardoor een droge werkkamer ontstaat. Het evenwicht van het hele systeem wordt gevonden in de balans tussen het gewicht van het caisson, de luchtdruk in de werkkamer, wrijving langs de buitenkant van het caisson en de ondersteunende grondberm in de buurt van de snijranden. Werken onder overdruk is echter verre van ideaal, ook al zijn de risico's voor de gezondheid tegen- woordig minimaal, dankzij veilige decompressie- tabellen en duikmedische begeleiding. Het werk is arbeidsintensief, met name in samenhangende grond en op diepte. Een grotere diepte betekent immers een grotere (water)druk en dus is een hogere luchtoverdruk nodig om de werkkamer droog te houden. Pneumatisch afzinken 2.0 To t n u t o e v o n d h e t a f z i n k e n i n E u r o p a p l a a t s door caissonwerkers te gebruiken voor graaf- werkzaamheden. In het begin werden deze werk- zaamheden onder het caisson handmatig gedaan, later met elektrische, hydraulische of pneumati- sche apparatuur. Zandgrond wordt meestal losgemaakt met behulp van waterstralen en het mengsel van water en grond wordt vervolgens buiten het caisson naar het slibdepot gepompt voor sedi- mentatie. (Zie figuur 1) In cohesieve grond of harde lagen worden vaker kleine graafmachines gebruikt en wordt de grond verwijderd met kubelemmers die telkens door een materiaalluchtsluis moeten worden gehesen. De werknemers klimmen na elke dienst uit de werkkamer naar de personeelssluis waar decom- pressie in stappen op een gecontroleerde manier A. FeddemaVan Hattum en Blankevoor tVianen B. J. AdmiraalVo l ke r Sta a l e n Fu n d e ri n g e nDordrecht 60 GEO WATER NOVEMBER 2023 EVOLUTIE IN THEORIE EN REVOLUTIE IN PRAKTIJK PNEUMATISCH AFZINKEN 2.0: EEN WERELDRECORD CAISSONPROJECT DOOR GROOTSCHALIGE INNOVATIES Figuur 1 – Voorbeeld van traditionele lay-out pneumatisch afzinken van caissons. Figuur 2 – Decompressietijd versus de verblijftijd bij diverse overdruksituaties en een intervaltijd van minimaal 16 uur. PRESENTATIE GEOTECHNIEKDAG 2023 61 GEO WATER NOVEMBER 2023 plaatsvindt totdat de atmosferische druk is bereikt. Sinds het einde van de 20e eeuw wordt het ademen van medicinale zuurstof gebruikt om het verminderen van stikstof in het lichaam te versnellen. Zoals reeds vermeld is werken in hyperbare omstandigheden zeker niet ideaal. Het is arbeidsintensief en de communicatie met de caissonwerkers is -vanwege de geïsoleerde werkkamer- alleen mondeling mogelijk met speciale telefoons. En dit gaat ten koste van de efficiëntie. Maar de grootste beperking ligt in de gereduceerde werktijden die toenemen met grotere diepten. Bij dieptes vanaf 9 meter wordt de effectieve werktijd sterk verminderd en vanaf 15 meter neemt deze reductie exponentieel toe, mede afhankelijk van de verblijftijd onder over- druk (zie figuur 2). Met projecten zoals de Nieuwe Kattwykbrug in Hamburg (Duitsland) [1] en de deurkassen van de nieuwe Zeesluis IJmuiden in het portfolio van Vo lker St aal en Funderingen, werd de mogelijk- heid geboden om belangrijke innovaties te reali- seren in de afzinktechniek. De doelstelling was duidelijk: een op afstand bestuurbaar afzinkproces, zodat caissonwerkers alleen onder overdruk hoeven te werken voor (de)montage en onderhoud. Het hele proces van het vrij graven van de grond, het transporteren hiervan in de werkkamer en het verwijderen van de grond uit de werkkamer is geanalyseerd en bestudeerd op mogelijkheden. Tijdens het engineeringsproces zijn meerdere methoden nader uitgewerkt, m.n. de aandrijving van de be- weegbare componenten en de monitorings- technieken. Een belangrijke valkuil in de praktijk is het proberen om een machine te bouwen die bijna alles kan en overal voor geschikt is. Hetgeen gewoonlijk wordt aangeduid als ‘het schaap met 5 poten’, wat in de praktijk vaak meer man- kementen dan succes oplevert. Er is daarom gestuurd op het ontwerpen en bouwen van een machine die voor 100% voldoet aan de gestelde eisen en voor ongeveer 80% aan de wensen. De focus lag hierbij op robuustheid en betrouwbaarheid in combinatie met een adequate productiesnelheid. Het startpunt was het onderzoeken van de bestaande technolo- gieën voor grondverzet, mijnbouw en baggeren gerelateerd aan de grondgesteldheid in deltage- bieden. Dit leidde uiteindelijk tot de keuze voor een snijkoppomp geïnstalleerd aan een uitschuif- bare arm, 360° roterend. In verband met de grote caissons in IJmuiden moesten de armen tot maar liefst 14 m kunnen worden uitgeschoven (zie figuur 3). Dit maakt het direct baggeren van grondmateriaal binnen een grote reikwijdte mogelijk. Hiervan waren 4 complete sets nodig. Voor het gebied buiten de reik wijdte van de armen werd gekozen voor een combinatie van krachtige op afstand bestuurbare waterjets, gemonteerd aan het plafond van de werkkamer. Deze worden gebruikt om de grond buiten het bereik van de uitschuifbare armen los te snijden en de grondwater slurry te laten stromen naar de snijkoppomp aan de baggerarm. De keuze voor baggerpompen werd bepaald door de criteria: beperkte grootte en gewicht voor installatie en demontage tegenover gewenste pompcapaciteit en vermogen voor voldoende druk en stroom- snelheid in de lange afvoerleidingen. Naast de ontwikkeling van sensoren in de hydrau- lische aandrijving van de verschillende motoren en bewegende onderdelen, werd ook onderzoek gedaan naar de ontwikkeling van camera's die ge- schikt zijn voor de zware omstandigheden in de werkkamer. Niet alleen de verhoogde luchtdruk is een factor waarmee rekening moet worden ge- houden, maar ook met nevel die ontstaat wan- neer er kleine drukverhogingen/drukvariaties optreden. Bovendien spatten er tijdens het jetten voortdurend gronddeeltjes op die de lens vervuilen en zorgen tegenlicht en weerspiegelin- gen in het water voor verstoring van het zicht. Vo o r o p a f s t a n d b e s t u u r b a a r o p e re re n d i e n e n alle bewegingen van de afzonderlijke compo- nenten te worden gemeten, evenals de proces- parameters van de aandrijving van motoren en pompen, maar ook de efficiëntie van het bestu- ringssysteem. De voornaamste functie is de pro- ductiviteit van verwijdering en afvoer van grond. Voor een systeem gebaseerd op het verpompen van een slurry wordt dit bepaald door het debiet en het volumegewicht van het vloeibare mengsel. Hier moet continu op worden gestuurd voor een optimale productie, maar ook om verstoppingen Figuur 3 – Impressie van één van de twee werkkamers in het caisson van de binnen- deurkas na installatie (pomp (zonder snijkop) aan de baggerarm, camera (rechts), waterjets en ondersteunende grondbermen (foto: VSF) SAMENVATTING Pneumatisch afzinken van caissons is vanaf het midden van de 19e eeuw ontstaan. De techniek is sinds die tijd toegepast op vele projecten voor onder- grondse bouw tot dieptes van meer dan 20 meter onder het grondwaterniveau. Vo l ke r Sta a l e n Fu n d e ri n g e n , e e n s p e c i a l i s t i s c h e f u n d e ri n g s a a n n e m e r i n Nederland, kreeg in 2015 twee contracten voor het afzinken van grote caissons. Twee caissons van 14 x 29 m in Hamburg (Duitsland) als fundering voor brug- pijlers, af te zinken tot een waterdiepte van meer dan 30 m, en twee extreem grote caissons voor de nieuwe zeesluis IJmuiden. De caissons in IJmuiden betroffen de twee sluisdeurkassen, beiden tot een waterdiepte van ca. 25 m. Het buitenhoofd met een oppervlakte van 26x81 m en het binnenhoofd zelfs 55x81m, wat een wereldrecord voor pneumatisch afzinken betekent. Met dieptes en afmetingen als deze is de inzet van personeel de belangrijkste beperkende factor voor de productie en daarmee ook planning en kosten, ondanks alle ontwikkelingen tot nu toe. Er is daarom besloten om een op afstand bestuurbaar proces te ontwikkelen, inclusief de benodigde apparatuur en monitoringsystemen. Niet alleen de controle van kinematica van de apparatuur in de werkkamer en de productie parameters van de ontgraving, maar ook van het gedrag van caissonconstructies was essentieel voor de goedkeuring van deze innovatieve uitvoeringsmethode. Door de indeling en de afmetingen was met name het grootste caisson uiterst gevoelig voor torsie- en buigmomenten. Een verplaatsing gecontroleerde uitvoering volgens de ‘observational method’ was daarom vereist. Geotechnisch was een nieuwe aanpak nodig voor het modelleren van de semi-continue faalmechanismen van de grond. Dit om de gevoeligheid van het graafproces te begrijpen en grenswaarden voor de uitvoering te definiëren. In dit artikel worden deze constructieve en geotechnische vraagstukken toe- gelicht samen met de ervaringen tijdens de uitvoering. 62 GEO WATER NOVEMBER 2023 tegen te gaan. Omdat de condities in de leidingen snel kunnen variëren, is monitoring hiervan essentieel. Programmeren, testen, nieuwe wis- kundige benaderingen, extra sensoren, etc. is de lus die men in het ontwikkelingsproces moet doorlopen voordat dergelijke complexe systemen naar tevredenheid zullen functioneren. Uitgebreid testen en uitgebreide beoordelingen door verschillende experts waren een integraal onderdeel van deze ontwikkeling. Daarnaast zijn prototypes van de verschillende technologieën getest in praktijkopstellingen. Er werd een test- locatie gebouwd met een luchtsluis om alle activiteiten in de werkkamer te simuleren. Op deze manier werden de medewerkers niet alleen getraind in het bedienen van het systeem, maar ook in het installeren en demonteren van de apparatuur in een geïsoleerde werkkamer. Het ontwikkelingstraject kende dus meerdere parallel lopende onderzoeken en testpro- gramma’s om tot een goed functionerend sys- teem te komen. Nieuwe zeesluis voor de haven van Amsterdam Om de haven van Amsterdam bereikbaar te houden voor steeds groter en breder wordende zeeschepen is een nieuwe zeesluis in het sluizen- complex van IJmuiden gebouwd. Met de inge- bruikname op 26 januari 2022 is dit de grootste zeesluis ter wereld met afmetingen van 500 x 70 x 18 meter van de kolk. De nieuwe zeesluis ver- vangt de Noordersluis die inmiddels bijna 100 jaar oud is. Om trillingen in de omgeving van de oude sluizen en extreem diepe bouwputten in open water tijdens de bouw te voorkomen, is besloten de deurkamers voor de sluishoofden als pneumati- sche caissons te bouwen (zie figuur 4). Zoals hierboven geschreven behoren deze caissons tot de grootste ter wereld. De kas van het binnenhoofd biedt ook ruimte voor een reservedeur. Daarnaast is daar een zogenaamde Appendix constructie aan verbonden die als ’open caisson’ gelijktijdig moet worden afgezon- ken (zie figuur 5). Dit caisson weegt 150.000 ton en moest worden afgezonken van NAP -7,50 m tot NAP -25,55 m. Het afgezonken caisson is daarna in situ verder opgebouwd met een extra bouwlaag tot NAP +5 m. In de meeste gevallen worden pneumatische caissons gekenmerkt als vrij kleine stijve, geslo- ten dozen, die bestand zijn tegen de extreme belastingen tijdens het afzinken. De construc- tieve kenmerken van een gesloten doosvormige structuur zorgen voor een enorme robuustheid en stijfheid van een caisson. De caissons in IJmuiden zijn, naast hun extreme afmetingen en gewich- ten, van beperkte sterkte en stijfheid met betrek- king tot dwarsbuiging en torsie, in tegenstelling tot gesloten doosvormige structuren. Caissons moeten ontworpen worden op de uiterst mogelijke oplegdrukken onder de snij- randen als gevolg van potentieel maximale variatie in verschillen in verticale bewegingen en daarmee overeenkomende funderingsdrukken. In eerste instantie zijn de standaard belasting- schema’s in het ontwerp toegepast, zoals onder andere bekend uit de ROK, volgens de schema's in figuur 6. To e p a s s i n g v a n d e z e b e l a s t i n g s c h e m a ' s z o u echter leiden tot overschrijding van de construc- tiesterkte van de caissons, zelfs bij de aanwezige vloerdikte van 4 m en wanden tot een dikte van 7 m. Een open U-vormig caisson is immers aanzienlijk kwetsbaarder voor belastingen of vervormingen die kunnen optreden tijdens het afzinkproces, met name torsie. De sluisdeurkas binnenhoofd vormde zelfs een nog grotere uitdaging. Dit caisson moet twee deuren in afzon- derlijke compartimenten mogelijk maken: een functionele- en een reservedeur, waarvan de laatste -indien nodig- in droge omstandigheden moet worden onderhouden. Het heeft om die reden een dubbele U-vorm met een zware longi- tudinale binnenwand (dikte 6 m, hoogte 18 m), zie figuur 7. Het gewicht van deze wand op een vloer met een spanwijdte van ongeveer 40 m creëerde de noodzaak voor een extra snijrand die de werk- kamer onder het caisson in tweeën scheidde, zie figuur 7. De opwaartse reactiekrachten van de grond kunnen sterk afwijken, afhankelijk van de variaties in de weerstand van deze grondlagen en de variatie in breedte van de grondberm langs de snijranden. De constructie is dus statisch onbepaald. De hieruit volgende potentiële varia- ties in buigmoment in de vloerplaat waren veel te hoog, zelfs voor een vloer met een vloerdikte van 4 meter. Het specifieke van afzinken en wat het geotech- nisch ontwerp buitengewoon maakt, is het feit dat grondspanningen normaal gesproken worden Figuur 5 – Caisson binnenhoofd voorafgaand aan het afzinken (foto: Topview Luchtfotografie). Figuur 4 – Overzicht bouw van de nieuwe Zeesluis IJmuiden (foto: Topview Luchtfotografie). 63 GEO WATER NOVEMBER 2023 ontworpen op een veilige weerstand tegen over- belastingen of grote vervormingen. Voor het afzinken van caissons is echter het gecontroleerd laten falen van de grond vereist om zakking te verkrijgen. Dit betekent dat een continu even- wicht tussen een gecontroleerd faalmechanisme en het in evenwicht houden van het caisson ervan vereist is. Normaal gesproken wordt dit beoor- deeld aan de hand van vuistregels, getoetst met de ervaring van vele caissonprojecten, dat falen plaatsvindt met kleine stappen/zakken van 10 à 20 mm. Maar voor deze caissons met buiten- sporige afmetingen en dito gewichten was een nieuwe afzinkstrategie nodig om de vervormin- gen en daarmee de spanningen in de constructie te beheersen. Daarom zijn verdiepende studies gestart om inzicht te krijgen in de sterkte en het gedrag van de grond langs de snijranden tijdens en ná bezwijken. Geotechnische analyses en numerieke simulaties Het was noodzakelijk om, naast de sterkte en toelaatbare vervormingen van het caisson, cruciale kennis te verkrijgen van het gedrag en de sterktes, voorafgaand aan en tijdens de afzin- koperatie. Tijdens het afzinken wordt namelijk de bermbreedte semi-continu in stappen ver- kleind. Dat gebeurt nooit gelijktijdig en in dezelfde mate langs alle snijranden of over de volle lengte hiervan. De funderingsdrukken kunnen daarmee variëren over een snijrand en dat met het gegeven dat een constructie op 3 steun- punten impliciet statisc h onbepaald is. Kennis moest worden verkregen wat de mogelijke varia- ties kunnen zijn en welke eisen gesteld moesten worden aan de uitvoering om optredende span- ningen in de constructie als gevolg van scheef- stand, buiging en torsie tijdens het afzinken te beheersen. Geavanceerde Eindige Elementen berekeningen werden uitgevoerd voor een beter begrip van het gedrag van de grond onder een caisson tijdens het bezwijken van de ondersteu- nende grondbermen. Over het algemeen worden de minimale en maximale bermbreedtes bepaald op basis van de theorie voor een ondiepe funde- ring volgens Brinch Hansen. Deze methode beschrijft echter de staat op moment van bezwij- ken van de grond (ultieme draagkracht), terwijl bij afzinken dit mechanisme zich volledig ontwik- kelt. Daarnaast maakt ook de vervorming van de helling langs het kritische schuifvlak van de steunberm deel uit van het mechanisme. Bezwijken van het talud zal eerder optreden dan de bezwijken langs de diepere glijvlakken. Wanneer de uiteindelijke draagkracht is bereikt, zullen grote vervormingen optreden. Om het optreden van grote vervormingen te voorkomen, is het gebruikelijk om de toegestane korreldruk te beperken tot ongeveer 500 kPa, afhankelijk van de grondsterkte. Dit zal ervoor zorgen dat hooguit alleen lokale afschuiving zal optreden, met kleinere zettingen als gevolg. Voor dit pro- ject werd de maximale korreldruk aanvankelijk conservatief vastgesteld op 400 kPa om een beheerst afzinkproces te garanderen en scheur- vorming van de betonnen caissons te voorkomen. Het beperken van de korreldruk tot 400 kPa zou echter leiden tot zeer grote bermbreedtes aan het begin van het afzinkproces als er nog geen lucht-overdruk in de werkkamer aanwezig is. De ruimte in de graafkamer zou te klein zijn om de essentiële onderdelen van de benodigde apparatuur te installeren. Het was dus belangrijk om de ontwikkeling van de bodemreacties en caissonvervormingen tijdens het afzinkproces beter te begrijpen om schade aan de caissons te voorkomen. Om een betrouwbaarder inzicht te krijgen in de bodem in bezwijkomstandigheden is een onder- zoeksprogramma gestart in de mechanismen van de aanwezige bodem [2]. Het doel van het onderzoek was het verkrijgen van een betrouw- bare toepassing van het relatief eenvoudige Brinch Hansen draagkrachtmodel om in relatief korte tijd een groot aantal scenario's en variaties te kunnen analyseren. Dit werd bereikt met een 3-stappenbenadering: 1. Eindige Elementen Analyses met Abaqus Expli- cit (grote rekken) om de grondverplaatsingen en spanningen voorbij falen voor twee penetra- tiedieptes te bestuderen; 2. Eindige Elementen Analyses met Plaxis. Op basis van de resultaten van stap 1 is een EEM- model ontwikkeld om meerdere bermbreedtes en penetratiedieptes te bestuderen; 3. Draagkrachtanalyses volgens Brinch Hansen met begrensde gronddruk op basis van de resultaten van stap 1 en 2. In tabel 1 wordt de bodemopbouw weergegeven die is gebruikt in alle drie de verschillende grond- modellen en de sterkteparameters voor de Brinch Hansen-analyses. Deze laatste zijn gebaseerd op laboratoriumtests. FE-analyses met Abaqus Berekening van vervormingen met de grond in een spanningstoestand vergelijkbaar met de afzinksituatie is meestal niet mogelijk met reguliere eindige elementenmodellen, omdat de vervormingen van de grond te groot zijn en het berekeningsproces eenvoudigweg stopt. Voor de Zeesluis IJmuiden heeft de Technische Univer- siteit Hamburg (TUHH) een Abaqus/Explicit model gemaakt om het gedrag van de grond tijdens het falen onder een caisson te kunnen be- grijpen. Uit de analyses blijkt dat door het zakken van het caisson de ondergrond onder de snijranden wordt verdicht, samengeperst en vervormd. De zone van verhoogde verticale spanningen bevindt zich rond de punt van de snijrand en breidt zich uit naar het gebied onder de hellende binnenzijde van de snijrand. Figuur 8a laat zien dat tijdens het afzinken de grond onder de snijrand en grondberm wordt verdicht. Het bezwijken van de grond begint met het afschuiven van het talud van de grondberm, waarbij de grond in de richting van de werkkamer wordt geduwd (zie figuur 8b). Op dit punt stoppen de analyses Figuur 6 – Belastingschema’s funderingsdrukken caisson tijdens het afzinken Figuur 7 – Doorsnede van caisson binnenhoofd (Appendix niet ingetekend) 64 GEO WATER NOVEMBER 2023 en worden grote vervormingen op een dieper glijvlak waargenomen. Dit bezwijkmechanisme werd waargenomen bij elke analyse waar bezwij- ken optrad. Hoewel er aannames moesten worden gedaan met betrekking tot de geometrie van de grond- berm en de snelheid van verticale verplaatsing en de resultaten van de Abaqus-analyses geen exact antwoord gaven met betrekking tot de draag- kracht van een grondberm tijdens het afzinken van een caisson, stelde het de ingenieurs van de Zeesluis IJmuiden in staat om te begrijpen dat: –het last-verplaatsingsgedrag van de grond een voortdurende verzwakking van het spannings- rekgedrag laat zien zonder een plotseling be- zwijken totdat zeer hoge korrelspanningen worden bereikt; –het last-verplaatsingsgedrag verandert wan- neer het talud van de grondberm bezwijkt; –verticale korreldrukken onder de grondberm waarden hoger dan 400 kPa kunnen bereiken. De analyses tonen ook de interactie tussen het falen van het talud van de grondberm (I in figuur 9) en een diep glijvlak (II in figuur 9). In figuur 8b vervormt de grondberm aanzienlijk bij een spanningstoestand die overeenkomt met het begin van het bezwijken van de grond. Dit leidt echter niet tot de grote verplaatsingen die zouden optreden bij doorgaand bezwijken. Een nadere blik op de last-verplaatsingscurven voor de verplaatsingsgestuurde, gedraineerde analyses laat ook een zigzag gedrag zien. De belasting neemt af wanneer de helling van de berm begint te vervormen en neemt weer toe na een zekere verplaatsing van het caisson. Uit deze waarnemingen wordt geconcludeerd dat het afzinkproces als volgt verloopt: 1. Het talud van de grondberm wordt steiler gemaakt door grond aan de teen van de helling af te graven; 2. Het talud van de grondberm vertoont aanzien- lijke vervormingen langs het glijvlak (I) waar- door een deel van de ondersteuning van het caisson tijdelijk verloren gaat; 3. De combinatie van snijrand / resterende grond- berm activeert de diepere glijvlakken (II), waar- door het caisson wegzakt; 4. Na een kleine zetting (afzinken van het caisson) zal de vloer van het caisson rusten op het vervormde deel van de grondberm/helling. Hierdoor neemt de druk op het diepere glijvlak weer af en stopt het zakken; 5. Het talud van de grondberm, dat door de vervorming langs het glijvlak flauwer is gewor- den, wordt door uitgraven aan de teen van de helling weer steiler gemaakt, totdat de helling weer begint te vervormen. Als de diepte in de werkkamer enige decimeters minder is gewor- den, wordt het centrale deel van de werkkamer verdiept. Vervolgens kan weer op basis van de metingen de bermteen gericht worden ont- graven langs bepaalde delen van de wanden. Door dit vervormingsproces, waarbij beide glijvlakken afwisselend worden gemobiliseerd, verloopt het afzinken in kleine stapjes in een spanningstoestand dicht tegen bezwijken aan. Dit is in overeenstemming met de ervaringen bij eerdere pneumatische caissons waarbij lokale verticale verplaatsingen in de orde van grootte van maximaal 20 mm zijn gemeten. In combinatie met het aanbrengen van voldoende brede grond- bermen zal het (volledig) bezwijken van diepe glijvlakken niet plaatsvinden. FE-analyses met PLAXIS Met het EEM-programma PLAXIS is verder onderzoek gedaan naar het faalgedrag van de grondbermen voor verschillende snijrandniveaus. Hiervoor is een model gemaakt (zie figuur 10), waarbij het afzinken van het caisson in stappen van 0,5 m kan worden gemodelleerd in combina- tie met een reductie van de bermbreedte in stap- pen van 0,5 m. De PLAXIS-resultaten toonden het volgende: –er was een continue afname van de minimale bermbreedte versus diepte, zelfs wanneer de snijrand dicht bij de kleilaag ligt; –er was een relatief snelle afname van de berm- breedte wanneer de snijrand de kleilaag is ge- passeerd. Bezwijkmechanisme fundering op staal (brinch-hansen) In dit model is de breedte van de berm B gedefi- nieerd als contactoppervlak grond-vloer plus breedte van de snijrand (zie figuur 11). Voor het geotechnisch ontwerp volgens de theorie van Brinch Hansen is de Eurocode 7/NEN9997-1 gebruikt. Op basis van de resultaten van stap 1 en 2 is geconcludeerd dat een grenswaarde van 700- 750 kPa geschikt is voor draagkrachtanalyses van grondbermen van de caissons in IJmuiden met deze methode. De minimaal vereiste bermbreed- tes voor een oneindige strookbelasting op verschillende diepten zijn berekend voor het Figuur 10 – Elementennet t.b.v. simuleren afzinkproces – situatie bij start afzinken. Figuur 8 – Grondverplaatsingen voor fase I van analyse nr. 1 bij uz= – 0,35 m (a) en na uitval van de grondberm (b). Figuur 9 – Faalmechanismen van de grondbermen. 65 GEO WATER NOVEMBER 2023 caisson van de deurkas van het binnenhoofd vanaf een penetratieniveau van de snijrand van NAP -12,5 m. Naast het gedraineerde en onge- draineerde draagvermogen zijn ook squeezing- analyses voor de kleilaag uitgevoerd op basis van de formule voor strookfunderingen. Uit de constructieve analyse is duidelijk dat bij het caisson van het binnenhoofd nabij de noordoostelijke hoek (waar de appendix met het caisson is verbonden) de hoogste belasting van de grondbermen zal optreden. Voor het globale bezwijkgedrag (Brinch Hansen) is de ongedrai- neerde draagkracht van de kleilaag maatgevend, totdat de snijrand deze laag is gepasseerd. Onder de kleilaag is het gedraineerde draagvermogen bepalend. De resultaten van de squeezinganaly- ses laten ook zien dat de benodigde bermbreedte afneemt wanneer de snijrand de kleilaag nadert. Blijkbaar neemt het effectieve gewicht van het caisson sneller af dan dat de weerstand tegen squeezing van de kleilaag afneemt. Resultaten en observaties In de tussentijd was het project Kattwyk Brücke in Hamburg met succes afgerond [1] en dat had ons geleerd dat de nieuw ontwikkelde appara- tuur en het monitoringsysteem goed werkten. Het monteren en demonteren in en uit de werk- kamer evenals het afstand gestuurde ontgra- vingsproces verliep volgens plan. Voor dit project golden echter geen beperkingen voor buigen of torsie, omdat de caissons relatief kleine gesloten dozen waren. De grootste uitdagingen in Ham- burg waren een start niet boven water maar een bodemdiepte van 12 m in de Elbe, de werk- omstandigheden tot een waterdiepte van 32 m en de afwijkende grondprofielen. Voor het project Zeesluis IJmuiden waren de beperkingen en eisen voor de uitvoering veel zwaarder en omvangrijker. De resultaten van de engineering leidden tot de volgende vereisten voor de uitvoeringsfase van het pneumatische afzinkproces om spanningen in de caissons te beperken: –Continu verzorgen van een minimale berm langs de kopwanden. Daarmee alleen sturen op bermbreedte van de snijranden onder de lang- swanden, waardoor een constructief systeem ontstaat dat voorspelbaarder is en waarbij vervormingen nauwkeuriger kunnen worden geïnterpreteerd; –Strikte limieten van de vervormingsverschillen van het caisson, gedifferentieerd in scheef- stand en torsie; –Real-time monitoring van de vervorming van het caisson en de bouwput wanden tijdens het afzinken (zie figuur 12 en 13); –Reguliere inspecties in de werkkamer om de observatiemethode voor het controleren van bermbreedtes / de ondersteunende grond- en spanningstoestanden van de betonconstructie effectief uit te voeren. Het ontwikkelde, op afstand bedienbare, bedie- nings- en bewakingssysteem bleek dus ook nodig om aan de aanvullende eisen van de engineering te voldoen. Een real-time monitoringsysteem was al geïntegreerd. Alleen digitale registratie en direct online uploaden was een extra vereiste. Belangrijk pluspunt van afstand gestuurd afzin- ken is dat er direct contact mogelijk is met de operators van de ontgraving. Bij traditioneel afzinken met ploegen in de werkkamer is commu- nicatie immers maar zeer beperkt mogelijk en zien de caissonwerkers niet het effect van hun werkzaamheden. Met het huidige systeem beschikt elke operator in de besturings-unit over een dashboard om de prestaties van de roterende arm, het pompsysteem en de waterjets te regelen en te sturen (zie figuur 12). Er was een nauw- keurige, real-time weergave van de positie- en hellingsensoren om de vervormingen binnen de nauwe vooraf ingestelde toleranties te houden en zo de spanningsniveaus in de structuren te beperken (zie figuur 13). Dit was ook beschikbaar voor de site-engineers, wat heel nuttig was in de bespreking voorafgaand aan elke ploegwisseling, waar de strategie voor de ontgraving op basis van de ingemeten bermbreedtes en geregistreerde vervormingen werd doorgenomen. Uit de monitoringsresultaten bleek dat de grond zich gedroeg zoals voorspeld en beide caissons succesvol naar hun eindpositie werden afgezon- ken. De afwijkingen in toleranties werden vast- gesteld op -100/+50 mm voor de gemiddelde verticale positie, -50/+50 mm voor torsie en -0,1/+0,1 % voor helling op einddiepte. Tijdens de operatie zorgde de bewaking ervoor dat alle differentiële verplaatsingen binnen de vooraf ingestelde toleranties konden worden gehouden. De uiteindelijke positie van het groot- ste caisson werd uitgevoerd op een afwijking Figuur 11 – Schematisatie draagvermogen conform Brinch Hansen. Figuur 12 – Bediening op afstand door camera en bewakingssystemen. Figuur 13 – Screenshot real- time bewakings- systeem van het caisson op einddiepte binnenhoofd. 66 GEO WATER NOVEMBER 2023 op diepte +60 mm, torsie -35 mm, helling in de lengterichting 0,0 % (3 mm) en 0,12 % (67 mm) in dwarsrichting. Het caisson buitenhoofd werd op nog betere toleranties geplaatst. Waarden van 400 kPa (ondergrens) en 1000 kPa (bovengrens - begin afzinken) en 700 kPa (ver- wachtingswaarde) zijn gebruikt voor het ontwerp van het caisson in verschillende afzinkomstandig- heden en voor het afzinkproces. Uit analyses van de bewaakte bermbreedtes bij het afzinken van het buitenhoofd is geconcludeerd dat de ondergrenswaarde kon worden verhoogd naar 600 kPa voor het binnenhoofd bij aanvang afzinken als de ondergrens. Conclusies en aanbevelingen Een op afstand bestuurbaar pneumatisch afzink- systeem is significant economisch voordeliger in vergelijking met de traditionele arbeids- intensieve processen onder hyperbare omstan- digheden. Een effectievere operationele tijd (bijv. ploegendiensten) en besparingen in perso- neel leiden tot een beter rendement in tijd en kosten. Het gebruik van een bewakingssysteem op basis van de directe metingen van verschillende ver- plaatsingen maakt het afzinkproces binnen nauwe toleranties mogelijk. Pneumatisch afzinken is daarmee kosten- en tijds- efficiënt voor de realisatie van diepe construc- ties. De sterkte en het gedrag van de grond tijdens het afzinken zijn goed te voorspellen met de drie me- thoden die voor dit project zijn toegepast. Elke methode heeft haar eigen beperkingen: 1.Brinch Hansen is een handige methode om een eerste indruk te geven van de minimale berm- breedte (bij 400 kPa), maar geeft geen informa- tie over het vervormingsgedrag; 2.Een Plaxis-model kan situaties niet analyseren die verder gaan dan geotechnisch bezwijken: de berekening stopt bij bezwijken. Echter wor- den hiermee meer realistische korrelspannin- gen (750 kPa) bij bezwijken gevonden; 3.Het Abaqus-model analyseert situaties die net buiten geotechnisch bezwijken liggen. Met dit model wordt meer kennis opgedaan over grondgedrag. Wanneer echter geen correcties van de door kracht gestuurde vervormingen worden uitgevoerd, overschat het Abaqus- model de sterkte van de grond. De voor dit project vastgestelde ondergrens- waarde van de bezwijkspannning van de grond was van belang voor de start van het afzinkproces op een gecontroleerde manier en binnen de grenzen van het constructief ontwerp van de caissons. Vanwege mogelijk zeer kritische span- ningssituaties bij met name het opstarten van het afzinken zijn de sterkteparameters conservatief aangehouden. In het vervolgproces kon middels de ‘observational method’ de vervormingen goed worden beheerst. Daarmee kon de constructieve integriteit van de constructie gedurende het afzinkproces worden geborgd. Het is daarmee een geschikte keuze gebleken die wordt aanbe- volen voor toekomstige soortgelijke situaties. Op basis van de geotechnische studies die in dit artikel worden gerapporteerd, samen met de succesvolle toepassing van de observatie- methode, werd het afzinken van de caissons met succes voltooid. Dankwoord Dank aan de opdrachtgever Rijkswaterstaat, de teams van aannemersconsortium OpenIJ en in het bijzonder John Regtop, ontwerpleider voor de caissons. Ver w ijzingen [1] Admiraal B., Pneumatisch zinken 2.0, of 'hoe diep kun je zinken', Educom, Geotechniek spe- cial ECSMGE issue, 2019 [2] Regtop J., Feddema A., Investigations on the sinking process of large pneumatic caissons, Geotechnik, Ernst und Sohn, 2021 [3] Sies R., Lous L., Regtop J., Admiraal B., van Wijngaarden M., artikelenreeks in Cement m.b.t. caissons sluishoofden nieuwe zeesluis IJmuiden, Aeneas Media, 2020. ! Duurzame innovaties Betrouwbare kustverdediging Betere bereikbaarheid in onze steden Veilige wegen, bruggen, tunnels en viaducten BAM Infra Nederland ontwerpt de meest complexe infrastructurele werken www.baminfra.nl/ontwerp Volg ons op social media De grote verbouwing van Nederland vraagt tijd, daarom begint de volgende eeuw morgen. Het is meer dan ooit noodzakelijk om langetermijn- perspectief en korte termijn handelen aan elkaar te verbinden. We kunnen gezien onze bijzondere uitgangssituatie in ons lage land er niet voet- stoots van uitgaan dat het de hele wereld lukt om de temperatuurstijging binnen de gestelde grenzen te houden. Daarom is het noodzakelijk om een ruimtelijke, klimaatadaptieve strategie te ontwikkelen om ons zo voor te bereiden op verdere tegenvallers en negatieve bijstellingen in de realisatie van mitigerende klimaatdoelstellin- gen. Nederland moet weer een land met een plan worden. Geen blauwdruk, geen uitgewerkte mal waar de toekomst in moet passen, maar een geduide richting, een langetermijnperspectief, waarin paden gevonden kunnen worden die, zonder al te veel dwalen naar een robuuste toekomst voor de metropolitaanse stadsdelta Nederland leiden. Ons toekomstbeeld – op de Nederlandse bodem – is een poging om ons land op lange termijn te verbeelden als een begeerlijke plek om te leven. De opgaven die achter de verstedelijking, infra- structuur, energietransitie, klimaatverandering, waterveiligheid, landbouw, natuur en landschap N EDERLAND: LAND MET EEN PLAN Gijs van den BoomenDirecteur, landschapsarchitect en stedenbouwkundige bij KuiperCompagnons 46 GEO WATER NOVEMBER 2023 GEO WATER is onderdeel van het vakblad en kennisplatform Geotechniek. Uitgever/bladmanager: R.P.H. Diederiks COLOFON GEO WATER JAARGANG 1 NOVEMBER 2023 NUMMER 1 GEO WATER is een informatief/promotioneel onafhankelijk vaktijdschrift dat beoogt kennis en ervaring uit te wisselen, inzicht te bevorderen en belangstelling voor de water- bouwsector in Nederland en België te kweken vanuit een vnl. geotechnische invalshoek. Geo Water is een uitgave van Uitgeverij Educom v.o.f. Te l . + 3 1 ( 0 )1 0 4 2 5 6 5 4 4 •info@uitgeverijeducom.nl •www.uitgeverijeducom.nl Lezersservice Adresmutaties doorgeven via info @uitgeverijeducom.nl © Uitgeverij Educom v.o.f. November 2023Niets uit deze uitgave mag worden gereproduceerd met welke methode dan ook zonder schriftelijke toestemming van de uitgever. © ISSN 1386 - 2758 SINDS 1987 Figuur 1 – Ruimteclaims. Figuur 2 – Versterking Kustboog en Duinstad. 47 GEO WATER NOVEMBER 2023 schuilgaan, vragen om grote en samenhangende keuzes, acties en investeringen om dat wens- beeld werkelijkheid te maken (figuur 1). Dit plan is dan ook een robuuste en betrouwbare transi- tieroute naar de toekomst. We hebben verbeeld hoe de grote uitdagingen van de komende eeuw uitmonden in concrete ruimtelijke ingrepen en composities. Niet alleen reagerend op opgaven en bedreigingen, maar juist ook gidsend, aanreikend, inspelend op de kansen die de transities met zich meenemen. Nederland bestaat in 2121 uit een ‘Duinstad’ (figuur 2), ‘het Blauwe Hart’ (figuur 3) en een ‘Kantstad’ (figuur 4). De huidige Randstad is straks opgedeeld in twee delen. Achter de versterkte duinenrij ligt een kralenketting van steden – de Duinstad – waar kustverdediging en stedelijke ontwikkeling hand in hand gaan. In het laaggelegen polderland is een lagune verrezen, het Blauwe Hart, met water- en groenstructuren als dragers voor de stedelijke ontwikkeling. De Kantstad ligt in het oosten en zuiden, op de hogere gronden boven zeeniveau. Deze metropool van Duin-, Kant- èn Randstad met daarin het Blauwe Hart, tekent zich af als een netwerk van super stedelijke knooppunten, met elkaar verbonden door innovatieve infraverbin- dingen. De stadsknopen zijn in het natte westen compact en dichtbebouwd, in het oosten en zuiden breiden ze juist uit. Het netwerk wordt adaptief ontwikkeld waarbij klimaatveiligheid en gezond leven uitgangspunten zijn. De waarde van dit stedelijke netwerk, gebaseerd op het huidige verstedelijkingspatroon is enorm. Historisch waardevolle steden zijn verrijkt met nieuwe woon- en werkomgevingen, waar de openbare ruimte de plek is voor ontmoeting – gezond levendig, veilig en groen. Sterker nog, onze stra- ten parken en pleinen vormen onze Common Ground, datgene wat ons gemeenschappelijk bindt. Deze publieke ruimtes kunnen overdekt zijn verhard en zelfs binnen, maar liever nog zijn ze groen,- tuinen, parken, plantsoenen met ruimte voor water en wortels. Want dan biedt de openbare ruimte verkoeling en bergt en buffert het water. Duinstad en Blauwe Hart Laten we eens inzoomen op dat stedelijke net- werk tegen de achtergrond van een hernieuwd zee- en kustlandschap. We beginnen in het wes- ten waar de Waddeneilanden, de Hollandse Kust- boog, de koppen van de Zeeuwse eilanden en de Zeeuwse voordelta – met Zeeuwse Wadden- eilanden – niet alleen een eerste verdedigings- linie vormen, maar ook een verstedelijkingsbasis voor de delta van de toekomst. Versterking van de kustboog (door de zeereep te verbreden en de duinen te verhogen) natuurontwikkeling en de bouw van de duinstad achter de duinenrij gaan gelijk op. De Waddenzee en de Zeeuwse delta zijn als vanouds weer onderhevig aan een natuur- lijke dynamiek, de eilanden zijn versterkt. Het land achter de versterkte kustboog is zoals gezegd het Blauwe Hart, een waterrijk landschap, waar stadspolders en ‘meedeinende steden en dorpen’ elkaar afwisselen. Voor we dit nader toelichten staan we eerst stil bij de legitimiteit van de keuze om het water in dit deel van het land vrij spel te geven. Het betoog om in de verre toekomst westelijk Nederland te verlaten of onder water te zetten doet namelijk geen recht aan de identiteit van Nederland. Afscheid nemen van het lage polderland is net zoiets als Zwitserland zonder bergen. Niet dat dit landschappelijk erfgoed altijd en tegen elke prijs gehandhaafd moet blijven.Het is immers hoe dan ook nodig om in veenweidegebied het waterpeil te verhogen om oxidatie, bodemdaling en CO2 uitstoot tegen te gaan. En ja, de zeespiegel kan fors stijgen, met onveiligheid en zoute kwel tot gevolg. Maar de SAMENVATTING Nederland moet weer een land met een plan worden, waarbij alle bestaande plannen, schetsen, kennis en ideeën samenkomen en we nu al gaan handelen voor de komende eeuw. We schetsen een toekomstbeeld, waarbij we de diverse transities vormgeven. In 2121 bestaat Nederland uit een Duinstad, het Blauwe Hart en Kantstad, door onze metropolitaanse delta zo vorm te geven kunnen we meebewegen met het water. Figuur 3 – Van Groene har t naar Blauw har t Stadspolders en Meedein dorpen. Figuur 4 – Kantstad Ontwikkeling van de hoge kant. 48 GEO WATER NOVEMBER 2023 ‘badkuip’ dan maar vol laten lopen en het meest wezenlijke deel van onze identiteit bij voorbaat opgeven, is het andere uiterste. Daarom gaat ons plan voor een heroïsch en klimaat adaptief Nederland, waar de eeuwenoude strijd tegen en met het water nog altijd zichtbaar is. Daarom vrij naar Lucebert “alles van waarde moet weerbaar worden”. Mede hierom wordt in het Blauwe Hart van straks de grens tussen binnen en buiten de stad opnieuw getrokken In droge en door ringdijken ‘ommuurde’ stadspolders liggen historische en nieuwe stadsdelen – waar functiestaling, optop- pen, modulair bouwen en het gebruik van schone bouwmaterialen in zwang zijn geraakt, Buiten de stadspolders is de waterdruk hoog en hebben we geaccepteerd dat het water soms hoog staat of zelfs permanent terugkeert. Dit betekent dat woongebieden amfibisch zijn: adaptief, flexibel, op palen, demontabel, verplaatsbaar met lage dichtheden en te gast in het waterrijke land- schap. Deze drijvende wijken deinen mee met de fluctuerende waterpeilen. We staan niet langer met de rug naar het water, maar maken gebruik van de mogelijkheden die het water biedt. Dit bouwen op waterbasis vindt onder meer plaats op de verstedelijkingsas Amsterdam- Almere, dus in het IJmeer en rondom fort Pampus. Een Pampusstad past in de reeds in het algemeen uitbreidingsplan (AUP) vastgelegde ruimtelijke structuur van de Amsterdamse regio en is al vaak onderwerp van studie geweest. De locatie ligt in het verlengde van IJburg en beschikt over optimale omstandigheden om deze stadsontwikkeling op waterbasis handen en voeten te geven en op te schalen. Schiphol is verplaatst naar de Noordzee. Het oude vliegveld in de Haarlemmermeer ligt onder water en de landingsbanen en faciliteiten dienen als ontwik- kelbasis voor een nieuwe terpstad. Industrie- gebieden als het Botlekgebied, de eerste Maas- vlakte, Moerdijk en Hoogovens zijn teruggege- ven aan of teruggenomen door de natuur of getransformeerd tot culturele hotspots of broedplaatsen voor hippe entrepreneurs, start- en scale-ups. Kantstad De Kantstad die zich ontvouwt op de hoge gronden van Brabant en Limburg en in de Achter- hoek Twente, Drenthe en Overijssel, laat zich omschrijven als een verzameling van kleine en middelgrote steden in een groene en landschap- pelijke omgeving. Het bestaat uit aantrekkelijke vestigingsplaatsen op de overgang van laag en nat naar hoog en droog. Nieuwe hogesnelheids- treinen verbinden de Kantstad in 25 minuten met de oude steden in het westen en de nieuwe Duinstad. Dit stedelijk gebied is energieneutraal, flexibel in opzet gezond en groen, met veel bewegingsruimte en gebruikmakend van de nieuwste technologieën. De Kantstad verstedelijkt, maar wel op een an- dere manier dan we gewend zijn. Het voormalig platteland- dat ooit gebukt ging onder bevol- kingskrimp en vergrijzing maar in 2121 een renaissance heeft ondergaan speelt hierin een sleutelrol. Door digitalisering en thuiswerken verdwenen de noodzaak om dicht bij het werk te wonen en steeds meer mensen zeken in een woonomgeving rust, ruimt e en gemeenschaps- zin. Omdat een groot deel van de boeren is gestopt of uitgekocht kwam de helft van de landbouwgronden in het oosten en zuiden beschikbaar voor de bouw van vele woningen vervaardigd in hout en andere biobased mate- rialen, zoals hennep en humus. To t s l o t e e n b l i k o p h o e d e z e v e r b e e l d i n g v a n Duinstad, Blauwe Hart en Kantstad doorwerkt in vier sectoren te weten landbouw, energiewinning water en natuur en mobiliteit. Het traditionele landbouwareaal is in 2121 gekrompen tot de helft van de huidige hoeveel- heid. In het Blauwe hart is vooral zilte landbouw mogelijk, deels onder water met producten als zeekraal, zeekool en broccoli. Glastuinbouw blijft mogelijk voor de teelt van hoogwaardige en gezonde producten, die ooit tot een niche be- hoorden maar nu een volwaardig marktaandeel innemen. Denk aan kruiden en cressen, aan lamsoor en zeewier. Hier en daar wordt nog traditioneel voedsel (groenten en fruit) geteeld, als onderdeel van een circulaire landbouw waarbij energie en grondstoffen zoveel mogelijk worden hergebruikt. Voor de kust liggen zeewier- en algenboerderijen, symbolen van de aqua cultuur dat een nieuwe voedselbron is. In de Kantstad worden naast voedsel vooral grondstoffen geteeld voor de biobased econo- mie, zoals hennep humus en vlas waarmee hoog- waardige bioproducten worden gemaakt. Denk aan bouwmaterialen, biopolymeren, cosmetische Figuur 5 – 50 tinten blauw Leven met water in de toekomst vereist een nieuw soort landschap. Figuur 6 – To e k o m s d t i g e mobiliteit. en farmaceutische producten en kleding. De traditionele teelt van aardappelen en suiker- bieten is goeddeels verdwenen. De circulaire landbouw is natuur inclusief en stimuleert na- tuurontwikkeling. Kenmerkend is het herstel van de weidevogelpopulatie. Met name de grutto, ooit bijna uitgestorven geeft een spectaculaire comeback gemaakt en staat symbool voor de toegenomen biodiversiteit in Nederland. Energiewinning is volledig ingepast in het land- schap. Op de Noordzee staan nog tienduizenden reusachtige windmolen maar op land zijn die vrijwel allemaal afgebroken en vervangen door alternatieve, lokale energievoorzieningen. Wind- molens op land staan alleen nog op geëigende plekken zoals in Flevoland en Zeeland en langs dijken snelwegen en industrieterreinen. Ook de vele zonneweiden zijn verdwenen, vooral vanwege natuur en landschap schade die zij ver- oorzaakten. In plaats daarvan is 2.5 miljard vier- kante meter aan dak- en geveloppervlak – plus geluidsschermen langs wegen en spoorlijnen – in gebruik genomen om energie op te wekken. Met name in de Kantstad liggen zogenoemde in- tegrale energielandschappen waar verschillende bronnen als wind, zon en waterstof gecombi- neerd worden. Voor de kust liggen energie-eilan- den waar opgewekte energie wordt opgeslagen met waterstof, op land liggen natuurvriendelijke energieopslagmeren. Geo- en aquathermie zijn dominante en duurzaam warmtebronnen voor de gebouwde omgeving. De hightechindustrie wordt van energie voorzien door grote waterstof- centrales die vooral in de randstad staan. Veel daken zijn vergro end, niet alleen om overvloedige regenval vast te houden maar ook om gebouwen beter te isoleren. De helft van de vrijgekomen landbouwgronden is gebruikt voor natuurontwikkeling. Het gaat dan met name om de aanplant van nieuw bos. Deels voor de productie van hout als alternatief voor traditionele en vervuilende bouwmaterialen als cement, staal en beton., deels voor de bio- diversiteit en de aanpak van milieu en klimaat- problemen. De grote rivieren zijn breder gewor- den en het aantal waterretentiegebieden is flink toegenomen – om in ieder geval tijdens langdurige periodes van droogte de drinkwater- voorziening op peil te houden. Vanwege die droogte – elke drie jaar is het extreem droog en warm – zijn ook de steden aangepast. Ze zijn groener en beter toegerust op de gevolgen van de klimaatverandering. In het Blauwe hart is water een bindmiddel – wonen, werken en recreëren vinden voor een belangrijk deel op het water plaats. To t s l o t d e m o b i l i t e i t ( f i g u u r 6 ) w a a r N e d e r l a n d zo lang mee worstelde. Nadat uiteindelijk het vervoersnetwerk echt vastliep, is radicaal ingegrepen. Een compleet nieuwe infrastructuur zag het levenslicht, waarin niet langer de auto centraal staat, maar het openbaar vervoer. Een integrale railverbinding (een metro-achtige treinverbinding waarbij elke vijf minuten een trein vertrekt) verbindt alle grote en middelgrote gemeenten en voor supersnel vervoer is een hyperloopsysteem dwars door Nederland beschikbaar. In de steden zelf ligt de nadruk op ondergronds vervoer. Daarnaast is alles op alles gezet om bewoners te verleiden om zoveel mogelijk afstanden wandelend of fietsend af te leggen. Dat betekent dat voorzieningen en recreatieve gebieden in de buurt liggen, en dat via bijvoorbeeld bovenlokale snelfietsverbindingen stations makkelijk bereik- baar zijn. Elektrisch is de norm, met een variëteit aan electrische fietsen, fietsauto’s en steps. Concepten voor deelmobiliteit vieren hoogtij. De toekomst is te verbeelden; hoe maken we haar? Hoe zorgen we dat de onvermijdelijke transities ertoe leiden dat Nederland en begeer- lijke plek blijft om in te leven? Hoe voorkomen we dat de grote omwenteling ons overkomt en hoe overbruggen we deze? Welke mogelijkheden zijn er waarbij we recht doen aan bodem, water en kwaliteit van wonen? Om in Nederland te kunnen blijven wonen met het water, moeten we nieuwe ideeën bedenken en moeten we kijken naar andere oplossingen dan de huidige. Hoe bewe- gen we mee met het water (figuur 7)? We maken de toekomst samen. Door oplossingen, antwoorden op de uitdagingen voor ons in beeld te brengen, te bespreken en te kiezen. De oplos- singen, de beelden zijn legio. Het gaat erom om ze op tijd en in samenhang beschikbaar te hebben en uit te voeren. Daarom, om terug te komen op het begin, moet Nederland weer een land met een plan worden, waarbij alle bestaande plannen, schetsen, kennis en ideeën samenkomen en we nu al gaan hande- len voor de komende eeuw. ! 49 NOVEMBER 2023 Figuur 7 – Nederland in 2121. GEO WATER Inleiding Het Programma Bruggen en Kademuren (PBK) staat voor de uitdaging om de constructieve veiligheid van bruggen en kademuren op houten palen te beoordelen. Om deze taak te kunnen uit- voeren is er behoefte aan duidelijke regelgeving en nieuwe inzichten. Er heeft grootschalig onder- zoek plaatsgevonden naar houten palen om meer zekerheid te krijgen over de werkelijke paal ‐en materiaaleigenschappen, de invloed van de bac- teriële aantasting op de sterkte van de funde- ringspalen en de draagkracht van de ondergrond. Het is vrijwel onmogelijk om bestaande palen volledig te instrumenteren. Daarom is ervoor gekozen om naast bestaande palen ook nieuwe geïnstrumenteerde palen te beproeven.Voor- liggend artikel behandeld een serie proeven die zijn uitgevoerd op nieuwe houten palen die volledig zijn geïnstrumenteerd. In de voorgaande editie van het Feuilleton [2] is het Semi-Probabilistische Toetsmodel houten palen Amsterdam toegelicht. Belangrijke invoer- parameters voor het Toetsmodel zijn de paal- klassefactoren αpen αsvan de (tapse) houten palen en de hoogte waarover de palen positieve schachtwrijving ontlenen aan de ondergrond. Het To e t s i n g s k a d e r A m s t e r d a m s e B r u g g e n TA B 2 . 0 [3] wordt momenteel herzien met behulp van be- vindingen uit proeftuinen, waarin zowel nieuwe als bestaande houten palen zijn onderworpen aan proefbelastingen. Proefbelastingen op houten palen zijn uitgevoerd om de draagkracht van de houten palen te onderzoeken en de aannames in het Toetsingskader aan te scherpen. In Amsterdam is een terrein in de wijk Over- Amstel ingericht voor het uitvoeren van proeven op nieuwe, geïnstrumenteerde, houten palen. Dit artikel geeft een samenvatting van de resultaten van axiaal op druk belaste palen, uitgevoerd door Gemeente Rotterdam en vervolgens geanaly- seerd door Deltares. Hiermee wordt gedeel- telijk invulling gegeven op Thema 4 van het Feuilleton [1]. Gedetailleerdere analyses van de resultaten met betrekking tot de andere proeven die zijn uitgevoerd in deze proeftuin, alsmede de proeven op bestaande palen onder bruggen in de Vijzelstraat worden mogelijk in vervolgedities behandeld. Algemene beschrijving van de proefcampagne De grondopbouw van de proeftuin in OverAmstel is representatief voor grote delen van Amster- dam, zie figuur 1. Alleen de bijna 5 m dikke antropogene toplaag (zand) is echter wel circa 3 m dikker dan wat over het algemeen in de binnen- stad wordt aangetroffen. Om de invloed daarvan te beperken en de heibaarheid te verbeteren is deze toplaag voorgeboord/voorgewoeld. Tussen de toplaag en de eerste zandlaag komen we achtereenvolgens veen, klei (siltig/zandig) en basisveen tegen. De testpalen zijn in de eerste zandlaag gezet. Omdat onder bruggen en kademuren voorname- lijk grenen en vuren palen worden aangetroffen, zijn voor het onderzoek zowel grenen als vuren palen geselecteerd, respectievelijk 9 en 18 stuks. De meeste (13) van de vuren palen zijn handmatig geschild, de rest is mechanisch geschild. De puntdiameter varieerde tussen 0,13 en 0,16 m, de kopdiameter tussen 0,21 en 0,31 m en de 20 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 GROOTSCHALIG ONDERZOEK NAAR DE GEOTECHNISCHE DRAAGKRACHT VAN HOUTEN PAALFUNDERINGEN IN A MSTERDAM Figuur 2 – Aanbrengen van de glasvezelrekstroken in de palen. Figuur 1 – Gemiddelde (zwart) en afzonderlijke sondeerweerstanden (grijs). Variatie in paal- puntniveau is aangegeven met stippellijnen. Aziz CherkaouiGemeente Amsterdam Erik HutchesonGemeente Amsterdam Dirk de LangeDeltares Rodriaan SpruitGemeente Rotterdam Erwin de JongGemeente Amsterdam 3 FEUI LLET ON lengte tussen ca. 13,53 en 14,45 m. De overall tapsheid van de testpalen varieerde daarmee tussen ca. 5 en 12 mm/m. De palen zijn geïnstru- menteerd met glasvezels om het axiale rek- verloop te bepalen, zie figuur 2. Het heien van de palen is zo authentiek mogelijk uitgevoerd door gebruik te maken van een stelling met een valgewicht van 800 kgf. Vooraf- gaand aan het heien is de topzandlaag met een avegaar voorgeboord, om de weerstand die deze laag kan leveren te reduceren. Het was aanvankelijk de bedoeling om de palen 1 à 2 ‘tochten’ in de eerste zandlaag te heien, maar de gerealiseerde puntniveaus varieerden tussen ca. NAP -12,1 en -12,8 m, wat overeenkomt met 1,7 tot 4,3 tochten in de eerste zandlaag. De volgende proeven zijn uitgevoerd: –16 palen zijn belast op druk conform NPR 7201, klasse A1; –4 palen zijn belast op trek (3 van deze palen waren eerder op druk belast); –4 palen zijn belast op druk, relatief snel en zon- der ontlaststappen tot bezwijken getest, en daarna 2 maanden belast met 80% van het gemeten bezwijkdraagvermogen (bij 10% D eq paalpuntverplaatsing); –5 palen zijn belast door het aanbrengen van een extra belasting op het maaiveld (ontwikkelen negatieve kleef). De focus in dit artikel ligt op de palen die zijn belast op druk conform NPR 7201 [7]. In figuur 3 is de proefopstelling weergegeven. Bij deze proefbelastingen is stapsgewijs de belasting verhoogd, inclusief het aflaten van de belasting alvorens de belasting weer verder te verhogen. Na het proefbelasten zijn alle houten palen getrokken en naar de TU Delft gebracht voor laboratoriumonderzoek [8]. Bij 6 palen zijn de glasvezelmetingen gevalideerd onder labo- ratoriumomstandigheden en de mechanische eigenscha ppen van paalsecties bepaald. De proefresultaten van deze 6 palen zijn in meer detail uitgewerkt. Uitdagingen en oplossingen HOUT IS EEN NATUURPRODUCT Om een goede indruk te krijgen van het verloop van de normaalkrachten in de paal, moet er rekening worden gehouden met de natuurlijke variatie van houten palen. Dit geeft de nodige uitdagingen. De diameter is geen constante en ook zijn er lokale oneffenheden, zoals noesten en kwasten. Daarnaast is de elasticiteitsmodulus geen constante, omdat deze onder andere afhan- kelijk is van vochtgehalte en verhouding kern en spinthout in de doorsnede. Aangezien de gemeten rek wordt vertaald naar een axiale kracht, is het belangrijk oppervlakte en elastici- teitsmodulus nauwkeurig te kennen (F= !EA). De paalgeometrie is benaderd door met tussen- afstanden van 1 m steeds de omtrek te meten. Deze omtrek is vervolgens vertaald naar een diameter. Een schatting van het initiële vocht- gehalte is verkregen door het gewicht van de palen te bepalen. Achteraf zijn de testpalen getrokken en is de elasticiteitsmodulus bepaald over lengten van 0,9 m (onderste gedeelte) of 1,35 m (rest). Het vochtgehalte is op dat moment ook opnieuw bepaald. De elasticiteitsmodulus vertoont een sterke correlatie met de diameter. Het is bekend dat bij oudere bomen de jaarringen dichter op elkaar zitten dan bij jonge bomen. De dichtheid in het hout neemt toe naarmate de jaarringen dichter op elkaar zitten. De gevonden correlatie is gebruikt bij de analyse van de rekmetingen. BUIGING Houten palen zijn niet perfect recht, zodat belasting op de paalkop altijd tot enige excentri- citeit zal leiden. Dit effect kan worden versterkt als een paal verder wordt gekromd tijdens het installeren. Om deze reden is ervoor gekozen om 21 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 SAMENVATTING Vo o r h e t b e o o rd e l e n v a n d e co n s t r u c t i e v e v e i l i g h e i d v a n b r u g g e n e n k a d e m u re n op houten palen, heeft gemeente Amsterdam behoefte aan meer kennis over het gedrag van bestaande palen. Één van de problemen hierbij is dat bestaande palen niet zijn geïnstrumenteerd. Daarom is ervoor gekozen om naast het proefbelasten van bestaande palen, ook geïnstrumenteerde nieuwe houten palen te beproeven. Zestien houten palen, met enige variatie in diameter, tapsheid en inheidiepte zijn op druk beproefd conform NPR 7102, klasse A1. De focus van dit artikel ligt op de analyse van zes palen die in detail zijn uitgewerkt. De gevonden paalklassefactoren zijn hoger dan de waarden volgens de vigerende norm. Figuur 3 – Proefopstelling op druk belaste palen conform NPR 7201 klasse A1. Figuur 4 – Paalinstrumentatie [5]. vier groeven te frezen waar twee glasvezels in zijn gelijmd: een noord-zuid- en een oost-west-vezel, zie figuur 4. Door op doorsnedeniveau de rekken van de vier meetpunten te middelen wordt er gecorrigeerd voor optredende buiging. De vezels maken een bocht door de paal nabij de paalpunt. Omdat de penetratie in de eerste zandlaag beperkt is en de spatiële resolutie van de rek- meting 0,25 m bedraagt, is het gewenst om deze bocht zo laag mogelijk te plaatsen. Met het oog op mogelijke beschadiging van de paalpunt (pruik) is er gekozen voor een minimale dekking van 2 cm. Uiteindelijk is slechts bij één paal de punt zodanig gespleten waardoor de meetlus een onderbreking had. RESIDUELE REKKEN Het is bekend dat na het wegdrukken of heien van een paal, een deel van de paal op druk belast kan blijven. Wrijving tussen grond en paalschacht kan ervoor zorgen dat de paal niet volledig kan terugveren naar de neutrale stand. Dit fenomeen wordt veelal aangeduid met termen als ‘residuele rekken’ of ‘restspanningen’. Deze rekken dienen te worden meegenomen voor een correcte aflei- ding van de normaalkrachten in de paal. Wanneer deze niet worden meegenomen leidt dit over het algemeen tot een onderschatting van de punt- weerstand en daarmee tot een overschatting van de schachtweerstand. Om deze residuele rekken te bepalen zijn vooraf- gaand aan het heien de glasvezels doorgemeten. Daarbij hing de paal in een kraan. Door deze metingen als referentie te gebruiken, kunnen de residuele rekken bij aanvang van de proef worden bepaald. Deze rekken zijn in figuur 5 weergege- ven voor de 6 in detail uitgewerkte palen. Voor de meeste palen is een correctie toegepast om de residuele rek nul te maken aan de paalkop. Deze correctie bedroeg maximaal 100 µm/m en is toegepast over de gehele lengte. Mogelijke verklaringen voor de noodzaak van deze correctie zijn verschillen in temperatuur en vochtgehalte tijdens de referentiemeting en de proefbelasting. Aangezien deze correctie niet volledig wordt begrepen, brengt dit onzekerheid met zich mee. De 6 palen vertonen na deze correctie allen wel hetzelfde verloop: weinig wrijving vanuit de (voorgeboorde) toplaag, negatieve wrijving uit de slappe lagen en de grootste drukspanning onderin de paal. Analyse van de rekmetingen VERLOOP NORMAALKRACHT De normaalkrachten in de paal zijn bepaald bij een paalpuntverplaatsing van 10% van de paalpuntdiameter. Om deze te bepalen moesten allereerst de rekmetingen worden gekoppeld aan een positie op de paal. Er is gekozen om één meting te laten samenvallen met het laagste punt in de bocht van de glasvezel [5][6]. Daarna kun- nen de metingen per niveau worden gemiddeld. Aangezien de spatiële resolutie van de meting gelijk is aan 0,25 m, zal deze aanpak in sommige gevallen voor wat ruis zorgen. Bij de vertaling van gemeten rekken naar nor- maalkrachten is gebruik gemaakt van een rekafhankelijke stijfheid in de vorm E( !)=a–b• !, aangezien dit gedrag zowel in het veld en in het lab van de TU Delft is waargenomen. Voor één van de palen (P594) werd een groot verschil gevonden tussen het stijfheidsgedrag tijdens de proefbelasting en de laboratoriumproeven. Bij deze paal is ervoor gekozen om de correlatie tussen diameter en elasticiteitsmodulus uit het lab te corrigeren met het gemeten stijfheids- gedrag tijdens de proefbelasting. Figuur 6 toont het verloop van de normaalkracht van de P164. In deze figuur is tevens inzichtelijk gemaakt wat het meenemen van de residuele rekken betekent. Bij de meeste palen vertonen de normaalkracht- verdelingen de nodige schommelingen, die fysisch gezien niet juist kunnen zijn, maar naast andere bronnen van onzekerheid wel te verklaren zijn vanuit lokale natuurlijke variatie in de houten palen. AFGELEIDE PAALKLASSEFACTOREN Voor de slappe lagen en de eerste zandlaag zijn paalkassefactoren afgeleid. Per paal waren drie sonderingen beschikbaar in een straal van 1,3 m en per sondering zijn de factoren bepaald volgens NPR 7201 [7] (dus ook zonder afsnuiten van de conusweerstand). Voor de eerste zandlaag is voor een alternatieve aanpak gekozen, vanwege: –De onzekerheid in de locatie van de rekmetin- gen in combinatie met de beperkte penetratie in de zandlaag; –Het feit dat de rekmeting een gemiddelde is over een interval van 0,25 m en ook abrupte verschillen in rekniveaus kunnen worden uitge- middeld, wat de meting nabij de paalpunt kan beïnvloeden. Door middel van optimalisatie is berekend welke set van αpen αshet minste spreiding vertoond voor de eerste zandlaag. Hierbij is dus alleen de normaalkracht aan de bovenkant van de laag ge- bruikt. De gevonden factoren zijn weergeven in Ta bel 1. Grondlaag Paalklasse- Gemiddeld CoV factor 1e zandlaag αp 1,07 0,05 αs 0,014 0,05 Slappe lagen αs 0,057 0,20 To p l a a g αs 0,003* 0,72 Ta bel 1 –Afgeleide paalklassefactoren (* toplaag is verstoord door voorboren). Figuur 7 toont de normaalkracht ten opzichte van de kopkracht bij geotechnisch bezwijken. De palen P164, P398 en P592 vertonen een bijna identiek beeld: nauwelijks afdracht in de (voor- geboorde) toplaag en ca. 150 kN afdracht in de slappe lagen. De andere drie palen wijken hier vanaf, met name P397 en P594. Dit illustreert de grote spreiding bij de paalklassefactoren in de slappe lagen en de toplaag. Het is onduidelijk wat de precieze redenen zijn voor deze spreiding en daarom zijn alle resultaten meegenomen bij de bepaling van de paalklassefactoren. De gevonden αs-waarden in de slappe lagen en de eerste zand- laag liggen in de buurt van het wrijvingsgetal uit de sonderingen. Voor de toplaag geldt dat de re- latie tussen conusweerstand en wrijving sterk is verstoord door het voorboren van deze laag. De gevonden αpzonder het meenemen van residuele rekken is gelijk aan 0,76. Dit komt in de buurt van de huidige waarde in NEN 9997-1 [4]. 22 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 Figuur 5 – Residuele rekken bij aanvang van de proefbelastingen (negatieve rek = druk). Figuur 6 – Afgeleide normaalkrachten in paal. MOBILISATIECURVEN Op basis van de rekmetingen en kopverplaatsin- gen is de mobilisatie van de grondweerstand als functie van de lokale verplaatsingen bepaald. Deze zijn vergeleken met de curven uit de norm. Het valt op dat de mobilisatie van de puntweer- stand over het algemeen stijver is dan wat de norm geeft. Dit kan worden verklaard door het meenemen van de residuele rekken. De mobi- lisatie van de schachtweerstand in de eerste zandlaag vertoont in het algemeen een goede gelijkenis met de curve uit de norm. Overall gedrag In totaal zijn 16 palen op druk beproefd. De last-zakkingscurven zijn gegeven in figuur 8. Hier- bij zijn de ontlast-herbelast takken weggelaten en de zes palen die in detail zijn uitgewerkt zijn weergegeven met dikkere lijnen. De 10 palen die (nog) niet in detail zijn uitgewerkt zijn wel gebruikt om de gevonden paalklassefactoren te toetsen. Daartoe zijn drie scenario’s opgesteld: 1. paalklasse-factoren afgeleid op basis van rek- metingen inclusief restkracht; 2. paalklasse-factoren afgeleid op basis van rek- metingen exclusief restkracht; 3. paalklasse-factoren volgens NEN 9997-1. In Tabel 2 is per scenario de gemiddelde ratio tussen de gemeten en de berekende draagkracht opgenomen inclusief bijbehorende variatiecoëf- ficiënt, CoV. Voor de eerste twee scenario’s wordt een kleine onderschatting van de draag- kracht gevonden. Voor scenario 3 geldt een over- schatting van 5%. Dit laatste is voornamelijk te verklaren vanuit de bijdrage van de 5 m dikke ophooglaag met een relatief hoge conusweer- stand. Juist de onzekere bijdrage van deze geroerde toplaag maakt het moeilijk om harde conclusies te trekken. De CoV van de gemeten draagkracht betreft 11%. Door de gemeten waarden te delen door de berekende waarden (steeds met één set paalklassefactoren voor alle palen) daalt deze waarde naar 6 à 7%, onafhan- kelijk van de set paalklassefactoren. Vermoede- lijk zal elke set die het gemiddelde goed weet te benaderen rond deze waarden uitkomen, van- wege de geringe spreiding in inheiniveaus, paal- dimensies en grondeigenschappen. Scenario Gemiddeld CoV 1 1,02 0,07 21,01 0,06 30,95 0,07 Ta bel 2 – Gemiddelde ratio van gemeten en bere- kende draagkracht en bijbehorende variatie CoV Slotopmerkingen Zes nieuwe houten palen die op druk zijn beproefd conform NPR7201 [7] zijn in detail uitgewerkt. Hoewel er de nodige aandacht is besteed aan complicerende factoren is er toch veel variatie gevonden in het afgeleide normaal- krachtenverloop. Dit wordt voornamelijk toege- schreven aan het feit dat hout een natuurproduct is. Het is met name opvallend dat de variatie in het overall gedrag veel kleiner is dan de spreiding in het normaalkrachtenverloop. Toch lijken de gevonden paalklassefactoren niet onrealistisch. Een verklaring hiervoor is dat individuele afwij- kingen wegvallen na het middelen van de zes palen. De gevonden paalklassefactor αs(ca. 0,05 à 0,06) in de holocene veen- en kleilagen is veel hoger dan de norm [4] voorschrijft (0,02 à 0,03). De fac- toren in de norm [4] zijn gebaseerd op proeven op stalen palen in potklei. Bruggen op houten palen kunnen de belasting over zeer grote aantallen palen verdelen, waarbij het gemiddeld gedrag dat uit de proeven volgt ook wat van een op houten palen gefundeerde constructie mag worden verwacht. Het bezwijkgedrag van de palen laat zien dat bij geotechnisch bezwijken (conform de norm op 0,1·D eq paalpunt verplaatsing), de grond- mechanische weerstand nog oploopt. Ook bij palen die bewust dieper zijn gedrukt bleef de weerstand oplopen. In praktijk betekent dit dat bij overbelasting de constructie deze wat zakking zal vertonen maar dat daarmee ook de draag- kracht marginaal toeneemt. De bevindingen op basis van de nieuwe palen kunnen niet één-op-één worden toegepast op bestaande palen, omdat deze veelal zijn aan- getast door bacteriën en schimmels. In een mogelijke volgende editie zal er dieper worden ingegaan op de proeven op zowel nieuwe als bestaande houten palen (Vijzelstraat Bruggen 30 en 41). Referenties [1] Artikel 1 in het feuilleton - ‘Het Amsterdamse Houten Palenonderzoek’, opgesteld door R. Te r p s t r a v a n d e G e m e e n t e A m s t e r d a m , g e p u b l i - ceerd in Geotechniek editie september 2022. [2] Artikel 2 in het feuilleton - ‘Semi-Probabilis- tisch Toetsmodel Houten Palen, opgesteld door R. Terpstra (Gemeente Amsterdam) en T. Schwec- kendiek (Deltares), gepubliceerd in Geotechniek editie maart 2023. [3] Toetsingskader Amsterdamse Bruggen - Aan- vullingen op en specificaties van de CROW-CUR Aanbeveling 124:2019 voor de Amsterdamse si- tuatie, betreffende de beoordeling van decon- structieve veiligheid van bestaande bruggen en viaducten van decentrale overheden; opgesteld door de Gemeente Amsterdam, versie 2, d.d. 19 december 2019. [4] NEN 9997-1+C2:2017 nl Geotechnisch ont- werp van constructies - Deel 1: Algemene regels. [5] Geotechnical Bearing Capacity of Timber Piles in the City of Amsterdam; Derivation of bearing capacity prediction factors based on static load tests conducted on instrumented timber piles. Master Thesis. S. Honardar, November 2020. [6] 11204981 ‐012 ‐GEO ‐0002_v1.0 Advies ge- otechnische draagkracht houten palen Amster- dam – Analyse proefbelastingen op druk in proeftuin Overamstel van Deltares d.d. 13-04- 2022. [7] NPR 7201+A1 augustus 2020 (nl) Geotechniek ‐Bepaling van het axiaal draagvermogen van fun- deringspalen door middel van proefbelastingen. [8] Determination of geometry and stiffness of 6 wooden foundation piles (container 235) equip- ped with optic fiber, TUDelft, TUD-M7.1- 2021093-GP-v1 d.d. 1 oktober 2021 (draft). [9] Proeftuin Overamstel Feitenrapportage proefbelastingen op houten palen, Gemeente Rotterdam IB (R. Spruit), 16-06-2020. ! Figuur 7 – Krachtafdracht door wrijving. 23 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 Figuur 8 – Last-zakkingscurven alle 16 palen belast op druk. 36 Inleiding Om de bereikbaarheid van de noordelijke Randstad te verbeteren, breidt Rijkswaterstaat het wegennet uit tussen Schiphol, Amsterdam en Almere (SAA project). Een goede bereikbaarheid van deze regio is belangrijk voor de economische ontwikkeling en de werkgelegenheid in het gebied. De verbreding van de A9 tussen de knooppunten Badhoevedorp en Holendrecht (A9BaHo) is hiervan onderdeel. De weg wordt uitgebreid van drie naar vier rijstroken per rijrichting. Ook komt er een wisselstrook. Bij Amstelveen wordt de A9 over 1,6 kilometer verdiept aangelegd. De leefbaarheid op het traject wordt onder andere verbeterd ten op- zichte van de huidige situatie door het aanleggen van 14 kilometer aan geluidsschermen. Sommige van de bestaande kunstwerken worden gereno- veerd, anderen worden vervangen. Niet alleen de uitvoering maakt deel uit van het project, ook het onderhoud na oplevering is inbegrepen. VeenIX, de uitvoerder van dit project, werk t gedurende het ontwerp en de realisatie van het project nauw samen met opdrachtgever Rijks- waterstaat en met andere stakeholders zoals de gemeenten Haarlemmermeer, Amstelveen, Ouder- Amstel en Amsterdam, waterschappen en de Provincie Noord-Holland. De verbreding van de A9 heeft invloed op de bestaande Schipholbrug over de Ringvaart Haar- lemmermeerpolder in verband met belastingen en grondvervormingen. Er is getoetst in hoeverre het weglichaam kan worden opgehoogd in de nabijheid van de bestaande landhoofden. Uit- gangspunt is om de belastingen tot een minimum te beperken omdat de beschikbare bouw- en zet- tingstijd voor het aanbrengen van de ophoging minimaal is. Daarom is besloten om de verbredin- gen rond de Schipholbrug (en een aantal andere kunstwerken op het A9BaHo project) te bouwen met EPS (Expanded PolyStyreen), zie figuur 1. Bij de keuze van type licht ophoogmateriaal spelen geotechnische aspecten (onder andere zettingen en opdrijven), bouwkosten en uitvoer- baarheid een belangrijke rol. Daarnaast zijn duur- zaamheid op basis van de Milieu Kosten Indicator (MKI-waarde) en circulariteit essentiële over- wegingen bij de keuze. Ook in de aanbesteding voor A9BaHo was hiervoor een prestatiecriterium opgenomen. Dit was mede de reden om te kiezen voor EPS als lichtgewicht en duurzaam ophoog- materiaal. Dit artikel geeft achtergrondinforma- tie over de beoordeling van de duurzaamheid in relatie tot de Nationale Milieudatabase (NMD) en de onderlinge vergelijking van duurzaamheid van lichtgewicht ophoogmaterialen. Het geotechnisch ontwerp voor de EPS-construc- ties inclusief raakvlakken is uitgewerkt door Fugro in samenwerking met Kwast Consult. Joos- ten Concepts verzorgde het 2D- en 3D-legplan en leverde de complete EPS-constructie, bestaande uit EPS-blokken, kramplaten en beschermende folie, geotextiel en betonmat. Bonneveld Gewa- pende Grondconstructies, verzorgde de aanleg van de EPS-constructie. Bodemopbouw en grondwaterstand De bodemopbouw rond de Schipholbrug wordt gekenmerkt door een samendrukbaar pakket met een dikte van circa 10 m. Naast het Hollandveen en het Basisveen zijn kleilagen en wadzandlagen aanwezig (overheersend klei dan wel zand, zie figuur 2). De grondwaterstand bevindt zich op circa 1 à 2 m onder het maaiveld. Op enige afstand van de Ringvaart kan sprake zijn van een hogere grondwaterstand. Ontwerp EPS-constructie De A9 wordt aangepast van 2 x 3 rijstroken naar 2 x 4 rijstroken. De landhoofden van de brug worden hiervoor verbreed. Om het bestaande landhoofd en de paalfundering niet extra horizontaal en verticaal te belasten door grond , wordt het baanlichaam achter de uitbreiding van het landhoofd in de lengte-richting van de weg aangevuld met lichtgewicht EPS. Ook de bestaande aardebaan met een talud van 1:2 wordt verbreed met een EPS-constructie, in de dwarsrichting van de weg. Aansluitend aan de EPS-constructie in lengte-richting is een traditi- onele voorbelasting met zand en verticale drainage toegepast. De dikte van de EPS-con- structie varieert in lengte- en dwarsdwarsrichting van 0 tot maximaal 6,0 m. Hiermee is een zettingsarme overgangsconstructie ontworpen in lengte- en dwarsrichting. De lengte van de EPS-constructie voor de uitbrei- ding aan noordwest-, noordoost- en zuidoost- zijde achter de landhoofden bedraagt circa 80 m. Vanwege de aanwezigheid van een bestaande waterleiding ten zuiden van de te realiseren verbreding is de EPS-ophoging aan de zuid- westzijde fors langer (circa 200 m lang). De EPS-ophoging wordt opgebouwd achter een ver- ankerde damwand, die op deze locatie noodza- kelijk is voor toekomstige ontgraving voor onderhoud aan de leiding. Door de aanwezigheid van bestaande infrastructuur aan de noordoost- zijde is een talud met afbouw van de EPS- constructie hier niet haalbaar. Hiervoor is een Figuur 1 – Situatie Schipholbrug westzijde met EPS-contouren van de noordelijke en zuidelijke ver- breding van de A9 (rode vlakken). EPS - CONSTRUCTIES A 9 B AHO S CHIPHOLBRUG ing. Erik KwastKwast Consult / Joosten Concepts ir. Henk van der VeldenFugro / VeenIX GEOKUNST NOVEMBER 2023 37 SAMENVATTING De verbredingen van de A9 rond de Schipholbrug worden met behulp van EPS gebouwd om de extra belastingen op het landhoofd en op de fundering van de brug tot een minimum te beperken. Daarnaast kan aan de gestelde zettingseisen worden voldaan met een korte bouwperiode en zonder extra zettingstijd. Ook is de milieubelasting (MKI-waarde) van EPS ten opzichte van andere lichtgewicht ophoogmaterialen gunstig. Diverse ontwerpberekeningen zijn uitgevoerd om aan te tonen dat aan de gestelde zettingseisen wordt voldaan, inclusief een eindige elementenberekening ter verificatie van de verticale EPS-wand. verticale EPS-wand met schanskorfbekleding voorzien. Opbouw wegconstructie Boven het EPS is de dikte van de wegconstructie van de rijbaan gemiddeld 1,05 m. Deze bestaat uit 0,25 m asfalt, 0,3 m hydraulisch menggranu- laat en 0,5 m menggranulaat. In het menggranu- laat worden 2 lagen Tensar TriAx geogrid opgenomen ter verhoging van de dynamische stijfheid van de wegconstructie. De bovenzijde en zijkanten van het EPS worden afgedekt met een oliebestendig LDPE-folie. Tussen onderzijde menggranulaat en folie wordt een beschermend Te n C a t e P o l y f e l t P 5 0 g e o t e x t i e l a a n g e b r a c h t . Ontwerpberekeningen Om aan te tonen dat wordt voldaan aan de eisen uit de normen, ontwerprichtlijnen en het PvE zijn diverse ontwerpberekeningen verricht. Voor de bouw- en gebruiksfase wordt betrouwbaarheids- klasse RC1 aangehouden, met aslasten van maxi- maal 115 kN (regulier 11,5 ton, het wettelijk maximum voor wegverkeer) en een calamiteiten- belasting van 200 kN (incidenteel 20 ton), conform CROW 325 (2013). Voor de keuze van het toe te passen EPS-type zijn volgens de vigerende ontwerprichtlijn CROW 325 (2013) de materiaalspanningen gecontroleerd voor de rijbaan en voor de overgangsconstructie (stootplaten). Bij toepassing van EPS 100 onder de rijbaan en EPS 150 onder de stootplaten wordt voldaan aan de eisen aan de materiaalsterkte op bezwijken (korte duur), kruipvervorming (lange duur) en cyclische verkeersbelasting in de gebruiksfase. Opdrijven in de bouw- en gebruiks- fase is in deze situatie niet kritisch. Keuze lichtgewicht ophoogmateriaal en zettingen Door het lage volumegewicht van EPS kan ondanks de forse ophogingen een evenwichts- constructie worden gerealiseerd, zodat na een korte bouwfase van 2 tot 4 weken voldaan wordt aan de restzettingseis zonder additionele zettingstijd. Bij toepassing van andere licht- gewicht ophoogmaterialen, die beduidend hogere volumegewichten hebben (tabel 1), is dit niet haalbaar. Dit was primair de reden om te kiezen voor EPS. Daarnaast is de milieubelasting (MKI-waarde) van EPS ten opzichte van andere lichtgewicht ophoogmaterialen gunstig. Dit was mede de reden te kiezen voor EPS als lichtgewicht en duurzaam ophoogmateriaal. De zettingen van de EPS-constructie zijn bere- kend met het zettingsprogramma D-Settlement, model NEN-Bjerrum. De berekende restzetting inclusief autonome zetting en kruipvervorming van het EPS bedraagt maximaal 0,09 m. Dit vol- doet aan de gestelde restzettingseis na 30 jaar (≤ 0,10 m). De kruipvervormingen van het EPS zijn bepaald op basis van het onderzoek in het EPS White Book (2014). Ook de verschilzetting in dwarsrichting voldoet aan de eis ( ≤ 1%). De bere- kende rotatie van de stootplaten is enigszins groter dan 1% van de stootplaatlengte, waardoor na 10 tot 15 jaar uitvlakken van het asfalt is voor- zien met de reguliere vervanging van de deklaag. Ontwerp verticale EPS-wand Aan de noordoostzijde is een volledig talud met afbouw van de EPS-constructie niet haalbaar en wordt een verticale EPS-wand met schanskorf- bekleding gerealiseerd (figuur 3). Achter de ver- ticale EPS-wand is een talud onder 1:2 aanwezig en een gronddekking van 1,0 m. Om de stabiliteit van de grondbekleding op het EPS (microstabili- teit) te waarborgen, wordt een gewapende grondconstructie met een hoogte van 1,0 m (voorzijde) en wapeningslengte van 3,0 m toege- past met een inkassing in de EPS-constructie. De schanskorfbekleding wordt gefundeerd op een betonnen strook op 0,8 m minus maaiveld op een verbrede voet van de EPS-constructie onder maaiveld (fundering op staal). Aan de bovenzijde is de schanskorf horizontaal verankerd in de gewapende grond. Hiermee is de horizontale stabiliteit van de schanskorf verzekerd en zijn verschilzettingen beperkt. Gezien de hogere belastingen onder de gewapende grond en fundering van de schanskorf is een hogere EPS kwaliteit (EPS 200) nodig. Voor de brandwerend- heid van de verticale EPS-wand wordt achter de schanskorf een Concrete Canvas betonmat (dikte 5 mm) aangebracht. Plaxis model Vo o r h e t o nt w e r p v a n d e ver t i c a l e E P S - w a n d i n - clusief gewapende grondconstructie en schans- korfbekleding is gebruik gemaakt van het eindige elementen programma Plaxis 2D. De constructie is ingedeeld als kerende constructie in betrouw- baarheidsklasse RC2. De aangehouden wrijvings- factor tussen de horizontale lagen van EPS-blokken (interface) bedraagt 0,5. Met het integrale Plaxis-model is de macrostabiliteit van de constructie in UGT gecontroleerd en zijn de optredende vervormingen voor de verschillende bouwfasen beoordeeld (zie figuur 3). Duurzaamheid EPS en andere lichte ophoogmaterialen De Nationale Milieudatabase (NMD) bevat milieudata van bouwproducten en is de gege- vensbron voor de instrumenten (bijvoorbeeld DuboCalc) die de milieuprestatie van bouw- werken berekenen. Figuur 2 – Lengteprofiel D-Settlement met indicatieve bodemopbouw rond de Schipholbrug. Het kruislings gearceerde vlak betreft de EPS-ophoging. GEOKUNST NOVEMBER 2023 38 GEOKUNST NOVEMBER 2023 De NMD kent drie categorieën met productinfor- matie: Categorie 1: getoetste ‘merk gebonden’ data van individuele producenten en toeleveranciers. Categorie 2: getoetste ‘merk ongebonden (merk- loze)’ data van een branche of groep producen- ten. Categorie 3: ongetoetste ‘merk ongebonden’ data in eigendom en onder beheer van stichting NMD. De data van categorie 3 vormen een vangnet als producenten of branches zelf geen productkaar- ten aanbieden. De productkaarten van categorie 3 data hebben een toeslagfactor van 30% ten- einde de industrie te stimuleren om bedrijfseigen Life Cycle Analyses (LCA’s) uit te voeren en de resultaten in te brengen. De milieu-scores van de EPS-producten zelf zijn in werkelijkheid nog lager. Dit komt omdat in EPS, zeker in de GWW, veel recyclaat wordt toegepast. Lichte ophoogmaterialen in de NMD Sinds 2020 worden alle nieuwe categorie 3 pro- ductkaarten voor de GWW-sector geleverd met een LCA rapport van het product. Ook voor licht- gewicht ophoogmaterialen is de LCA uitgewerkt: EPS (EPS 100), bims, flugsand, geëxpandeerde kleikorrels, schuimglas en schuimbeton. Tabel 1 toont de lichtgewicht ophoogmaterialen in de NMD. Zie ook referentie Kwast en Goes, 2022. De NMD hanteert forfaitaire waarden voor de verwerking van materialen aan het einde van hun levensduur. Uit marktinformatie blijkt dat een groot deel van het vrijkomende EPS uit de GWW geschikt is voor recycling of hergebruik. Direct hergebruik is het minst milieubelastend en vergt weinig bewerking. Bij gebrek aan harde data hanteert de NMD echter toch een conservatief “einde leven-scenario” voor EPS in de GWW. Stybenex, branchevereniging van EPS-fabrikan- ten, streeft naar een realistisch scenario. Sinds 2021 zijn diverse fabrikanten en leveran- ciers bezig om bedrijfseigen geverifieerde LCA’s per product te laten opstellen, wat leidt tot lagere MKI-waarden dan gerapporteerd in de LCA rappor tage (2021) voor categorie 3 data. De categorie 1 data van een specifiek product wordt vastgelegd in een zogenaamde EPD (Environmen- tal Product Declaration). Een EPD is een verkorte versie van een LCA en eenvoudiger te lezen. Een EPD wordt door een fabrikant of leverancier aangeleverd en moet door een onafhankelijke deskundige worden gecontroleerd volgens vast- gestelde internationale normering. De geldig- heidsduur bedraagt normaal 5 jaar. In de NMD (status juni 2023) zijn momenteel slechts twee ophoogmaterialen als categorie 1 data beschikbaar: EPS en geëxpandeerde klei- korrels. Leveranciers en fabrikanten zijn nog te- rughoudend om beschikbare EPD’s te laten opnemen in de NMD. Daarnaast zijn voor diverse lichte ophoogmaterialen nog geen EPD’s be- schikbaar. De range van MKI-waarden voor EPS 100 categorie 1 ligt tussen € 1,50 en € 3,00 per m3, afhankelijk van de fabrikant. De MKI-waarde voor geëxpandeerde kleikorrels (gebroken, sortering 4/8 mm) categorie 1 bedraagt circa € 2,00 per m 3. Voor beide lichtgewicht ophoog- materialen geldt dat de categorie 1 MKI-waarden substantieel lager liggen dan de categorie 3 data. Mede oorzaak voor het grote verschil tussen categorie 1 en 3 data is het gehanteerde “einde- leven-scenario”. Direct hergebruik is het minst milieubelastend en vergt weinig bewerking. Recycling van het vrijkomende materiaal aan einde levensduur is ook relatief gunstig, maar storten of verbranden van het vrijkomende materiaal levert een forse milieubelasting op. Bij categorie 3 data is een conservatief scenario voor einde levensduur aangehouden. EPS gaat spaarzaam om met eindige grondstof- fen: het bestaat voor 2% uit polystyreen en voor 98% uit lucht. EPS is een 'monomateriaal': het bestaat uit één materiaalsoort en is daardoor bij uitstek geschikt voor recycling. 65% van het EPS dat vrijkomt op de bouwplaats wordt gerecycled door het te vermalen of te compacteren en smel- ten. Voor de productie van EPS voor de GWW- sector wordt, afhankelijk van leverancier en de benodigde druksterkte, zo’n twintig tot vijftig procent EPS-recyclaat toegepast. De vervuilings- graad van vrijkomende EPS-blokken (aanhangend Figuur 3 – Plaxis model met berekende totale verplaatsingen (BGT) verticale EPS-wand met schanskorf-bekleding. In de figuur is het bestaande talud zichtbaar en de EPS (grijs gearceerd) die deels onder het bestaande talud wordt aangebracht. Ta bel 1 - Over zicht MKI-waarden per m3 van lichte ophoogmaterialen (Bron: LCA Rapport, 2021, categorie 3 data inclusief 30% toeslag) Lichtgewicht materiaal Volumegewicht MKI-waarde MKI-waarde boven gws* [in €] [in %] [kN/m3] Ophoogzand** 18,0 4,11 100 EPS-type 100 0,2 7,79 190 Schuimbeton (550 kg/m3) 5,5 11,96 291 Bims (gebroken, sortering 0/16 mm) 11,0 9,00 219 Flugsand (gebroken, sortering 0/8 mm) 12,0 3,45 84 Geëxpandeerde kleikorrels (gebroken, sortering 4/8 mm) 6,5 28,17 685 Schuimglas (gebroken, sortering 10/50 mm) 4,5 96,17 2.340 * Vochtig verdicht gewicht voor granulaire materialen volgens CROW 325 (2013). ** Ophoogzand (geen lichtgewicht materiaal) als referentie aangegeven. 39 GEOKUNST NOVEMBER 2023 vuil en grond) is van invloed op de mogelijkheden van recycling. Momenteel is vergelijking van onafhankelijke categorie 1 data voor lichte ophoogmaterialen niet mogelijk en geeft vergelijking van de be- schikbare categorie 3 data voor lichte ophoog- materialen geen accuraat beeld. De gewenste toekomstige situatie is de beschikbaarheid van geverifieerde categorie 1 data voor alle lichte ophoogmaterialen vanuit verschillende leveran- ciers per type materiaal. Hiermee worden onaf- hankelijke accurate MKI-waarden onderling vergelijkbaar, met een range per type product. Raakvlakken EPS De raakvlakken van het EPS met diverse objecten vormden ook voor dit project weer een uitdaging. In diverse ontwerpsessies met de verschillende disciplines zijn deze raakvlakken stapsgewijs op- gelost. Voor de Schipholbrug zijn de belangrijk- ste raakvlakken: inpassing en verankering van permanente damwanden, inpassing van tijdelijke damwanden, funderingsblokken van lichtmasten (fundering op staal) boven het EPS, EPS rondom de paalfundering van de landhoofden, EPS rondom de paalfundering van verkeersportalen, inpassing van riolering en kolken boven het EPS. Het ontwerp is vertaald naar een EPS-legplan per laag (2D) en in een 3D EPS-model. Met de clash detectie van het 3D BIM-model is gecontroleerd of de EPS-blokken, met name ter plaatse van de lastige 3D-situaties, goed inpasbaar zijn. De clashes zijn in verschillende iteratieslagen opgelost. Hiermee is een robuust en uitvoerbaar ontwerp uitgewerkt. Van ontwerp naar uitvoering Het EPS-legplan per laag (2D) met referentie- punten vormt de basis voor de uitvoering. Ter bescherming van de EPS-constructie wordt deze afgedekt met een LDPE-folie van 0,5 mm dikte. De EPS-blokken met een dikte van 0,20, 0,25 of 0,50 m worden kruislings gelegd, zodat de voegen van de twee lagen niet boven elkaar liggen. Om onderling verschuiven van de losse blokken in de bouwfase te voorkomen, zijn kunst- stof kramplaten toegepast. Voor het aanbrengen en verdichten van de funderingslaag op het EPS is licht mate-rieel ingezet om overbelasting van het EPS te voorkomen. In figuur 4 en 5 is de aanleg van de EPS-constructie te zien, deels aangebracht rondom de funderingspalen van het nieuwe landhoofd. Door de gespecialiseerde aannemer is het maken van inkassingen in een EPS-blok met een snijdraad doorontwikkeld (zie figuur 6) waarbij geen EPS-korrels vrijkomen en vervuiling op de bouwplaats en in de omgeving wordt voorkomen. Begin 2023 zijn achter en tus- sen de palen van de verbrede landhoofden van de Schipholbrug de EPS-ophogingen gerealiseerd. Conclusies Om aanvullende belastingen op het landhoofd en op de fundering van de Schipholbrug in de A9 te beperken en bouw- en zettingstijd te minima- liseren, is toepassing van EPS een effectieve maatregel, die bovendien leidt tot een duurzame oplossing met lage MKI-waarde. Door de aanwezigheid van bestaande infrastruc- tuur aan de noordoostzijde is een talud met afbouw van de EPS-constructie hier niet haal- baar. Hiervoor is een verticale EPS-wand met schanskorfbekleding als oplossing goed inpas- baar en rekenkundig onderbouwd met een ein- dige elementen berekening. De gewenste toekomstige situatie is de beschik- baarheid van geverifieerde categorie 1 data voor alle lichte ophoogmaterialen, zodat onderlinge accurate vergelijking mogelijk wordt en een duurzame afweging voor het type materiaal kan plaatsvinden. Literatuurlijst –CROW 325 (2013), Lichte ophoogmaterialen in de wegenbouw. –DuboCalc (versie 6.0), Softwaretool om snel en eenvoudig de milieukosten van ontwerpvarian- ten van GWW-werken te berekenen (www.du- bocalc.nl). –EPS White Book (2014), EUMEPS Background Information on standardisation of EPS. –Kwast, E. en Goes, R. (2022), EPS zorgt voor een duurzame en circulaire infrastructuur, Land+ Water, oktober 2022, p 30-32. –LCA Rapportage (2021) Categorie 3 data Nationale Milieudatabase, Hoofdstuk 22 Grond- werken (versie 1.3, 22 december 2021) en hoofdstuk 80 Funderingslagen (versie 1.2, oktober 2021). –NMD (geraadpleegd juni 2023), De Nationale Milieudatabase, Het fundament voor duurzame bouw (www.milieudatabase.nl). ! Figuur 5 – Overzicht opbouw EPS-constructie onder en naast landhoofd zuidoostzijde. Figuur 4 – Overzicht opbouw EPS-constructie achter landhoofd zuid- oostzijde. Figuur 6 – Detail inpassing EPS-blokken rondom de paalfundering. 14 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 Inleiding De vraag naar duurzame warmteproductie (en energie in het algemeen) neemt wereldwijd toe [1]. Klassieke geothermische bronnen zijn vaak duur[2] vanwege de vereiste boordiepte (0,5- 1,5km bij ondiepe geothermie) en de beperkte beschikbare ruimte voor deze systemen die in een stedelijke omgeving sterk afneemt als gevolg van de onderlinge bron beïnvloeding (bij bron afstanden kleiner dan ca 500m [3]). Ondiepe geothermische warmtewisselaars bestaande uit thermisch geactiveerde geotechnische construc- ties vormen daarom een interessant alternatief door het combineren van primaire civieltechni- sche functie met een warmtebron als secundaire functie [2]. De CSM (Cutter-Soil-Mix [3]) Energiewand is een innovatieve thermisch geactiveerde geotech- nische constructie door een warmtewisselaar aan te brengen op de wapeningsbalken van de CSM wand. Naast de fundering en grondkerende functie van de CSM wand wordt zo tevens een warmte/koude bron gecreëerd. In Amstelveen is een testlocatie opgezet waar dit systeem gedurende 1 jaar (vanaf augustus 2023) zal worden getest financieel ondersteund door een MIT-subsidie. Het doel van deze pilot is om zowel de thermische efficiëntie als het thermomechanische gedrag van het systeem te beoordelen. Numerieke modellen worden hiervoor gevalideerd aan de monitoringsdata van de pilot. In dit artikel zijn, vooruitlopend op de daadwerkelijke meetdata, het CSM Energiewand systeem, de proefopzet bij Amstelveen, en de resultaten van verkennende numerieke modellen gepresenteerd. Systeembeschrijving en installatiewijze Een CSM wand is een in de grond gevormde grond- en waterkerend wand. Deze is gereali- seerd door middel van een CutterSoilMix frees die de aanwezige grond vermengd met cement en water. De CSM wand wordt veelal toegepast in zandige ondergronden, maar kan ook worden toegepast bij cohesieve lagen. De wand wordt gemaakt in overlappende panelen (met breedte van de frees). Wapeningsbalken (veelal IPE profielen) worden opgehangen in het nog onverharde CSM materiaal. Naast de grond en waterkerende functie kan de wand ook worden ingezet als funderingselement. De CSM Energiewand is een ondiepe geother- mische bron die naar verwachting geschikt is voor levering van warmte en koude Het systeem bestaat uit PE-lussen (diameter 25mm à 40mm) die verbonden zijn aan de wapeningsbalken van de CSM wand. De lussen zijn aangesloten op een warmtepomp. De warmtepomp circuleert een koudemiddel (water+glycol) door de lussen in de CSM wand dat wordt opgewarmd door de omliggende grond en grondwater. De warmte wordt vervolgens opgewaardeerd naar bruikbare temperaturen door de warmtepomp en afgege- ven aan het afgifte systeem. Andersom is de CSM Energiewand ook geschikt voor koeling van gebouwen in de zomer wanneer de bodem kouder is dan het gebouw. De lussen zijn geïnstalleerd op de wapenings- profielen voordat deze in de CSM wand worden aangebracht. De lussen zijn onderaan de profie- len gebogen met een halfrond profiel om knik van de leiding te voorkomen. Een minimale boogstraal van 15 cm is hierbij wenselijk om drukweerstand in de leidingen te beperken. De lussen zijn daarmee te installeren in alle gangbare maten van wapening van CSM wanden. Aan de bovenkant worden de lussen in EPS ingebed om zo de leidingen na uitharden van de wand eenvoudig met een flauwe bocht uit de wand te kunnen geleiden. De lussen zelf zijn tijdens het inbrengen gevuld met water en afgedopt zodat de lus niet vervormt onder de druk van het ongeharde CSM materiaal. Na het installeren worden de individuele lussen op druk gebracht om zo eventuele lekkages vooraf aansluiting te detecteren. Omdat de suspensie van het CSM C UTTER S OIL M IX ENERGIEWAND TESTOPSTELLING PRESENTATIE Korneel de JongCRUX Engineering BVDelft Figuur 1 – Lussen uit de IPE profielen in CSM wand (links); Verbinding van lussen op IPE profiel (rechts). Vincent LeclercqCRUX Engineering BVDelft Marco GerolaDipartimento di Scienze della Terra “A. Desio”, Università degli studi di Milano PRESENTATIE GEOTECHNIEKDAG 2023 Francesco CecinatoDipartimento di Scienze della Terra “A. Desio”, Università degli studi di Milano Oskar de KokBodembouw B.V. Uden 15 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 SAMENVATTING De CSM (Cutter-Soil-Mix) Energiewand is een innovatieve thermisch geacti- veerde geotechnische constructie door een warmtewisselaar aan te brengen op de wapeningsbalken van de CSM wand. Naast de fundering en grond- kerende functie van de CSM wand wordt zo een warmte/koude bron gecreëerd. In Amstelveen is een testlocatie opgezet waar dit systeem gedurende 1 jaar zal worden getest. Hierbij wordt de thermische efficiëntie en het thermomecha- nische gedrag van het systeem beoordeelt. In dit artikel zijn, vooruitlopend op de daadwerkelijke meetdata, het CSM Energiewand systeem, de proef- opzet bij Amstelveen, en de resultaten van verkennende numerieke modellen gepresenteerd. materiaal stroperig is en eventuele verhardingen in de grond vermalen zijn door de frees is kans op schade aan de lussen tijdens het inbrengen van de wapeningsbalken zeer beperkt. 1 toont de verbinding van de lussen aan de IPE-wapenings- balken en de geïnstalleerde CSM Energiewand. De lussen zijn onderling verbonden in sub- groepen waarbij het aantal lussen dat onderling wordt verbonden in subgroepen afhankelijk is van het gewenste temperatuur verschil tussen in -en uitgang van de warmtepomp. In de pilot zijn twee lussen in serie geplaatst. Wanneer meer lussen in serie zijn aangesloten, wordt de uit- gaande temperatuur verhoogd, maar neemt het debiet door de leidingen af. Indien een van de lussen schade heeft opgelopen wordt de sub- groep (van 2 lussen) afgesloten van het circuit. In de winter is de warmtepomp ingesteld om warmte te onttrekken aan de ondergrond voor de verwarming van het gebouw en tapwater. Hierdoor koelt de ondergrond naast de wand en in de kuip af en ontstaat en zogenaamde koude- bel. Om de lange termijn prestatie van het systeem te waarborgen moet deze koudebel in de zomer weer herstellen. Hiervoor zijn twee opties die beide getest worden op de pilotlocatie. –Passieve regeneratie, waarbij de warmtepomp en circulatiepomp uit staan. De koudebel warmt enkel op door toestroom van warmte uit de omgeving; –Actieve regeneratie met koude-onttrekking, waarbij de vloeistof door de lussen koude ont- trekt aan de bodem en levert aan het gebouw. De koudebel wordt hierbij extra opgewarmd vanuit de lussen omdat de vloeistof in de lussen wordt opgewarmd met warmte uit het gebouw. Proefopstelling - Amstelveen In Amstelveen is een CSM Energiewand pilot opgezet waarbij de wand tijdens de bouwfase functioneert als grondkering voor de aanleg van de kelder. Na de bouw functioneert de CSM Ener- giewand zowel als funderingselement, kelder- wand en als bron van warmte en koude. Activatie lussen zijn aangebracht op alle IPE300 wape- ningsbalken van de wand (totaal 56 profielen, hart op hart afstand 1,1m). Hiervan zijn 44 lussen geïnstalleerd tot circa NAP-15,5m met een lengte van circa 14m (lussen genummerd A in figuur 2 hierna genoemd diepe lussen) en 12 lussen geïn- stalleerd tot circa NAP-11,0m met een lengte van circa 9,5m (lussen genummerd B in figuur 2 hierna genoemd ondiepe lussen). De CSM moten binnen de kuip (onderdeel van de fundering) zijn niet thermisch geactiveerd. De bodemopbouw op de locatie is kenmerkend voor Amsterdam, met een zandige toplaag tot circa NAP-3,5m een holoceen pakket tot circa NAP-11,0m met daaronder de Eerste zandlaag. De grondwaterstand bedraagt circa NAP-2,0m. Het vermogen uit de ondiepe lussen bedraagt het onttrekbare vermogen uit het Holoceen pakket. Het verschil in vermogen tussen de ondiepe en diepe lussen levert het ver- mogen specifiek vanuit de Eerste zandlaag. De lussen zijn onderling verbonden in subgroe- pen van 2 lussen. Deze zijn verbonden in 5 hoofd- groepen van 6 subgroepen die op een verdeler zijn aangesloten. Deze bevindt zich net buiten de kuip. Vanuit de verdeler gaan 2 hoofdleidingen richting de warmtepomp in de meetcontainer die zich op een ponton bevindt op het naastliggende water. Tijdens de pilot wordt de gewonnen warmte afgefakkeld. De monitoring opstelling is samengevat in figuur 2. De volgende onderdelen worden gemeten tijdens de pilot: –Temperatuur van vloeistof in de lussen bij de in- en uitgang van de verdeelput met behulp van PT-100 thermowells; –Debiet door de lus groepen bij de verdeler met flowmeters; –Totaal debiet, temperatuur en geleverde warmte met een energiemeter op de hoofdlei- dingen bij de warmtepomp; –Ondergrond temperatuur in de wand, binnen de kuip (op 2,5m en 5m uit de wand) en buiten de kuip (op 5m uit de wand) met behulp van thermistor strings; –Verbruikte elektrisch vermogen van de warm- tepomp en broncirculatiepomp. Het vermogen van de warmtepomp die gebruikt wordt tijdens de pilot is lager dan het verwachtte bronvermogen. Tijdens de pilot worden daarom maar 3 van de 5 groepen geactiveerd om het ont- trokken vermogen aan te laten sluiten op het ver- mogen van de warmtepomp. Indien blijkt dat de lussen gedurende de looptijd minder vermogen leveren dan verwacht kunnen meer groepen open worden gedraaid in de verdeler. De minimale uit- gangstemperatuur uit de warmtepomp is gesteld op 0 °C om eventuele bevriezing van de grond te vermijden. De pilot zal lopen van augustus 2023 tot september 2024. De fasering is hieronder Figuur 2 – Proefopstelling inrichting. 16 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 samengevat: Fase 0 – Testfase (duur: circa 1 maand): De warm- tepomp wordt aangezet om te testen of het sys- teem naar toebehoren functioneert. Fase 1 - Continue warmteonttrekking (duur: 1 maand, augustus). De warmtepomp wordt conti- nue aangezet om data te verzamelen voor de model kalibratie. Fase 2 – Passieve regeneratie (duur: 1 maand, september): De warmtepomp en circulatiepomp worden uitgezet om de ondergrond temperaturen te regenereren voorafgaand de winteractivatie. Fase 3 – Winteractivatie (duur: 7 maanden, tus- sen oktober en april): De warmtepomp wordt in- gesteld op basis van een stooklijn. Hierbij wordt het onttrokken vermogen ingesteld op basis van de buitentemperatuur. Fase 4 – Passieve regeneratie (duur 2 maanden, mei en juni): De warmtepomp en circulatiepomp staan uit. Fase 5 – Actieve regeneratie op basis van stook- lijn (duur 2 maanden, juli en augustus): De warm- tepomp onttrekt koude aan de grond. Hiermee wordt de ondergrondtemperatuur actief hersteld en wordt het gebouw gekoeld. Fase 6 – Passieve regeneratie (duur 1 maand – september): Warmtepomp en circulatiepomp worden uitgezet. / Einde pilot. Doel van het onderzoek is om de thermische po- tentie van de CSM Energiewand in de praktijk vast te stellen. Vooruitlopend op de pilot is een eindig elementen model opgezet in COMSOL Multiphysics om het theoretische vermogen van het systeem te voorspellen. De fasering van de activatie tijdens de pilot is overgenomen in het model. De ondergrond temperatuur-metingen, en debiet en temperatuurmetingen van de vloei- stof in de leidingen tijdens de pilot worden gebruikt om de thermische eigenschappen van de grondlagen in het model verder te kalibreren. Hiermee wordt een basis gelegd voor een refe- rentiemodel. Dit model zal worden gehanteerd voor de verdere optimalisatie van het systeem. Te n t i j d e v a n h e t s c h r i j v e n v a n d e z e p a p e r i s de proef nog niet gestart en kan dus nog geen conclusie worden getrokken over het onttrekbare vermogen. Thermische eigenschappen CSM materiaal Ondanks het algemene gebruik van de CSM wand is er weinig informatie beschikbaar over de thermische eigenschappen van het materiaal. Voor een beter begrip van het mechanische en thermische gedrag van het CSM materiaal zijn 11 CSM kernen van de testlocatie bemonsterd. Eerst zijn computergestuurde tomografische (CT) scantests uitgevoerd op de kernen om een beter inzicht te krijgen in de materiaalsamenstelling en de macroporiënstructuren (zie figuur 3). Ver volgens is een reeks druksterk teproeven en “hot disk tests” uitgevoerd. Hiermee zijn druk- sterkte (UCS) en de thermische eigenschappen van de kernen beoordeeld. Figuur 3 toont de samenstelling van het CSM materiaal, geken- merkt door een veelvoud aan materialen met verschillende dichtheden. Ondanks deze variatie is de thermische geleidbaarheid van de verschil- lende kernen vrij homogeen en gelijk aan 1,1 W/mK. De gemiddelde verkregen UCS-waarde bedraagt 9,2 MPa als laagste gemeten waarden 7,5 MPa. Comsol modellering Een COMSOL model is opgezet waarin de proef- opzet is nagebootst. De ondergrond parameters zijn gekozen op basis van literatuur en ervarings- data vanuit onder andere de Energiedamwand pilot bij de Zweth Gerola, M., Cecinato, F., Haas- noot, J.K., Vardon, P.J. (2023). Cutter Soil Mixing (C.S.M.) Numerical modelling of Energy Quay Walls to assess their thermal behaviour. Proceed- ings of the Symposium on Energy Geotechnics Accelerating the energy transition, 3-5 October 2023, Delft, the Netherlands., waar grondlagen aanwezig zijn die vergelijkbaar zijn met die van Amstelveen. Een simulatie van 10 jaar is gedraaid voor 2 varianten: Variant 1 – Passieve regeneratie Variant 2 – Actieve regeneratie met koude ont- trekking. De model geometrie en activatie modus is ge- toond in figuur 4. In beide varianten is in de win- ter continu warmte onttrokken tijdens 152 dagen. In praktijk zal warmte niet continu worden onttrokken. Dit betreft dus een conservatief uit- gangspunt om de uiterste prestaties van de CSM Energiewand te beproeven. De uitgaande temperatuur van de warmtepomp is vastgezet op 0 °C. Bij Variant 1 - passieve regeneratie is in de overige periode zowel de circulatie als warmte- pomp uitgeschakeld. Bij Variant 2 - actieve rege- neratie met koude onttrekking volgt, na de warmteonttrekking, een periode van 60 dagen passieve regeneratie. Hierna is een periode van 93 dagen koude onttrekking gemodelleerd, waarbij de warmtepomp een uitgangstempera- tuur van 22 °C levert. Hierna volgt weer een peri- ode passieve regeneratie van 60 dagen. De resultaten van het verkennend numeriek model zijn getoond in 5 en 6. Het onttrokken Figuur 3 – Voorbeeld van C T-scan van een van de CSM kern: dichtheidsverdeling in grijstinten van twee verschillende snedes. Figuur 4 – Comsol model geometrie en activatie modus. 17 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 vermogen is maximaal aan de start van de activa- tie omdat de ondergrondtemperaturen dan het hoogst zijn. Na verloop van tijd koelt de onder- grond rondom de lussen, waardoor het tempera- tuurverschil tussen lus en grond en daarmee de warmteoverdracht naar de lus vermindert. In Variant 1 - passieve regeneratie neemt het uit de bodem onttrokken vermogen na 5 jaar af met 28%. Dit komt omdat de ondergrond tempe- ratuur bij passieve regeneratie niet voldoende tijd heeft om te herstellen, en dus een onbalans ontstaat tussen warmte in en uitstroom. Bij vari- ant 2 - actieve regeneratie met koude-onttrek- king is het vermogen na 10 jaar vrijwel identiek aan het vermogen van het eerste jaar. Dit laat zien dat het systeem in balans is. Een vermogen van 10,5 W/m2 CSM Energiewand is berekend wanneer het systeem in balans is. Dit komt voor de wand van de pilot circa overeen met de verwarming van een 187 m2 gebouw met ener- gielabel A++ of 125m2 gebouw met energielabel A [4]. Het wordt benadrukt dat het model nog niet is gekalibreerd aan de meetdata van de pilot. Wanneer het model gevalideerd is aan de meet- data tonen de resultaten uit de proef van De Zweth dat het onttrekbare vermogen goed is te voorspellen. Bij gebrek aan validatie zijn de voor- spellingen van het vermogen nog niet definitief. Conclusies en vervolgstappen De CSM Energiewand is een innovatieve ther- misch geactiveerde geotechnische constructie door een warmtewisselaar aan te brengen op de wapeningsbalken van de CSM wand. Naast de fundering en grondkerende functie van de CSM wand wordt zo tevens een warmte/koude bron gecreëerd. De CSM Energiewand proefopstelling in Amstel- veen is met succes opgezet en klaar om opgestart te worden. De installatie zelf is eenvoudig verlopen dankzij de robuustheid van het systeem. De pilot zal naar verwachting een jaar duren. Tijdens de pilot wordt het onttrokken vermogen en invloed op de temperatuur van de omliggende bodem nauwlettend gemonitored. Het doel van de pilot is drieledig, namelijk het onttrekbare vermogen experimenteel vaststellen, de thermo- mechanische eigenschappen van het CSM mate- riaal in het laboratorium beproeven en het numerieke COMSOL model te valideren. De thermische en sterkte eigenschappen van het CSM materiaal is beproefd. De bodemop- bouw op de proeflocatie (met aanwezigheid van klei, veen en zand) is representatief voor de meeste grondsoorten van Nederland. De thermi- sche geleidbaarheid van het materiaal is redelijk homogeen rond de 1,1 W/mK. De gemiddelde verkregen UCS-waarde bedraagt 9,2 MPa als laagste gemeten waarden 7,5 MPa. De eerste resultaten van het rekenmodel tonen aan dat een vermogen van 10,5 W/m2 CSM Energiewand kan worden behaald. Dit komt op de pilot locatie overeen met de verwarming van een gebouw van 125 m2 met energielabel A. Deze resultaten worden gevalideerd aan de hand van de proef- resultaten. Het gevalideerd numeriek model gaat als basis dienen voor verdere systeem optimalisa- ties. In de loop van dit jaar wordt een tweede proefopstelling gerealiseerd in Amsterdam nabij het Vondelpark. De conclusies vanuit de pilot in Amstelveen worden meegenomen in de inrichting van deze tweede pilot. Referenties [1]. Loveridge, F., McCartney, J. S., Narsilio, G. A., & Sanchez, M. (2020). Energy geostructures: A review of analysis approaches, in situ testing and model scale experiments. Geomechanics for Energy and the Environment, 22. https://doi.org/ 10.1016/j.gete.2019.100173. [2]. Stefánsson, V. (2002) Investment cost for ge- othermal power plants. Geothermics, Volume 31, Issue 2, 263-272 ISSN 0375-6505, https://doi.org/ 10.1016/S0375-6505(01)00018-9 [3]. Ondiepe Geothermie. Innoforte (2021). www.innoforte.nl/warmtebronnen/geothermie/ ondiepe-geothermie/. [4]. Brandl, H. (2006). Energy foundations and other thermo-active ground structures. Geotech- nique, 56(2), 81–122. https://doi.org/10.1680/ geot.2006.56.2.81. [5]. Fiorotto, R., Schöpf, M., Stötzer, E. (2005). Cutter Soil Mixing (C.S.M.) An innovation in soil mixing for creating cut-off and retaining walls. Proceedings of the 16th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, pp. 1185 – 1188. doi:10.3233/978-1-61499-656- 9-1185. [6]. Hoeveel verwarming heb ik nodig voor een ruimte? De Groene Hoed Duurzaam. (2023). www.groenehoedduurzaam.nl/kennisbank/ver- warming-en-koeling/warmtevraag-bepalen- voor-een-losse-ruimte/. [7]. Gerola, M., Cecinato, F., Haasnoot, J.K., ardon, P.J. (2023). Cutter Soil Mixing (C.S.M.) Numerical modelling of Energy Quay Walls to assess their thermal behaviour. Proceedings of the Symposium on Energy Geotechnics Accelera- ting the energy transition, 3-5 October 2023, Delft, the Netherlands. ! Figuur 5 – Berekend totaal vermogen. Figuur 6 – Ondergrond temperatuur aan de start van de eerste en 10e activatie fase (einde zomer) bij passieve en actieve regeneratie. 26 Nederland wordt geconfronteerd met een groeiende uitdaging: naar verwachting zullen één miljoen huizen te maken krijgen met funderings- problemen wat resulteert in geschatte schade- herstelkosten van 60 miljard euro (Dick, 2021). Om de impact van dit maatschappelijke probleem te minimaliseren, is het van cruciaal belang om funderingsproblemen vroegtijdig te detecteren en tijdig passende maatregelen te nemen. Hoe langer wordt gewacht, hoe groter de problemen en daarmee de kostenpost. Geotechnische kennis speelt hierbij een essentiële rol. Het helpt bij het snel identificeren van funderingsproblemen en geeft waardevol advies met betrekking tot funderingen hergebruik, verduurzaming en verbouwingen. Om het belang en de bruikbaarheid van geotech- nische kennis in de funderingsproblematiek, hergebruik, en de renovatie- en vernieuwings- opgave te benadrukken is het project dat Fugro voor Havensteder heeft gedaan een goed voor- beeld. Binnen een korte periode van slechts drie maanden tijd werd een uitgebreide Quickscan uitgevoerd bij 11.000 woningen van Haven- steder. Bij panden met vermoedelijke problemen werd aanvullend funderingsonderzoek verricht. Zo kon onder andere worden aangetoond dat de QuickScan in dit project een nauwkeurigheid van 85% had in het identificeren van risicovolle funderingen. De aanpak leidde tot een data gedreven sturing en visie voor Havensteder op het gebied van funderingsproblemen. Hierdoor kon een efficiëntere onderhoudsplanning tot stand komen, worden er minder onverwachte funderingsproblemen gemeld en kunnen funde- ringen op tijd en met een vooraankondiging her- steld worden. Daarmee is een deel van het probleem opgelost en kan dezelfde informatie gebruikt worden voor het plannen van de renova- tie en vervangingsopgave. Deze showcase benadrukt de waarde van geo- technische kennis en het belang van proactief funderingsonderzoek om de gevolgen van funde- ringsproblemen te beperken. Het biedt inzichten voor beleidsmakers en professionals in de bouw- sector en bij woningcorporaties bij het nemen van effectieve maatregelen om de veiligheid en duurzaamheid van woningen te waarborgen in het licht van de groeiende funderingsuitda- gingen. Geotechniek en bestaande funderingen Met de groeiende uitdaging van funderings- problemen in Nederland, is het van essentieel belang om vroegtijdig potentiële risico's te identificeren en passende maatregelen te nemen. Een reactieve aanpak van de funderingsproble- matiek kan namelijk leiden tot onverwachte kosten, onveilige situaties, ongemak voor bewoners en een onoverzichtelijke situatie voor groot vastgoedbezitters. Geotechnische experts hebben de expertise om de grond mechanische eigenschappen en het gedrag van de bodem te analyseren, en deze kennis vormt de basis voor een grondige beoordeling van funderings- integriteit. Bij funderingsonderzoek wordt geotechnische kennis ingezet om verschillende aspecten te be- oordelen. Ten eerste wordt de draagkracht van de bodem geanalyseerd om de geschiktheid voor bouwdoeleinden te bepalen. Door middel van ge- otechnische onderzoeken, zoals sonderingen en boringen, kan de samenstelling en sterkte van de bodemlagen worden vastgesteld. Deze gegevens bieden inzicht in de stabiliteit en draagkracht van de ondergrond, wat essentieel is bij het plaatsen van funderingen en nuttig is bij het beoordelen van de funderingsconditie. Daarnaast helpt geotechnische kennis bij het identificeren van mogelijke oorzaken van funde- ringsproblemen. Grondwaterstanden, bodem- gesteldheid en eventuele geologische verschijn- selen kunnen allemaal bijdragen aan de degrada- tie van funderingen. Onder andere deze factoren worden geanalyseerd en geëvalueerd, waardoor inzicht ontstaat in de specifieke oorzaken en staat van funderingsproblemen. Bovendien is geotechnisc he kennis van onschat- bare waarde bij het adviseren over hergebruik van bestaande funderingen. Bij renovatie- en herontwikkelingsprojecten kan het beoordelen van de draagkracht van bestaande funderingen cruciaal zijn. Geotechnische experts kunnen de stabiliteit van de funderingen evalueren en aanbevelingen doen voor mogelijke versterkings- maatregelen. Dit kan aanzienlijke kostenbespa- ringen opleveren en bijdragen aan duurzame bouwpraktijken. Zo kunnen bij nieuwbouw- projecten mogelijk bestaande funderingen wor- den hergebruikt, wat kan leiden tot een enorme CO2-reductie. Verd er draagt geotechnische kennis bij aan het bevorderen van verduurzaming en het realiseren van veiligere woningen. Door een grondige analyse van de bodemgesteldheid en funderings- conditie kunnen gepaste ontwerpaanpassingen worden gedaan om de weerstand tegen aard- bevingen, bodemdaling en andere geotechnische risico's te vergroten. Hierdoor worden woningen veerkrachtiger en kunnen potentiële schade en veiligheidsrisico's worden geminimaliseerd. Daarbij kunnen woningen op een veilige manier verbouwd en verduurzaamd worden. Een verbou- wing of verduurzaming van een pand leidt name- lijk vaak tot extra gewicht. Zonder een goed beeld van de funderingsgesteldheid en de draag- kracht kunnen onveilige situatie ontstaan, of moeten extra strenge veiligheidsmarges gebruikt worden. Met de toenemende funderingsproblemen in Nederland is het evident dat geotechnische kennis onmisbaar is voor effectieve aanpak en het vinden van oplossingen. Het stelt experts in staat om de stabiliteit van de bodem en funderin- gen te beoordelen, oorzaken van problemen te identificeren, advies te geven over hergebruik van funderingen, bij te dragen aan verduurzaming en de veiligheid van woningen te vergroten. Door deze inzichten kunnen proactieve maatregelen worden genomen om de impact van funderings- problemen te verminderen en de duurzaamheid van de gebouwde omgeving te waarborgen. Hoe 26 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 PRIORITERING EN EFFICIËNTIE BIJ KLIMAAT GEDREVEN RENOVATIE- EN VERNIEUWINGSOPGAVE VOOR WONINGCORPORATIES MET Q UICKSCAN, FUNDERINGSONDERZOEK EN ONLINE PORTAAL Romek NobelsNobels, MSc., Fugro, Leidschendam, Business Developer Bestaande Funderingen PRESENTATIE GEOTECHNIEKDAG 2023 27 GEOTECHNIEK eerder duidelijk is waar de problemen zitten, hoe goedkoper de oplossing. Innoveren voor de funderingsproblematiek Door een slimme combinatie van geotechnisch in- zicht en expertise op het gebied van funderingen is door Fugro voor stichting Havensteder een Quickscan ontwikkeld die in 3 maanden tijd een eerste inzicht in de fundering van meer dan elfduizend woningen heeft gegeven. Dit is een belangrijke ontwikkeling in het arsenaal van funderingsonderzoekers die het aanpakken van funderingsproblemen efficiënter maakt. Door met de Quickscan eerst in kaart te brengen waar de mogelijke problemen liggen, kunnen groot vastgoedbezitters gerichter funderingsonder- zoek doen en veiligere en onderbouwde keuzes maken. De QuickScan, ook wel Quickscan Risicoprofiel Funderingen, is een methodiek ontwikkeld door ervaren funderingsonderzoekers die bestaande gegevens combineert met nieuwe gegevens en met behulp van een algoritme en de beoordeling van ervaren funderingsonderzoekers, snel iets kan zeggen over de funderingen van grote aantal- len woningen. Zo kan een eerste uitspraak gedaan worden ten aanzien van de staat van de fundering door middel van een bureaustudie. Deze methodiek is uiterst geschikt om snel en ef- ficiënt een eerste indicatie van de kwaliteit van de funderingen van grote aantallen woningen te verkrijgen zonder dat de bewoners hier op enige manier overlast van ervaren. De uitkomst is een risicoprofiel in een kleurcodering. Groen voor voldoende, oranje voor redelijk tot matig, en rood voor onvoldoende. Daarnaast wordt onder- scheid gemaakt tussen funderingen op palen of op staal. De QuickScan maakt gebruik van (online) open- bare data van de gemeente zoals funderings- typen, grondwaterstanden, meetbouten en eerdere onderzoeken gecombineerd met kennis van funderingen, de bodem en hydrologie. Tot slot is er de mogelijkheid om het onderzoek uit te breiden met extra onderzoeken om de nauw- keurigheid nog verder te vergroten. De beschikbare onderzoek data van de QuickScan zijn binnen een kort tijdspad beschikbaar voor de woningeigenaar en worden op een nieuwe manier gepresenteerd via een online funderin- genportaal dat 24/7 te raadplegen is. In figuur 1 is dit online portaal afgebeeld en presenteert het de mogelijke uitkomsten van de QuickScan Risicoprofiel Funderingen en aansluitend ook van de fase 1 en 2 onderzoeken. Dit overzichtelijk GIS-Portaal met kleurencoderingen voorkomt dubbele onderzoeken en verbetert de efficiëntie. Op deze manier is voor groot vastgoedbezitters informatie op pandniveau snel beschikbaar waar- door op basis van feitelijke data verdere beslui- ten kunnen worden genomen. Van de woningen waar aanvullend onderzoek is geadviseerd bleek bij 85% van de woningen dezelfde uitkomst als de Quickscan te komen. Met andere woorden, bij deze woningen is er een aanzienlijke kans op funderingsproblemen. Definitief uitsluitsel kan echter pas worden gege- ven door de fundering deels bloot te leggen en te inspecteren. Met de huidige insteek, die snel het juiste type vervolgonderzoek in kaart brengt, worden met grote zekerheid de prioriteiten inzichtelijk gemaakt. De QuickScan en het Funde- ringenportaal heeft deze klant een enorme tijd- winst, besparing, efficiëntere planningen, en meer bewonerstevredenheid geleverd. Waar openbare portalen gebruik maken van NOVEMBER 2023 SAMENVATTING Prioritering en efficiëntie bij klimaat gedreven renovatie- en vernieuwings- opgave voor woningcorporaties met QuickScan, funderingsonderzoek en online portaal. Nederland staat voor een uitdaging: naar verwachting krijgen één miljoen huizen te maken met funderingsproblemen, wat naar schatting 60 miljard euro schadeherstel zal kosten. Om de impact te verminderen is het cruciaal om funderingsproblemen vroegtijdig te detecteren en passende maatregelen te nemen. Geotechnische kennis helpt bij het krijgen van inzicht in funderingen, geeft sturing aan groot woningbezitters en biedt advies bij hergebruik van fundering, verduurzaming en verbouwingen. De laatste innovatie van Fugro, de QuickScan, werd onlangs ingezet bij een deel van het bezit van Havensteder’s. Dat zorgde voor data gedreven sturing in de aanpak bij fun- deringsproblematiek, wat leidde tot efficiëntere onderhouds- en verduurza- mingsplannen, minder onrust en veiligere woonomgevingen. Figuur 1 – Funderingenportaal met voorbeeld uitkomsten. 28 GEOTECHNIEK openbare data om voor grote gebieden of wijken conclusies te trekken over de funderingen, is de ontwikkelde QuickScan met het funderingen- portaal een manier om nauwkeurige en bewezen methoden zoals van de Richtlijn Funderingen onder gebouwen van KCAF (2022) en nu de QuickScan Risicoprofiel Funderingen te ontslui- ten aan de eigenaar van vastgoed. De QuickScan is immers een opstap naar het fase 1 en fase 2 funderingsonderzoek van de Richtlijn van KCAF. In de toekomst is het wellicht interessant om een dergelijk funderingenportaal in te zetten als centraal portaal voor funderingsonderzoek. Wanneer de eigenaar van nr. 11 immers een onderzoek doet, heeft de eigenaar van nr. 13 al een eerste indicatie van zijn fundering. Met dit uitgebreide onderzoek heeft Havenste- der zich goed voorbereid op de diverse uitdagin- gen en ontwikkelingen in de vastgoedsector, waaronder verduurzaming, isolatie en de over- gang naar gasloze woningen. Geotechniek heeft hierbij een essentiële rol gespeeld. Het stelt Havensteder beter in staat om beter rekening te houden met de impact van klimaatverandering op funderingen, met name door schommelingen in de grondwaterstand. Dit onderzoek biedt tevens inzicht in de mogelijkheden voor actief grond- waterbeheer. Door gebruik te maken van geo- hydrologische kennis kan Havensteder effectie- ver omgaan met deze uitdagingen en ontwikke- lingen, waardoor ze proactieve maatregelen kun- nen nemen om de gevolgen voor funderingen te minimaliseren. Geotechniek als oplossing Het voorgaande is een voorbeeld van hoe geo- technische kennis essentieel is bij de aanpak van maatschappelijke problemen. De funderingspro- blematiek is hiermee nog niet opgelost. Geotech- niek speelt in dit voorbeeld een cruciale rol in het identificeren van problemen bij bestaande funderingen. Er zijn echter veel mogelijkheden om later in dit proces met geotechniek oplossin- gen te vinden voor de funderingsproblemen zoals bijvoorbeeld actief grondwaterbeheer. Ook zijn er mogelijkheden om met geotechniek bij de bouw van nieuwe gebouwen preventief te kijken naar eventuele toekomstige funderingsproble- men. Zo kan een oude sloot in een weiland ver- zakkingen veroorzaken in een nieuwbouwwijk. Met gedegen geotechnisch onderzoek zijn deze problemen te voorkomen. Veel par t ijen werken aan innovatieve herstel- mogelijkheden en preventieve oplossingen. Het voorgaande voorbeeld geeft aan hoe de proble- men in kaart gebracht kunnen worden. Dit zorgt voor een efficiëntere aanpak van funderings- problemen, stimuleert het hergebruik van funde- ringen wat leidt tot meer duurzaamheid, en neemt een adviserende rol aan bij de vervan- gings- en renovatieopgave. De Quickscan biedt inzicht in funderingen. Om de problemen op grote schaal te voorkomen in plaats van te identificeren, zullen we geotechnische kennis moeten combineren met andere vakgebieden, moeten samenwerken, en naar een integrale en gebiedsdekkende oplossing moeten werken. Vooruitschuiven is geen optie. Bronnen –Dick. (2021, 10 maart). Dreigende funderings- schade aan miljoen woningen is te voorkomen, organisaties komen met deltaplan. Kennis Cen- trum Aanpak Funderingsproblematiek. Geraad- pleegd op 19 juli 2023, van https://www.kcaf.nl/ dreigende-funderingsschade-aan-miljoen-wo- ningen-is-te-voorkomen-organisaties-komen- met-deltaplan/ –KCAF. (2022). Richtlijn: Funderingen onder gebouwen: Onderzoek en beoordeling van funderingen op houten palen en ondiepe funde- ringen. –In KCAF.nl. Geraadpleegd op 9 juli 2023, van https://www.kcaf.nl/wp-content/uploads/ 2023/01/Richtlijnen-onderzoek-funderingen- onder-gebouwen.pdf. ! NOVEMBER 2023 OPTIMAAL ONTWERP MET LAAG RISICOPROFIEL DOOR GEAVANCEERD 3D ONDERGRONDMODEL VOOR SLIMME DATA-TOEPASSINGEN Voor meer informatie fugro.nl ing. Wesley YuCROW-CUR Inleiding Momenteel wordt er druk gewerkt aan de nieuwe update van CUR Handboek 166 Damwandcon- structies waar verschillende ingenieursbureaus, aannemers en kennisinstituten bij betrokken zijn. In de nieuwe 7e editie van CUR 166 zal ook een apart hoofdstuk “Specials” worden opgenomen, waarin bijzondere damwandconstructies en reken- modellen aan bod komen. Het hoofdstuk omvat ondermeer paragrafen over de volgende onder- delen: –zakkende grond op ankerstangen –horizontaal in het vlak belaste damwanden –kistdamconstructies –combiwanden –bijzonderheden voor damwanden in waterkerin- gen en als kademuren –bijzondere damwanden met 3D-aspecten. Dit artikel gaat in op het eerste onderwerp, waarin de belangrijkste aanpassingen en aandachtspun- ten zijn beschreven voor de berekening van anker- stangen die worden belast door zakkende grond. De verankering kan ongunstig beïnvloed worden wanneer de grond, waarin het anker zich bevindt, nazakt en het anker deze zakking niet of slechts beperkt kan volgen. Dit verschil in zakking kan leiden tot een aanzienlijke verhoging van de krachten in zowel het anker, als in de gording en de damwand. Bij het in rekening brengen van de additionele krachten moet rekening worden gehouden met de totale fasering, omdat alle zakkingsverschillen vanaf het moment van anker- installatie tot het bereiken van de eindzetting van belang zijn. Er dient met enige voorzichtigheid te worden gerekend, waarbij enerzijds elke moge- lijke maatgevende situatie in beschouwing wordt genomen, maar anderzijds moet worden voor- komen dat een combinatie van voorschriften en rekenfactoren kan leiden tot te zware verankering- en damwandontwerpen. De berekeningswijze voor zakkende grond op ankerstangen is voor het eerst in de vierde druk van CUR 166 in 2004 uitgewerkt en beschreven in de achtergronddocumenten CUR126-2 (Bos- schaart en Peters, 2004) en in de 5e en 6e druk geüpdatet met betrekking tot onder andere de gronddruk op de ankerstang. In de nieuwe 7e druk is de rekenmethodiek uitgebreid en aangepast naar de laatste stand van zaken en parktijkervarin- gen. Hierbij is aansluiting gevonden met tussen- tijdse artikelen uit Geotechniek (o.a. Dijkstra et. al, 2016, 2018 en 2019) en met de toepassing van verankerde damwandconstructies in water- keringen, uitgewerkt in POVM (2021), waarin ook uitgevoerde modelproeven (T-bar) en EEM simula- ties zijn beschreven. In dit artikel zijn de belang- rijkste aanpassingen beschreven t.o.v. de vorige CUR 166 edities. Tevens is ter illustratie een voorbeeldberekening opgenomen die ook in de nieuwe versie CUR 166 zal worden gepubliceerd. Belastinggevallen en belangrijkste verschillen In de huidige 6e druk (CUR166, 2012) zijn voor de berekening van de trekkrachten op de anker- stangen als gevolg van zakkende grond verschil- lende gevallen onderscheiden. In de nieuwe editie 8 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 ZAKKENDE GROND OP ANKERSTANGEN UPDATE IN CUR 16 6 Figuur 1 – Drie geschematiseerde belastinggevallen zakkende grond op ankerstangen. ir. Marco PetersSweco ir. Marc EveraarsSweco ing. Vincent DragtBeens Groep SAMENVATTING 9 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2023 In de nieuwe 7e editie van CUR Handboek 166 Damwandconstructies zijn de huidige berekeningsmethoden voor zakkende grond op ankerstangen herzien. De belangrijkste aanpassingen betreffen onder andere de berekening van de gronddruk op de ankerstangen voor de te handhaven belastinggeval- len 1 en 2. Daarnaast is een nieuw geval 3 met schuine ankers toegevoegd. Deze sluit aan op het in 2021 verschenen POVM Kennisdocument Invloed Zakkende Grond op Ankerkracht (POVM, 2021) In dit artikel wordt kort ingegaan op de belangrijkste aanpassingen van de rekenmethode, toevoegin- gen en aandachtspunten die bovengeno emde auteurs hebben verwerkt in de 7e editie van CUR 166. De nieuwe editie wordt naar verwachting in 2024/2025 gepubliceerd. zijn de eerste twee gevallen grotendeels gehand- haafd en is een derde geval met schuine ankers toegevoegd. Deze is ook opgezet en uitgewerkt in POVM (2021). Het eerste geval betreft het ongehinderde belastinggeval die de theoretische basis vormt voor geval 2 (het deels gehinderde belastinggeval) en voor geval 3 (het schuine anker, ook deels gehinderd). In figuur 1 zijn ter illustratie de drie gevallen weergegeven Tijdens het opstellen van POVM (2021) zijn de oorspronkelijke eerste twee gevallen nader be- schouwd, waarin het volgende is geconstateerd: –De bovenbelasting is in de oorspronkelijke beschrijving van geval 1 benaderd als uniform verdeelde belasting met een equivalente waarde, welke volgt uit een verondersteld sinus- vormig verloop van de doorbuiging zoals deze is uitgewerkt door Klopper (1951). In POVM (2021) is het eerste geval vergeleken met de ketting- lijn-afleiding op basis van de initieel rechte kabel (Bouma, 1989), waaruit volgt dat beide metho- den tot nagenoeg dezelfde resultaten leiden (met een afwijking van circa 3%). –Voor ‘geval 2’ is in POVM (2021) de schrijfwijze vanuit kabelwerking uitgebreid door deze op te knippen en een tussenliggend recht verlopend deel toe te voegen die aan beide zijden vloeiend aansluit aan de beide gekromde kabeldelen. Deze oplossing blijkt tot een vrijwel identiek resultaat te leiden met de oorspronkelijke aan- pak zoals is uitgewerkt in Martin & Randolph (2006). Ook in een afstudeeronderzoek van TU Delft (Dijkstra, 2015), waarin de ankerkracht- toename volgens ‘geval 2’ voor een casus met uniforme zetting is vergeleken met de anker- krachttoename die volgt uit een numeriek reken- model, blijken de overeenkomsten met boven- genoemd ‘geval 2’ bevredigend te zijn. Daarnaast zijn in POVM (2021), Dijkstra (2015) en Dijkstra et al. (2018 en 2019) ook een aantal aanbevelingen gedaan welke zijn geïmplemen- teerd in de nieuwe 7e editie van CUR 166. De belangrijkste zijn daarbij: –Voor de berekening van schuine ankers is op basis van geval 2 een derde geval toegevoegd waarin de berekeningswijze opgesplitst is in gekromde en rechte delen, afhankelijk van de ligging van de grondlagen. Gelet op het verloop van de zetting is voorgesteld uit te gaan van een gemiddelde maaiveldzakking of zetting vanaf de anker- verbinding, in combinatie met een modelfactor !zbvoor schuine ankers in gelaagde grond. Figuur 2 – Rekenvoorbeeld geval 3: damwand met nazakkend zand op schuine ankerstang na aanvulling. 50 GEO WATER NOVEMBER 2023 Inleiding Met name in het bovenrivierengebied worden aan de teen van waterkeringen dunne deklagen, in de orde van 1 tot 6 m dik gevonden. Bij het optreden van hoge waterstanden in de rivier kunnen deze deklagen opdrijven als gevolg van de verhoogde potentiaal in de onderliggende zandlaag, zie figuur 1. Conform de vigerende richtlijnen dient bij de beoordeling van water- keringen en het ontwerpen van dijkversterking te worden gecontroleerd of opdrijven en opbarsten kan optreden. Indien dit het geval is, kan het opdrijven gevolgd door het opbarsten van de deklaag de mechanismen piping of macrostabili- teit binnenwaarts, afgekort STBI, initiëren. De verwachting is dat een groot aantal kilometers aan keringen niet zal voldoen aan de veiligheids- normen voor deze mechanismen. In de huidige rekenregels voor de faalmechanis- men piping en STBI nemen we een conservatief standpunt in vanwege de aanwezige kennis- leemtes. Ook zijn er verschillen in de aannamen die in de beoordeling van beide mechanismen worden gedaan. Bij STBI wordt aangenomen dat deklaagdiktes van meer dan 4 m intact blijven en zullen opdrijven, zie figuur 1. Terwijl dunnere deklagen zullen opbarsten, zie figuur 2, en hun volledige sterkte verliezen. Daarom is een c’–!’= 0 aanpak voor de glijvlakanalyse in de STBI rekenregels opgenomen. Hoewel lokaal opbar- sten in de vorm van een enkele opbarstkanaal in het veld is waargenomen, zijn er geen gevallen bekend van het ontwikkelen van scheuren even- wijdig aan de dijk over een lengte van een poten- tieel glijvlak. In de beoordeling van het mech- nisme piping wordt geen onderscheid gemaakt naar laagdikte en wordt verondersteld dat bij opdrijven ook welvorming, opbarsten, ontstaat. Om het opdrijven van dunne deklagen en de gevolgen daarvan beter te gaan begrijpen zijn er begin 2023 13 modelproeven in de GeoCentri- fuge van Deltares uitgevoerd. Dit onderzoek is onderdeel van het onderzoeksproject Opbarsten bij Dijken in samenwerking met Waterschap Drentse Overijsselse Delta (WDOD) en het hoog- waterbeschermingsprogramma (HWBP). Deze proefresultaten zijn gebruikt bij het ontwerp van de veldproeven die zijn uitgevoerd in de zomer van 2023. Opzet van de centrifugeproeven BESCHRIJVING MODEL Figuur 3 toont het model van de dijk en grond- opbouw. Het model beschrijft een 2D doorsnede van een prototype dijk waarbij een deel van het buitentalud is meegenomen om te voorkomen dat een glijvlak kan doorgroeien tot de linkerrand van de container. Tijdens de proef in de centri- fuge wordt het eigengewicht van het model vergroot, zodat prototype grond-, en waterspan- ningen worden verkregen. Bij het gebruik van schaalmodellen zijn schaalregels van belang, deze zijn weergegeven in tabel 1 als functie van de aan- gebrachte centrifugaalkracht, N. Ta bel 1 – Gebruik te schaalregels Fysische grootheid Schaalfactor in centrifuge bij N. Lengte 1/ N Grondspanning, poriedruk 1 Verplaatsing 1/ N Doorlatendheid (Darcy’s wet) N Consolidatietijd 1/ N2 Als porievloeistof is water gebruikt wat betekent dat de grondwaterstroming een factor Nkeer hoger is in het model dan in werkelijkheid. Als gevolg is de opdrijflengte niet representatief voor de praktijk. Daarnaast zal de opwaartse stroming door de deklaag te groot zijn en, naast risico op erosieve werking, kunnen leiden tot een onderschatting van de korrelspanning in de deklaag. Deze schaaleffecten worden meegeno- men in de uitgebreide analyse van de proeven. Het model in de opstelling heeft de volgende afmetingen: 872 mm (lengte) x 200 mm (breedte) x 450 mm (hoogte). Aan de linker- en rechterzijde van de testcontainer is een reservoir waarmee de waterdruk aan beide modelranden in de zandlaag EXPERIMENTEEL ONDERZOEK NAAR DE MACROSTABILITEIT VAN DIJKEN BIJ OPDRIJVEN EN OPBARSTEN VAN DUNNE H OLOCENE DEKLAGEN IN HET ACHTERLAND Figuur 1 – Stabiliteit bij opdrijven: de deklaag drijft op ten gevolge van de opwaartse waterdruk in de zandlaag (TAW, 2001). Figuur 2 – Stabiliteit bij opbarsten: de deklaag barst open ten gevolge van de overdruk (TAW, 2001). C. Cengiz M.P. Fransen L.M. Wopereis B. Wittekoek Geotechnisch experts Deltares, Delft, Nederland PRESENTATIE GEOTECHNIEKDAG 2023 C. Zwanenburg kan worden ingesteld. Op verschillende plekken in de opstelling zijn waterspanningssensoren geplaatst. Sensors P1 tot en met P4 zijn in de dijk en deklaag geplaatst, P5 tot en met P11 in de zandlaag. Daarnaast zijn er 7 drukopnemers, total pressure cells, geplaatst. Hiervan zijn er twee ho- rizontaal geplaatst aan de linker- en rechterzijde om compressie van de deklaag te meten. De vijf resterende zijn evenredig verdeeld over de bodem van de container om de totale druk te meten bij verschuivingen van de dijk en deklaag. Voor het meten van de ver t icale verplaatsing van de deklaag tijdens opdrijven en van de kruin van de dijk bij bezwijken is gebruik gemaakt van 5 verplaatsingssensoren, D1 tot en met D5. Om het waterpeil achter de dijk te meten is verplaat- singssensor D6 gebruikt. Daarnaast is de voor- wand van plexiglas, zodat de proef vastgelegd kon worden met twee Flare 48 Mpix camera’s van IO Industries. In de opstelling wordt voor iedere proef een zandpakket opgebouwd van 100 mm hoog met daarop rustend een deklaag van organische klei uit de Oostvaardersplassen van 15 tot 60 mm. De klei is geroerd, gemengd tot een slurry en opnieuw voorbelast tot 20 kPa of 40 kPa. Aan de linkerzijde van het prototype wordt daarna een zanddijk opgebouwd. Vanaf test 5 worden de kruin en het talud aan de polderzijde afgedekt met een 10 mm dik kleilaagje. Dit voorkomt erosie en lokale instabiliteit van het dijktalud door water dat uit het dijklichaam stroomt bij opvoeren van het g-niveau. De eigenschappen zijn samengevat in tabel 2 en tabel 3. UITVOERING CENTRIFUGEPROEF De centrifugeproeven zijn onderverdeeld in drie fasen: 1. Geleidelijk opvoeren naar gewenst G-niveau in meerdere stappen om vroegtijdig afschuiven door te snel oplopende waterspanning te voor- komen. 2. Bij het gewenste G-niveau wordt de stijg- hoogte in de watervoerende zandlaag ver- hoogd tot opdrijven aan de teen plaatsvindt. 3. Bij de eerste drie proeven is in deze fase de stijghoogte in de zandlaag stapsgewijs verder verhoogd. In deze proeven is de dijk niet tot bezwijken gebracht. In de latere proeven is de stijghoogte, nadat opdrijven is bereikt, constant gehouden en de dijk tot bezwijken gebracht. Om bezwijken te realiseren is in deze proeven het dijktalud steiler opgezet en het dijklichaam verhoogd. Vervolgens is na het aanbrengen van de opdrijfpotentiaal het g- niveau verhoogd tot bezwijken werd gevonden. EXPERIMENTEEL PLAN Uit eerder werk van ’t Hart (2018), Calle (2002) en Visschedijk (2020) is numeriek aangetoond dat het talud van de dijk een grote invloed kan heb- ben op het gedrag van de deklaag bij opdrijven. Indien het talud van de dijk een lage stabiliteit kent, zal deze steunen op de deklaag. Het hori- zontaal samendrukken van de deklaag zou kunnen domineren en de ontwikkeling van scheuren tot mogelijk volledig opbarsten kunnen tegengaan. De proevenserie is zo opgezet dat de invloed van de stabiliteit van het talud bestudeerd kan worden. Het dijkontwerp in de proeven wordt zo gekozen dat deze stabiel, talud 1:2, of instabiel, talud 1:1,5, is. Daarnaast wordt de stijfheid en sterkte van de deklaag gevarieerd door de dikte van de deklaag te variëren tussen de 1,2 en 6 m proto- type dikte en een voorbelasting van 20 kPa of 40 kPa. Grensspanningen van rond de 20 kPa worden in de praktijk gevonden in maagdelijk terrein. De grensspanning van 40 kPa is bedoeld om de bo- 51 GEO WATER NOVEMBER 2023 Figuur 3 – Concepttekening van de modelproef (niet op schaal). De waterdruksensoren P5 tot en met P11 in de zandlaag en de verplaatsingsopnemer D6, drijvend op het water, zijn hier afgebeeld. Deze zijn gebruikt voor de eerste analyse in dit artikel. SAMENVATTING Modelproeven zijn uitgevoerd in de GeoCentrifuge om het mechanisme opdrijven en opbarsten van dunne deklagen bij hoge waterstanden, en de gevolgen omtrent de stabiliteit van de dijk, beter te begrijpen. Dit mechanisme ligt ten grondslag aan de faalmechanismen piping en macrostabiliteit binnenwaartse stabiliteit. Dit artikel bespreekt de eerste inzichten verkregen uit de proefresultaten. De proeven tonen aan dat deklagen tussen de 1 meter en 4 meter niet opbarsten bij opdrijven. De aanname dat dunne deklagen ( ≤ 4 meter) hun volledige sterkte verliezen bij opdrijfcondities, zoals opgenomen in de huidige rekenregels voor de toetsing van deze faalmechanismen, wordt zodoende niet ondersteund. Ta bel 2 – Materiaaleigenschappen Watervoerende zandlaag en dijk Watervoerende Dijk zandlaag Materiaal Zand, Zand, Baskarp 25 Baskarp 15 Vo l u m i e k g e w i cht 2 5 , 9 7 2 5 , 9 7 vaste stof (kN/m 3) Min. poriegetal (-) - 0,567 Max. poriegetal (-) - 0,915 Mediaan diameter, D50(mm) 0,223 0,137 D60/D10(-) 1,6 1,6 Ta bel 3. Materiaaleigenschappen deklaag en dijkbedekking Deklaag Dijkbedekking Materiaal Organische Kunstmatige klei klei, Vinger- 20 kPa 40 kPa ling 147 Vo l u m i e k 1 2 , 7 1 3 , 6 2 0 , 1 gewicht (kN/m 3) Watergehalte 136 112 22,8 (%) Plasticiteits- 67,1 67,1 15,8 grens (%) Vloeigrens (%) 184,4 184,4 32,3 vengrens te testen. In totaal zijn er 11 testconfi- guraties en twee herhaalproeven gedaan. Het ex- perimenteel plan is tussentijds bijgestuurd op basis van de bevindingen uit voorgaande proe- ven. Tabel 4 geeft een overzicht van alle uitge- voerde proeven en de eigenschappen van het model. Tijdens de proeven met een stabiele dijk werd in de laatste fase een ongedraineerde be- lastingstap van 100 naar 130 G gemaakt. Bij de in- stabiele dijk werd dit gedaan van 80 naar 130 G om de deklaag met een grotere stap te belasten om de kans op afschuiven te vergroten. RESULTATEN EVENWICHTSBESCHOUWING OPDRIJVEN In de vigerende leidraden zijn rekenregels opge- nomen om de stabiliteitscontrole ten aanzien van opbarsten als gevolg van opdrijven te bepalen. De theoretische benadering achter deze rekenre- gels is afgebeeld in figuur 4. Het uitgangspunt is dat de waterspanning in de zandlaag nooit groter kan worden dan het gewicht van de afdekkende laag. De deklaag zal opdrijven wanneer de water- spanning in de zandlaag zorgt voor een op- waartse druk gelijk aan het totaalgewicht van de deklaag en vrije waterspiegel, de grenspotenti- aal. Aan de hand van de waterdrukmetingen in de zandlaag, P5 tot en met P11, is het verhang over de lengte van het model bestudeerd en vergele- ken met de theorie. Figuur 5 geeft de stijghoogte weer over de lengte van het model voor verschillende tijdstippen (aangegeven met kleuren, rood is tijdstip 0 en paars is het tijdstip aan het einde van de fase bij 80 G) tijdens het aanbrengen van het verhang in de zandlaag in fase 2 voor Test 6, 10 en 11. De ronde markers geven de meetpunten aan. De figuren laten zien dat het verhang over tijd toeneemt en de knik net achter de teen van de dijk (x = 240 mm) steeds duidelijker zichtbaar wordt. De stijghoogte is berekend ten opzichte van de onderzijde van de deklaag. De trend in de ontwikkeling van de stijghoogte in de zandlaag komt goed overeen met de theoretische benade- ring uit figuur 4. De verschillen tussen de resulta- ten van de verschillende proeven zijn het gevolg van geringe verschillen in exacte deklaagdikte en waterstand op de deklaag. FAALMECHANISME: OPBARSTEN OF NIET? Figuur 6 geeft de foto weer na het falen van de dijk voor Test 6, 10 en 11 en het G-niveau waarbij falen initieerde. In alle drie de gevallen is te zien dat de glijvlakken zich ontwikkelen net onder de binnenkruinlijn. In Test 6 is de voorbelasting van de deklaag 20 kPa. Twee wellen zijn duidelijk zichtbaar. De wel bij de teen is gegroeid uit een verticale scheur door de erosieve werking van het kwelwater. De wel die iets verder van de dijk is gevormd is ontstaan uit een horizontale scheur midden in de deklaag en doorgegroeid door zwelgedrag van de de- klaag. Tijdens opvoeren van het G-niveau ver- hoogde de stroomsnelheid, meer zand werd uit de wel gespoeld, wellen werden groter, gevolgd door de ontwikkeling van twee glijvlakken van het binnentalud tot de onderkant van de deklaag. De deklaag werd in zijn geheel opzij- en samen- gedrukt. In Test 10 en Test 11 was de deklaag voorbelast tot 40 kPa. De deklaag bleef voor en na falen van de dijk intact. De verticale scheur bij de teen van de dijk groeide niet uit tot een wel, daarentegen werd deze dichtgedrukt door afschuiven van de dijk. In beide gevallen is de dijk gaan afschuiven en ontwikkelde een glijvlak langs het grensvlak deklaag-zandlaag. Op de kleilaag is een kunstmatig patroon aange- bracht om de textuur van de klei te verhogen en met behulp van particle image velocimetry (PIV) de verplaatsingen en rekken in de deklaag te kun- nen berekenen. Hiervoor is de MATLAB module GeoPIV-RG gebruikt (Stanier et al., 2015). In figuur 7a en b wordt de totale verticale verplaat- sing en de totale horizontale verplaatsing in de deklaag na falen van de dijk getoond. De grootste verplaatsingen worden gevonden rondom de teen van de dijk. Duidelijk is te zien dat de deklaag voornamelijk lateraal wordt samen- gedrukt en de verticale opstuwing beperkt blijft. Conclusies Een serie van 13 centrifugeproeven is uitgevoerd om de invloed van opdrijven van de deklaag aan 52 GEO WATER NOVEMBER 2023 Ta bel 4 – Over zicht van alle proeven Te s t # Va r i a t i e / D o e l 1 g-niveau 2 Dikte deklaag Initiële dijkhoogte Model Prototype Model Prototype [mm] [m] [mm] [m] 1St-M-20 100 28,42,84 606 2St-L-20 100 61,06,10 606 3St-S-20 100 19,01,90 606 4Inst-M-20 3 703 28,55 2,00 85 6 5Herhaling Test 4 4 80 33,56 2,59 81,67 6,53 6Herhaling Test 5 5 80 29,33 2,35 83,67 6,69 7Inst-L-20 80 57,894,63 86,116,89 8Inst-M-40 80 28 2,24 917,28 9Inst-S-40 80 15,61,25 88,747,10 10 Herhaling Test 8 6 80 28,33 2,27 88,56 7,08 11 Herhaling Test 8 7: 80 27 2,16 90 7,20 reproduceerbaarheid 12 Inst-L-40 80 65,12 5,21 86,88 6,95 13 Inst-S-40 80 15,67 1,25 95 7,60 1 Hier is de volgende codering gebruikt: st = stabiele dijk, Inst = instabiele dijk, S, M, L = dunne, medium, dikke deklaag, 20 / 40 = toegepaste consolidatiespanning deklaag.2 Tijdens aanbrengen van een toenemend verhang in de watervoerende zandlaag.3 Vroegtijdige scheur vorming voor het behalen van het gewenste g-niveau voor fase 2.4 Te s t 4 i s h e r h a a l d . G - n i v e a u l a n g z a m e r o p g e v o e r d o m v r o e g t i j d i g e f a l e n t e v o o r k o m e n .5 De stijghoogte is te snel opgevoerd tot ver boven de kruin van de dijk.6 In Test 8 is de klei voorbelast bij 40 kPa en daarna geplaatst in het model in plaats van de slurry- methode bij Test 1-7. Vanwege mogelijk opspannen van de klei is getest of dit te verklaren is door het verschil in aanbrengen door de slurry-methode in Test 10 toe te passen.7 In Test 11 is de kleilaag van tevoren voorbelast en in de testcontainer getrimd, net zo als is gedaan in Test 8. Figuur 4 – Theoretische benadering opdrijf-en opbarst- analyse: configuratie dijk met voorland en ondergrond (boven) en stijghoogte in de zandlaag (onder). (TAW, 1999). de teen van een dijk op de stabiliteit nader te bestuderen. Uit de eerste analyse van de resul- taten kan het volgende worden geconcludeerd: –De waterdrukmetingen in de zandlaag laten een verhang over de tijd zien conform de even- wichtsbeschouwing bij opdrijven zoals opgeno- men in TAW (1999). –In alle proeven is opdrijven van de deklaag gerealiseerd, echter opbarsten, waarbij de deklaag over een grotere afstand openscheurt, is niet opgetreden. –Wel zijn in de verschillende proeven wellen ont- staan. De ontwikkeling van de wellen wordt in het vervolg van de studie nader geanalyseerd. De mate van voorbelasting, en dus de sterkte van de deklaag, blijkt invloed te hebben. –In de verschillende proeven is afschuiven van het dijktalud in combinatie met het horizontaal indrukken van de deklaag gevonden. Dit mechanisme komt overeen met de resultaten uit de numerieke voorstudie, maar lijkt niet aan te sluiten bij de c’– !’ = 0 berekeningen die in de vigerende leidraden worden voorgeschreven. In de vervolganalyse zullen de resultaten van de centrifugeproeven worden vergeleken met de re- sultaten van de veldproef bij Kampen, waarbij op- barsten ver achter de IJsseldijk, piping proefvak, in de tweede week van juli en opbarsten bij de teen van de IJsseldijk, macrostabiliteit proefvak, in de derde week van augustus werden onder- zocht. Ook wordt een uitgebreide numerieke analyse van de proefresultaten uitgevoerd. Dit zal leiden tot een voorstel voor het verbeteren van het beoordelen van de sterkte van dijken waarbij opdrijven van de deklaag een rol speelt. Referenties – Calle E.O.F. (2002). Dijkdoorbraakprocessen, GeoDelft rapport kenmerk 720201/39 – Stanier, S.A., Blaber, J., Take, W.A. and White, D.J. (2015). Improved image-based deformation measurement for geotechnical applications. Canadian Geotechnical Journal, doi: 10.1139/cgj- 2015-0253. – ’t Hart, R (2018). Fenomenologische beschrij- ving, Faalmechanismen WBI, Deltares rapport kenmerk 11200574-007 – GEO - 0005 – Visschedijk, M., van Hoven A., Zwanenburg C. (2020). POVM Opbarsten – Fase 2b. , rapport nr. 11204649-002 – TAW (1999). Technisch Rapport Zandmee- voerende wellen, Technische adviescommissie voor de waterkeringen. http://resolver.tudelft. nl/uuid:d5354144-9b49-48b2-a6cc-0e13d0e 38691. – TAW (2001). Technisch Rapport Waterkeren- de grondconstructies, Technische adviescom- missie voor de waterkeringen, publicatienummer P-DWW-2001-035, ISBN 90-369-3776-0. ! 53 GEO WATER NOVEMBER 2023 Figuur 5 – De stijghoogte in de zandlaag over de lengte van het model voor Test 6, 10 en 11. Te s t 6 Figuur 6 – Faalmechanisme dijk bij opdrijven van de deklaag in het achterland voor a. Test 6 (Ng = 99,3g), b. Test 10 (Ng = 91g) en c. Test 11 (Ng = 130g). a b c Figuur 7 – Gemeten verplaatsingen in de deklaag voor Test 11 van -10 mm (blauw) tot 10 mm (rood) verplaatsing bij 130 g. (a) verticale verplaatsing (b) horizontale verplaatsing Te s t 1 0 Te s t 1 1 a b

Jaargang 27, 2023 - nummer 3

Inleiding In de zomer van 2020 is er grote schade ontstaan aan een woonhuis in Rekken. Dit werd uitvoerig beschreven in een eerste artikel in Vakblad Geotechniek (ref 1). Het is een huis met een fundering op staal op een kleiondergrond. Metin- gen aan een kleimonster lieten als functie van het watergehalte een sterk krimp-zwel gedrag zien. Door de drie achtereenvolgende droge warme zomers 2018-2020 is de kleiondergrond uit- gedroogd waardoor een deel van de fundering verzakte. Ook werd er in dit artikel (ref 1) een oplossing voor dit probleem geformuleerd. In april 2021 zijn horizontale en verticale vocht- barrières rond het huis aangebracht. Ook zijn de muren van het huis gerestaureerd. Een groot aantal zakbaken en vochtsensoren zijn zowel binnen als buiten de vochtbarrières aangebracht. Het doel is om hiermee de effectiviteit van vochtbarrières te bepalen. De resultaten hiervan worden in voorliggend artikel besproken. Plaats van de vochtbarrières In figuur 1 is de plaats van de vochtbarrières (HDPE folie dikte 2 mm) met stippellijn schema- tisch aangegeven (bovenaanzicht). Deze folie wordt vanwege zijn lange levensduur en chemi- sche bestendigheid gebruikt als geomembraan. Ook is de plaats van een van de sonderingen aangegeven. De afstand van de barrière tot het huis bij de probleemhoek is wat groter genomen. De horizontale barrière is op een diepte van ongeveer 0,5 m aangebracht. De verticale barrière gaat tot 2 m diepte beneden maaiveld, zie figuur 2. De aanzetdiepte van de fundering is ongeveer 0,7 m. Foto’s van het aanbrengen van de vochtbarrières zijn te zien in figuur 3 en 4. Binnen en buiten de barrières zijn op verschil- lende dieptes een aantal zakbaken en vocht- sensoren aangebracht waarmee de verticale bodembeweging en het watergehalte van de bodem gemeten is. Ook zijn er rond het huis op verschillende plaatsen peilbuizen aangebracht. Meetmethodes PEILBUIZEN Voor het meten van de grondwaterstand zijn op meerdere plaatsen rond het huis peilbuizen aangebracht. In figuur 5 is een schematische tekening van een peilbuis gegeven. De peilbuizen zijn in 2020 al voor het aanbrengen van de vochtbarrières geplaatst. Voor een deel zijn de gaten veroorzaakt door de bodemsonderingen hiervoor benut. De posities van de peilbuizen zijn aangegeven in het eerste artikel. Figuur 1 – Plaats vochtbarrières. Figuur 2 – Plaats vochtbarrières, zijaanzicht. Figuur 3 – Aanbrengen verticale vochtbarrière. Figuur 4 – Aanbrengen horizontale vochtbarrière. KLIMAATVERANDERING, KLEI EN FUNDERINGS- PROBLEMEN – EEN CASE STUDIE (DEEL 2 ) dr. Ir. C. (Cock) BlomUHD (gepensioneerd)Te c h n i s c h e N a t u u r k u n d e , Universiteit Twente Dr. H (Henk) Kooisr. Adviseur/onderzoekerDeltares, Utrecht Drs. R.J. (Roelof) StuurmanStedelijk water- en bodemdeskundigeDeltares, Utrecht Ing. K.O. (Kees) van der WerfOnderzoeker (gepensioneerd)Te c h n i s c h e N a t u u r k u n d e Universiteit Twente 15 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 16 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 ZAKBAKEN Voor het meten van de ver t icale bodemverplaat- sing zijn zakbaken toegepast, schematisch weer- gegeven in figuur 6. Ze bestaan uit een rvs staaf, die op een bodemplaat van rvs is bevestigd. Er zijn vier sets van elk drie zakbaken aange- bracht, waarvan twee sets binnen en twee sets buiten de barrière (zie verder bij meetlocaties). De dieptes van de drie zakbaken zijn respectieve- lijk 0,6 m, dit is ongeveer op de overgang van de zwak humeuze zandlaag naar de leem-kleilaag en 1,2 en 1,8 m beneden maaiveld. De bodemplaat van de 0,6 m diepe zakbaak is een plaat van 0,15 bij 0,15 m. De bodemplaten van de andere zakbaken zijn kleiner en rond, met een diameter van 0,1 m, omdat deze in een handboorgat geplaatst werden. De staaf is afgeschermd door een pvc buis die op een laag van grof zand rust. Hierdoor kan de staaf vrijwel wrijvingsloos de bodembeweging onder de bodemplaat volgen. De ruimte boven de zandlaag buiten de pvc buis (diameter pvc buis en boorgat respectievelijk 75 mm en 120 mm) is opgevuld met bentoniet (tot 0,6 à 0,8 m diepte) waardoor de pvc buis gefixeerd is in de bodem. Op het bovenste deel van de rvs staaf bevindt zich een liniaaltje, waarmee met behulp van een waterpasinstru- ment (Leica NA332) de verticale verplaatsing van de zakbaken gemeten wordt. Het deel van de rvs staaf boven het maaiveld is afneembaar. Foto’s van de zakbaken zijn te zien in figuur 7a, 7b en 7c. Als referentie voor de metingen van de bodem- verplaatsingen is buiten de barrière een zakbaak op 5 m diepte aangebracht. De lengte van de pvc beschermbuis is hier 2,5 m en zoals bij de andere SAMENVATTING In een eerste artikel in Vakblad Geotechniek is de schade beschreven die aan een woonhuis in Rekken is ontstaan door het zwel-krimp gedrag van de kleiondergrond waarop het huis gebouwd is. Om toekomstige schade te voorkomen zijn in april 2021 horizontale en verticale vochtbarrières in de grond rond het huis aangebracht. Er zijn vochtsensoren en zakbaken binnen en buiten de vochtbarrières aangebracht. Binnen de barrières varieert het watergehalte van de bodem nauwelijks meer. Ook is er vrijwel geen verticale beweging van de bodem binnen de barrières. Buiten de barrières varieert het watergehalte van de bodem sterk met de seizoenen en gaat het maaiveld in de droge zomer van 2022 meer dan 50 mm naar beneden. De muren van het huis zijn gerestaureerd en na de extreem droge en warme zomer van 2022 is er geen schade meer ontstaan. Figuur 5 – Peilbuis schematisch. Figuur 7a – Zakbaakdelen die onder het maaiveld zitten voor 0,6 - 1,2 - 1,8m diepte. Figuur 7b – Opzetdelen zakbaken met liniaaltjes (boven het maaiveld). Figuur 7c – De 0,6 m zakbaken zijn ge- plaatst door een gat te graven tot een diepte waarbij de (harde geel-kleurige) klei-leemlaag zichtbaar is. Figuur 8 – Plateau voor de Leica (drie aan elkaar gelaste L-profielen). Figuur 6 – Een set van drie zakbaken, schematisch weergegeven. 17 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 zakbaken is deze buis tot een diepte van 0,8 m met bentoniet vastgezet in de bodem. De ruimte buiten en onder de buis is verder opgevuld met grof zand. De onderste 1,5 m is opgevuld met bentoniet. Het effectieve aangrijpingspunt voor de bodembeweging zal hierdoor minder dan 5 m diep zijn. Met het waterpasinstrument worden de verticale verplaatsingen van de liniaaltjes gemeten. Voor de metingen wordt het instrument op een pla- teau geplaatst, dat op het maaiveld is aange- bracht (zie figuur 8). Testmetingen geven aan dat de nauwkeurigheid van de verplaatsingsmetin- gen minder dan 0,5 mm bedraagt. MEETLOCATIES In figuur 9 zijn de posities van de vier sets van drie zakbaken aangegeven met 4, 6, 7 en 8. De 5 m diepe referentiezakbaak is aangegeven met ref. Om de verticale beweging van het huis te kunnen meten zijn op verschillende plaatsen op de muren ook liniaaltjes aangebracht, aangegeven met 1, 2, 3 en 5. De plaats van het waterpasinstrument is aangegeven met Leica. De positie van het waterpasinstrument en de nummering is zo gekozen, dat bij een “tegen de klokrotatie” van het waterpasinstrument de liniaaltjes in de cijfer- volgorde in het gezichtsveld van het instrument komen, hetgeen de metingen vergemakkelijkt. VOCHTSENSOREN Voor de meting van het watergehalte van de klei zijn op 0,6 m en 1,2 m diepte zowel binnen als buiten de barrière vochtsensoren in de bodem aangebracht. De locaties zijn aangegeven in figuur 10. Het gebruikte type is ECHO EC5 vochtsensor, zie figuur 11. De omrekening van de uitlezing van deze vochtsensoren (RAW) naar een watergehalte is niet eenduidig en is afhankelijk van de grondsoort (ref 2). Een ijking is daarom nodig. Om het watergehalte van de klei te bepalen is met een vochtsensor een ijkmeting uitgevoerd met twee verschillende kleimonsters, die op een diepte van ongeveer 1,2 m zijn ont- nomen. Met deze monsters is de uitlezing van de vochtsensor (RAW) als functie van het monster- gewicht bepaald. Het watergehalte (massa water t.o.v. de totale massa) is bepaald door na de metingen de monsters in een oven te drogen en zo het drooggewicht te meten. In figuur 12 zijn de metingen gegeven met een tweedegraads polynoom fit. Met de fit parameters uit deze ijking zijn de metingen van de vochtsensoren verwerkt. Er is geen ijking gedaan met grond- monsters van 0,6 m diepte. Resultaten PEILBUIZEN In figuur 13 is het resultaat van twee peilbuizen gegeven, die representatief zijn voor de peilbuis- metingen. Beide peilbuizen bevinden zich buiten de vochtbarrières. Voor het vergelijken van alle metingen is de tijdas in alle volgende grafieken hetzelfde genomen. Ondanks dat de peilbuizen op geringe afstand van elkaar staan (ongeveer 20 m) zijn er grote verschillen te zien. De locatie van de peilbuis PB1 is in de nabijheid van enkele bomen en de locatie van peilbuis PB2 is in een grasveld aan de noordzijde van het huis. Bij peilbuis PB1 komt in de zomer het waterni- veau zelfs onder de bodem van de buis (3 m onder maaiveld). De oorzaak van de grote verschillen is de geringe waterdoorlaatbaarheid van de klei (ref 1). Verder is te zien dat in maart het waterpeil in de beide buizen steeds weer op het drainage- niveau (de diepte van de goed waterdoorlatende laag boven de klei) komt. Duidelijk is ook het verschil tussen een “normale zomer” 2021 en een droge zomer 2022 te zien (ref 5). ZAKBAKEN In figuur 14a, 14b en 14c zijn respectievelijk de gemeten bodembeweging op verschillende dieptes buiten en binnen de barrières en de bewegingen van de liniaaltjes op de muren te zien. Deze metingen zijn gestart na plaatsing van de barrières. De meetwaarden zijn ten opzichte van de 5m referentiezakbaak. Voor elk van de curven is Figuur 9 – Positie liniaaltjes op het huis, vier sets van drie zakbaken, de referentiezakbaak (ref) en de positie van het waterpasinstrument (Leica). Figuur 10 – Plaats vochtsensoren. Figuur 11 – Vo cht s e n s o r . Figuur 12 – IJkcurve vochtsensoren. Figuur 13 – Grondwaterstand in twee peilbuizen. 18 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 voor het nul niveau begin april 2022 genomen. Dit is een tijdstip waarop de seizoenale verplaatsing een plateau bereikt (maximale zwel) en vervol- gens, naar de zomer, weer overgaat in krimp en daling. Buiten de barrière zakt het maaiveld in de droge zomer van 2022 meer dan 50 mm (vergelijkbaar met de literatuur gegevens in ref 1). In de “gewone zomer” 2021 is dat minder dan 30 mm. Verschillende bodemlagen geven in de twee zomers verschillende bijdragen aan de verlaging van het maaiveld. In 2021 komt de grootste bijdrage op rekening van de toplaag en in 2022 is de bijdrage van de laag tussen 1,2 en 1,8 m het grootst. Binnen de barrière is er (schijnbaar) ook een seizoeninvloed te zien, maar er is vrijwel geen verschil in de verticale beweging op de verschil- lende dieptes (figuur 14b). Omdat alle metingen ten opzichte van de referentiezakbaak zijn, zou dit kunnen duiden op een geringe seizoen- beweging van de referentiezakbaak. Ook is er nog een effect van de temperatuur op de metin- gen. Zo zal de referentie rvs staaf door het verschil in zomer- en wintertemperatuur in lengte variëren. Het verschil tussen de zomer- en winter- temperatuur van de bodem gemiddeld over een diepte van 5 m is ongeveer 11 0C. Dit geeft een uit- zettingsverschil van 1 mm voor de 5 m lange referentie staaf. De metingen van de liniaaltjes op het huis geven ook nauwelijks een verticale beweging te zien (figuur 14c). De beweging die te zien is, komt vrij- wel overeen met de beweging van de zakbaken binnen de barrière. Het huis gaat ofwel enkele mm op en neer met de seizoenen, ofwel wordt dit veroorzaakt door de hierboven genoemde mogelijke beweging van de referentiezakbaak. Wat in ieder geval duidelijk is dat de beweging van de probleemhoek nauwelijks verschilt van de beweging van de andere hoeken van het huis (minder dan 2 mm). Vo cht s e n s o re n In figuur 15a en 15b is het watergehalte van de bodem op 1,2 en 0,6 m diepte binnen en buiten de barrière te zien. Op 1,2 m diepte binnen de Figuur 14a – Bodembeweging buiten de barrière. Figuur 14b – Bodembeweging binnen de barrière. Figuur 14c – Beweging muren huis. Figuur 15a – Watergehalte op 1,2 m diepte. Figuur 15b – Watergehalte op 0,6 m diepte. Figuur 16 – Sleuf voor het aanbrengen van de verticale barrière, bovenin zijn de doorgesneden wortels te zien. 19 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 barrière blijft het watergehalte van de klei hoog en vrijwel constant, terwijl het buiten de barrière sterk varieert en in de zomer erg laag is. Het watergehalte op 0,6 m diepte is binnen de barrière ook meer constant dan buiten de barrière. Dat er toch binnen de barrière op dit niveau een seizoeninvloed te zien is, komt waarschijnlijk doordat er via de fundering en muren een uitwisseling van vocht met de boven- ste grondlaag is. De vochtsensoren bevinden zich op slechts 0,6 m van de muur van het huis. Tweede case In 2021 zijn bij een ander huis in Rekken op dezelfde manier vochtbarrières aangebracht. Hier was de schade aan de zuid-west zijde ontstaan. Bovendien staan er dicht bij dit huis enkele grote eiken. In figuur 16 is te zien dat de (soms grote) wortels zich bevinden in de boven- ste meter van de grond. Door de verticale barrière wordt voorkomen dat de wortels van de bomen vocht onttrekken aan de klei bij de fundering. Ook op deze locatie zijn er enkele vochtsensoren aan-gebracht. In figuur 17 is het resultaat van vochtsensoren op 1,2 m diepte binnen en buiten de barrière te zien. Ook hier is de watergehalte binnen de barrière hoog en blijft deze vrijwel constant. Buiten de barrière in de nabijheid van de eiken zijn grote veranderingen te zien. Aan dit huis is er na de droge zomer van 2022 ook geen nieuwe schade meer ontstaan. Correlatie met de neerslag minus verdamping Interessant is ook om na te gaan hoe de correlatie is tussen de bodembeweging en de hoeveelheid water die de bodem opneemt of afstaat. Als afstroming van neerslag kan worden verwaar- loosd wordt deze waterhoeveelheid bepaald door de neerslag minus de verdamping. Van de KNMI website (ref 3) kan de dagelijkse neerslag- hoeveelheid in Rekken en de dagelijkse referen- tieverdamping (E0) in Hupsel (vlakbij Rekken) gedownload worden. De referentieverdamping is de theoretisch maximale verdamping van een ideale grasmat met een optimale beschik- baarheid van water, berekend met de formule van Makkink (ref 4). Hoe groot de werkelijke verdamping van een oppervlak of gebied is, hangt af van de soort vegetatie/gewas, (soort) bomen, bebouwing, e.d. In een warm en droog jaar is de werkelijke verdamping lager dan in een gewoon jaar. De werkelijke verdamping (E) wordt gegeven door E = g * EO , waarbij g de reductie- factor is. Voor 2021 (een “normale zomer”) wordt hier een reductiefactor van 0,81 toegepast en voor 2022, een droge warme zomer, een reduc- tiefactor van 0,69 (ref 5). Deze waarden zijn gemiddelde waarden voor het hele Berkelgebied. In figuur 18 is de voortschrijdende som van de neerslag minus de werkelijke verdamping gegeven. De som over drie maanden is genomen om de trend in de neerslag minus verdamping weer te geven. Duidelijk te zien is dat in de zomer van 2022 er een groter neerslagtekort was t.o.v. de zomer van 2021. In figuur 19 is bodembeweging van het maaiveld buiten de barrière met de geschaalde waarde van de neerslag minus verdamping gegeven. De schaling van de neerslag minus de verdamping is zo gedaan dat het maximum en minimum hiervan samenvallen met ongeveer die van de bodembeweging. Hierdoor wordt het fase- verschil zichtbaar. De bodemdaling volgt met een vertraging van twee tot vijf maanden de afname van de vochthoeveelheid. De stijging van de bodem volgt de toename van de vocht- hoeveelheid na een droge zomer trager dan na een gewone zomer. De klei neemt sneller vocht op dan dat het afstaat. De bodembeweging van het maaiveld buiten de barrière met de geschaalde waarde van het watergehalte op 1.2 m buiten de barrière is te zien in figuur 20. Deze parameters zijn vrijwel in fase, zij het dat de bodemstijging een snelle toename van het watergehalte niet direct volgt. Overige resultaten In dit artikel is een representatieve selectie van alle meetresultaten gegeven. Op de website in aanbouw website wonenopklei.nl (ref 7) zullen alle resultaten en andere informatie over dit onderwerp te vinden zijn. Het is de bedoeling dat de metingen voortgezet worden en het resultaat op de website bijgehouden wordt . Figuur 17 – Watergehalte op 1,2 m diepte, tweede huis in Rekken. Figuur 18 – Neerslag minus verdamping. Figuur 19 – Bodembeweging maaiveld buiten de barrière met geschaalde neerslag-verdamping. Figuur 20 – Bodembeweging maaiveld buiten de barrière met geschaalde watergehalte op 1,2 m diepte buiten de barrière GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 20 Discussie en conclusie In het geval dat het huis of gebouw als geheel op en neer gaat door zwel-krimp van klei zal er niet snel schade ontstaan. De schade ontstaat wel als er sprake is van een verschilzetting. Belangrijkste risicofactoren voor een huis met een fundering op staal op een klei-ondergrond zijn: –Een droge warme zomer met veel verdamping waarbij er een verschil kan ontstaat tussen bijvoorbeeld de zuid- en de noordzijde van het huis, –Een gedeeltelijke onderkeldering, –Bomen in de nabijheid van het huis (ref 6). Bij het hier besproken huis is de schade ontstaan aan de zuid zijde. Bovendien is dit huis ook gedeeltelijk onderkelderd. De belangrijkste conclusie is dat na het aan- brengen van de barrières er geen nieuwe schade meer is ontstaan aan het huis (ook niet aan het tweede huis), dit ondanks de extreem droge en warme zomer van 2022 (ref 5 en 8). Het effect van de vochtbarrières is ook duidelijk te zien in de meetresultaten: er is nauwelijks nog een verticale bodembeweging binnen de barrières en het watergehalte van de klei binnen de barrière is vrijwel onafhankelijk van het seizoen. Dit maakt dat er geen beweging meer is door het krimp- zwel gedrag van de klei binnen de barrières. Als gevolg is er ook nauwelijks een beweging van muurdelen t.o.v. elkaar te zien waardoor het ook onwaarschijnlijk is dat er in de toekomst nog schade zal ontstaan. Het is aangeraden de vochtbarrières in het voor- jaar aan te brengen, omdat er dan een (tijdelijke) evenwichtssituatie is. Dit is ook de tijd dat de ontstane scheuren geheel of gedeeltelijk zijn dichtgetrokken waardoor een restauratie minder ingrijpend is. Schade kan voorkomen worden door variatie van het watergehalte van de klei-ondergrond zo veel mogelijk te beperken door zowel horizontaal als verticaal vochtbarrières in de bodem te plaatsen. Het is niet het neerslagtekort of het grond- waterpeil waarop de focus op gericht moet zijn. Het is de (hoge) verdamping die de boosdoener is en dat moet voorkomen worden. Dit wordt ook aangetoond door het experiment van Fytius e.a. (ref 9): Het maaiveldniveau onder de folie blijft langjarig stabiel door de kleibodem af te dekken met een folie met aan de zijkanten enkel ondiepe verticale barrières. Hier is eigenlijk alleen maar sprake van het verhinderen van de verdamping aan het oppervlak. Als er bomen in het spel zijn is een verticale barrière wel noodzakelijk. Samen met de lange levensduur van de toe- gepaste geomembraan is de verwachting dat de gekozen oplossing duurzaam zal zijn. Referenties 1. Klimaatverandering, klei en funderingsproble- men, een case studie (deel 1), C. Blom, K. O. van der Werf, R.J. Stuurman, H. Kooi, GeoTechniek, juni 2022, 20-25 2. 20431_EC-5_Manual_Web.pdf. (metergroup.com) 3. KNMI - Overzicht van de neerslag en verdam- ping in Nederland. 4. CHO (1988) rapport 19, Van Penman naar Makkink - Een nieuwe berekeningswijze voor de klimatologische verdampingsgetallen, ‘s-Graven- hage. 5. Waterhuishouding in het Berkelgebied, C. Blom en K. O. van der Werf, Stromingen, 2022 (28) nr 4, 3-12. 6. Krimp-Zwel een groeiend probleem, R. Stuur- man, H. Kooi, R. Melman, K. van der Werf en C. Blom, Land en Water, mei 2021 nr 5, 34-35 7. www.wonenopklei.nl. 8. KNMI - Niet eerder deze eeuw zo droog als dit jaar. 9. Expansive soil test site near Newcastle, S.G. Fityus, D.W. Smith en M.A. Allman, J. Geotech Geotenviron Eng, 2004, 130, 686-695. ! www.deltares.nl Wij werken aan geotechniek in • • • • Van experimenteel onderzoek naar toepassing in de praktijk dlere . Wruutcurtsarfn n ie eibe t ge p h t ouutitsnisinnek !an one es iseartelD na e a n wekre d wjiwd medo , breta n wa d ve tsapegeo tkjielk an! ppahcst aa moro vnegnissol op onne ihcsigolonhce e tmmils .negnig dait uekjile pp emazruu n d s eeitav j er taled. www Introduction The design guideline CUR226:2016 for geosyn- thetic-reinforced pile-supported (GRPS) embank- ments adopted the Concentric Arches (CA) model of van Eekelen (2013, 2015), which was validated with more than 100 measurements taken in the field and in experiments. These embankments were all reinforced with at least one layer of geogrid. Furthermore, all the embankments were unsaturated, and installed above the ground- water table. Limited research was done on the influence of water in a piled embankment. Briançon and Simon (2012), Sloan (2011), and van Eekelen et al. (2020) showed that heavy rainfall affects measurements. Song et al. (2018) concluded from 2D trapdoor tests with sand that groundwater can degrade the soil arching mechanism. Wang et al. (2019), however, found strengthening of soil arching with increasing water level in full-scale 3D model experiments. The validated use of CUR226:2016 is possible for geometries, conditions and materials that match the situation where the measurements for the validation were taken. If these requirements are not met, the guideline requests additional measurements to demonstrate that the CA model gives good results for these conditions, too. For this purpose, field measurements were done in a partly submerged piled embankment, reinforced with geotextiles only, without geo- grids. This paper compares the measured strains with the varying groundwater table and air tem- perature, and calculations with the CA model of CUR226:2016. This paper is a modified version of van Eekelen et al. (2023). A partly submerged geotextile- reinforced piled embankment Van Eekelen et al. (2022) describe a piled em- bankment in the Netherlands for a regional motor way that was opened on 6 April 2019. Pile caps (0.75 m x 0.75 m), with smooth, rounded edges, were installed on end-bearing prefab concrete piles with an average centre-to-centre spacing of 2.28 m x 2.27 m. Two layers of woven geotextile (TenCate Geolon® PET 400/50) were installed, one with the machine (strong) direction across the road axis, the second parallel to the road axis. Figure 1 shows part of the monitoring set-up. In addition, the air temperature was measured hourly. For more details of the experimental set- up, we refer the reader to van Eekelen et al (2023). Figure 1 – Lay-out of the geo- textile- reinforced piled embankment and the monitoring equipment. Figure 2 – Measured pore pressures, translated into groundwater table (ppt1 and ppt6) and ditch water table (ppt7). Figure 3 – Comparison measured geotextile strains and to measured groundwater table (ppt1). FOUR YEARS FIELD MEASUREMENTS IN A PARTLY SUBMERGED WOVEN GEOTEXTILE - REINFORCED PILE -SUPPORTED EMBANKMENT S.J.M. van EekelenDeltares, The Netherlands R.A. ZwaanDeltares, The Netherlands A. NanceySolmax / TenCate Geosynthetics,France M. HazenkampSolmax / TenCate Geosynthetics,The Netherlands Y. H. JungKyung Hee University,Republic of Korea 42 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 Measurements PORE PRESSURES AND GROUNDWATER TABLE Figure 2 shows the measured pore pressures, translated into groundwater level in m NAP, where NAP is the Dutch reference level. The figure indicates the positions of ppt1 and ppt6; ppt1 lies in saturated soil. However, ppt6 is located higher, and the groundwater table sometimes drops below ppt6. Figure 2 shows what can happen if a pore pres- sure transducer is installed in unsaturated soil. Until June 2020, ppt1 and pp6 match. Just before 1 June 2020, the groundwater table drops below ppt6. This causes an air bubble that starts disturbing the measurements of ppt6, keeping the values of ppt6 well below those of ppt1. In September 2020, the groundwater level passes ppt6 again, the air bubble disappears, and ppt1 and ppt6 match again. In April 2021, the groundwater table passes ppt6 again, resulting in another air bubble that makes the measurements of ppt6 unreliable again. It seems plausible that ppt1 continuously gives reliable results; it shows a low water table during the very dry summer of 2022, followed by a rainy period in September 2022. The pore pressure transducer in the ditch gave reliable results between February 2020 and June 2021 and between November 2021 and March 2022. GEOTEXTILE STRAINS COMPARED TO GROUNDWATER TABLE AND AVERAGE DAY AIR TEMPERATURE Strain gauges E1 and E2 give higher values than strain gauges E3 and E4 (Figure 3). We cannot explain this difference. The strains show a sea-sonal effect; the strains are higher during summers than during winters. Furthermore, each summer gives slightly higher strains than the previous summer. This can be explained by the creeping behaviour of the geotextile. The measured strains do not correlate clearly with the ground- water table. Figure 4 zooms in on four dry weeks and four wet weeks. The figure shows a clear daily cycle, the cause of which is unclear. A similar daily effect was found earlier by van Eekelen et al. (2007). The daily cycles of traffic load or soil temperature may have an influence. However, the different strain gauges do not show a peak at the same time of the day. Figure 4b shows an immediate response on rain: the daily cycle is less clear. Possibly, the relatively constant and low temperature caused by the rain flattens the daily cycle. Figure 5 shows that the seasonal cycle of average day temperature clearly correlates with the geo- textile strains. The geotextile strains are higher in summer. The thermal expansion of the road surface is too small to play a significant role in this seasonal cycle. Calculations with the Concentric Arches model The geotextile strains were calculated using the CA model (van Eekelen, 2013, 2015, CUR226: 2016). No partial factors were used. Table 1 gives the input parameters. Some remarks: –Usually, the traffic load is chosen p= 0 kPa when comparing the model results to field measure- ments. In addition to that, a calculation was performed with 25% of the design load, to account for the permanent influence of the traffic load on the strains in the geotextile. –CUR226:2016 requests to reduce the soil ar- ching for a relatively thin piled embankment like this one, with a high traffic load. It is assu- med that the soil arching is reduced perma- nently due to the on-going traffic load. The soil arching reduction factor ( !) equals 1.58 for this configuration and traffic load, following Table ABSTRACT This paper describes measurements in a partly submerged piled embankment, reinforced with geotextiles only. The seasonal effect in the measured geotextile strains strongly matches the seasonal tem perature variation. No correlation with the varying groundwater table was found. The measurements remain sufficiently on the safe side of the results of the Concentric Arches model. Therefore, the CUR226:2016 design guideline may be used for this type of geotextile- reinforced pile-supported embankments, of which the embankment is installed partly below the groundwater table. Figure 4 – Two four-week details of Figure 3; measured geotex tile strains and measured groundwater table (a) dry period (no rain) and (b) wet period (several rainy periods). Table 1 – Parameters used for the calculations with the Concentric Arches model * Date 2019 2020 2030 28 Feb 1 Mar 5 Mar 12 Mar 24 Apr 29 Feb 25 Aug Height fill (m) 0.00 0.30 0.60 1.00 1.51 1.51 1.51 Te n s i l e s t i f f n e s s 3 2 0 0 3 2 0 0 3 2 0 0 2 9 6 1 2 7 2 2 2 5 4 4 2 4 2 6 geotextile (kN/m) *Other input values: centre-to-centre distance piles sx= 2.27 m, sy= 2.28 m, square pile caps width a= 0.75 m, unit weight fill "= 19 kN/m 3, fill friction angle fill #= 34 oand 38 o, subgrade reaction k= 0 kN/m 3, traffic load p= 0 kPa and 11.5 kPa (25% of the design load), soil arching reduction coefficient !is either 1.0 (no soil arching reduction) or 1.58 (soil arching reduction). Figure 5 – Comparison measured geotextile strains and the day- average of the air temperature which was measured hourly at the field monitoring location. 43 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 44 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 2.3 of CUR226:2016. –It is expected that the calculation with some traffic load and soil arching reduction matches the real situation best. Comparisons measurements and calculations Figure 6 compares the measured and calculated geotextile strains. The smallest calculated strains agree reasonably well with the average values of E1 - E4. All other calculations give higher values than the measured values, so application of CUR226:2016 leads to a safe design. Figure 7 extends of the validation of van Eekelen et al. (2015). The figure shows that the measure- ments of E1 and E2 agree well with the calcu- lations, and the measurements of E3 and E4 give lower values than calculated. This result is on the safe side, too. From this, we may conclude that the CA model, and therefore CUR226:2016, is applicable for this piled embankment of which the embankment was installed partly below the groundwater table. This conclusion is valid for woven geotextiles as applied in this monitoring project. Conclusions A partly submerged geotextile-reinforced piled embankment was monitored. The measured geo- textile strains show no correlation with the groundwater level. However, the measured strains have a strong seasonal cycle that match the seasonal cycle in the average day air tempe- rature quite well. This seasonal relationship between the air temperature and the geotextile strains should be further analysed. The CA model matches the measurements well. The CUR226:2016 design guideline adopted this CA model. Therefore, CUR226:2016 is applicable for this type of geotextile-reinforced piled embankment, which is installed partly below the groundwater table. This conclusion is valid for the woven geotextiles as applied in this monitoring project. Acknowledgements The authors are grateful for the support of the TKI-PPS funding of the Dutch Ministry of Economic Affairs, TenCate Geosynthetics, the Kyung Hee University in Seoul, Republic of Korea, BAM and Deltares, Netherlands. References – Briançon, L., Simon, B. 2012. Performance of Pile-Supported Embankment over Soft Soil: Full-Scale Experiment. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 138, 551– 561. BSI 2015. – CUR226:2016. van Eekelen S.J.M. & Brugman, M.H.A. (Eds.) 2016. Design Guideline Basal Reinforced Piled Embankments. CRC Press, Delft, Netherlands. – Sloan, J.A. 2011. Column-Supported Embank- ments: Full-Scale Tests and Design Recommen- dations. PhD Thesis. Virginia Polytechnic Institute and State University, Blacksburg, Virginia, USA. – Song, J., Chen, K., Li, P., Zhang, Y. & Sun, C. 2018. Soil arching in unsaturated soil with different water table. Granular Matter 20, 78. – van Eekelen S.J.M. 2015. Basal Reinforced Piled Embankments. PhD Thesis Delft University of Technology, Delft, Netherlands. ISBN 978 94 6203 825 7. – van Eekelen, S.J.M., Van, M.A. Bezuijen, A. 2007. The Kyoto Road, a full-scale test. Measu- rements and calculations. In: Proceedings of ECSMGE14, Madrid, Spain 1533-1538. – van Eekelen S.J.M., Bezuijen, A., van Tol, A.F. 2013. An analytical model for arching in piled embankments. Geotextiles and Geomem- branes 39, 78–102. – van Eekelen S.J.M., Bezuijen, A. van Tol, A.F. 2015. Validation of analytical models for the design of basal reinforced piled embankments. Geotextiles and Geomembranes 43, 56–81. –van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., van Duijnen, P.G., 2012. Does a piled embankment 'feel' te passage of a heavy truck? Field measurements. In: Proc. 5th European Geosynthetics Congress, Valencia, Spain, pp 162-166. – van Eekelen S.J.M., Venmans, A.A.M., Bezuijen, A. van Tol, A.F. 2020. Long term measurements in the Woerden geosynthetic-reinforced pile- supported embankment. Geosynthetics Int. 27-2, 142-156. – van Eekelen, S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A., Hazekamp, M., Jung, Y.M. 2022. Field measure- ments in a partly submerged woven geotextile- reinforced pile-supported embankment. Proc. EuroGeo7, Poland. IOP Conf. Ser.: Mater. Sci.vEng. 1260 012046. doi:10.1088/1757- 899X/1260/1/012046. – van Eekelen, S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A., Hazekamp, M., Jung, Y.M. 2023. Four years field measurements in a partly submerged woven geotextile-reinforced pile-supported embankment. Proc. ICG12, Rome, Italy. – Wang, H.L., Chen, R.P., Cheng, W., Qi, S. & Cui, Y.J. 2018. Full-scale model study on variations of soil stress in geosynthetic-reinfor- ced pile-supported track bed with water level change and cyclic loading. Can. Geotech. J. 56: 60–68 (2019). ! Figure 7 – Extension of the validation of the CA model with the new data, with in the calculations: #= 38 o, traffic load p= 0 kPa and != 1.58. Measured values of E1, E2, E3, E4 are day averages on 12-3 / 24-4 / 1-9-2019 and 29-2 /1-9-2022. The calculations were done using the input values given in Table 1. Figure 6 – Comparison measured geotextile strains and geotextile strains calculated with the CA model. Predictions higher than measured values are on the safe side. Constructing windmills on a sea-defense dike in The Netherlands with Enka Solutions The Netherlands is a small, densely populated country where space for any type of construction is at a premium. This is particularly true when decisions on the construction of windfarms have to be made, and every e!ort is made to locate these away from centers of population. The construction of a windfarm in the north of the country is a good example of this. Wind turbines on sea-defense dike MCHS reinforcement 236927_Spread_Geokunst_2023_WT.indd 1 21-06-2023 10:54 C( E)W R:stdier k En e h T n a s o s n o C i t l S n al r e th e N e f e d - a e n a s w ng ti c u tr s thi w s d n e i ki e d s n sl dmil ni w dd n aA SHCM e rhf to s wihT rtsonc uardyh m erots r e pkid procni n e i s n agis e dehs ta e wgnlelahl canoitid ten emcrofnei r deroo d Nraor Beta ble Wisnopsee r eriuqet rs moeroe fhe tsruof c s oa s w phlaonitare opeh tn idn a onitcu o y btiroir p po s a ta y wtilibatc silu n, esdei h tgi d hn, asdo , !ostnev m e gas ardeol g pniyl-rewoe lhs ttcetor . Aeki e dhf t le o"or e ph n td ietaro d n n a . tsevljizrde t neme .esa g niru h dto g nirusn t sniga e hs t. A da e m o be tvah e ch n t s onoisiced muimer t a p s ai e sreh y wrtnuoc dnalrehte e NhT a k En o e tda s mt iro! y erev d en, ae s mrafdni f w n ooitcurtsno e c n eh e wury tlraluictra s ps iih. Tm oitcurtsnof c e opyy tnr aoe facp e s d etalupo y plesne, dllam s a ss id n oi t ul o S a vahsmer Eae, nsdnalrehteN tro e nh n te iki e dsnefde-aes tis s, iEW y Rnpamoy cgrene deolpretso m Orafdni e whT efed-ae n s s oenibru d tniW no s n d oesaB X 6AM ff oesu oituolS mo o ct artnoc d wetimil SHCM( rtsnoc t ne k wr e pah. Tnev e hf t p oi n tretsaeht y ramir n a p d oetau e hy t d benw, okjidrde e ki e dsn qed rns aretemar n paevi e gh n t d o . 0 X 6 rgoe glaixa-i bthgentrs-hgi he th cnn ioituol d a sesopor m paes tno e Eh, tngis ble deatiu h a sti p w e um s ailaksof B e orutnet vnio , a jrotca y t d begnlelah. Cecpa g snikro d w s wnoitadnuoe fnibrue thd tn) aS t d Sra e Hnar n Cia e Mhf t n ooituc g g , stnemeriuq dirgakn Edi e hg tnidulc a kn e E , SW d Kn e h e h n tihti s dnat wonoitcrutsnco d tn, agnidargpu e dh. Tnoitaciplpa fde-aey sramirp a s pla t w, idniw e mohe tka o mT y irtnuo e chf to oitcurtsno e chT w e asehe ttacol snoitadnu fohe tr foderiuqe rrk wo d n n agis l deanoitidd e ahd t r od fleudehcy sdaerls aa e wki e d s ihr tot ffsr d "lro e – a wki e dsnef n a m orafdni e whe ttacoo ld tenn d n e acpa ble saliav h atof bt os e mo . sihf t e olpmax d eoo s a g h tro e nh n t m irafdni f a w n oo . noitalupo f p s oretne m cory faw y e , a h. Tytilibat d sn e al"or h ptob riuqee rki e dsnefde-ae e shT . acher baff o tl slarev s ot, issentsubos rti ardy s h’eki e dhf t s oesylana s pa d wn e areimer d plro a w aco t a l n aoitucrtsnor ciehT t hfah h sti s wenibrue terhf to f 2 d on e eht t n aoitarep o otni , n n a arW• onot atsnI• ercni eyal plpA• teht noC• olols fa aee tht f n ooitucrtsno e ch n s itnemevorpmd ier k sie rhd tn, aytiliba , ytilibatc silu l acinhcey t d bdeecer s p s a s wihs t h auc n soit . 8 mf 9 s othgie t h s tsisno d cn1 a20f 2 e pa t t d aes y ugooldohte d mnuora-p rehton ae on eya0 l X 6A d Mirgaknf E n ooitalla liibat sdn ayticapa cgnirae besae tucrt S sHC e Mh n td idedebms er X 6A d Mirgakn e Eerhf t n ooitacipl seinbur tdin weehr t 5 m 5 x 1, 1sdnatsdraf h n ooitucrts :swo mmu n sgis h a deti p w e uma m ca q n pa e g f e ooe tht t ° 0 t 9 s ar noitaz o e trut d irgoe 0 g o t txe, n 5 m d eziram , q e oh n tt inuocca a g plnikro d wna .tcejoojrl plarev e o o tnn iekay tlidaes ra s wmrofta q dni e whd tn, aere d hevolvni roprocns ia m wrafdni e wht y h p eets e dht e re s wnoitadnuol flimd s krowhtra e ehn td ietar sepol de si p se e plhf t y otilibat e she trusn o ee tki e d y ug p s ’mrofta e pl ADVERTORIAL 54 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 Bene"ts of the solution About Enkagrid Freudenberg Performance Materials 236927_Spread_Geokunst_2023_WT.indd 2 21-06-2023 10:54 derCk (jidredlorpetso rm OafndiW )EW: Rsti ahs terusne m srofta e plht e lnart caht chi trey lain n aoitadnuof f E e os e uhT f t s ot"eneB ro fdewoall f a c e os e uhT hd tnatshti n wa e crutucrt e sht ta d mnuora-par e wh. Terutucrt m s ev d oetubirtsi y dlnev e ere s wdao ginurns eehil w,thgie wdn assenkc itucdet rnac"ingi r a sod fewoll n a e nar e ch n t0 i X 6A d Mirgaknf E noitulo e shf t .dnatsdra hreallm s a e nar n coitucrtsno g cnibmil f a c e h d ohte r e g n o Landward side +4.75 m +5.20 m Geogrid height+4.00 mSand height 1 m1 m 0.5 m Wrap-around dimensions R d PirgaknE ns ayalwiar n td ideeen d MirgaknE n vs idirgoeg r d pirgaknE kan EtuobA dwnae lh n to iartl saretal tucrt n sd ieiplp e ars atucdor O pR a-in e uhs taereh , wsnoitadnuod f daof r n ooitzailibat e ssba-bue sh paa e ckatpu-daoe lhs tdeivor X pA -i e bh. Tshtgnert le sisnes tuoira n v a-in d unl aaixa-i de bulcns itucdo idrgka .eki e dhf t de oi d sra dw ol p seet e shg tnols aegd e eht t n a e fht t n aee s ba d hn o aga g wnireenignl eivi e cho tt eucdortnt iahr teenoip f Et oucdor s a pd iirgaknE s eru l aixa , sd seiticpa l aixa- l aixa e po e totenmknab em e wohf t n ooitces ssorC n Co olF g nipolev f det onorferoe f s rae 0 y n 6ahe tr d molro g w s citehtnysoef g e os e uhd t l baol , a gsnoituol a Sknf E oF nE e ht t rm afotal g pnrki d mons atcejoojr g pnireenignl eivi n C n fd Iekni n L s onoituol a Skn w Eolol s w uollo XA ® Mdrigkan :er d mo s etadpr uon f rofre h pgih edlew-ersal f e de oa e mra d pesaercni n gevownon s tenibmoc nl aaicep A s o 9p t s uepols ates r h aucs g t nellecx g enidivor d pn e acnam etenarau g,slav tern iraluge rt ade t aahs tpartr semyol d pdeurtxf e irgoe d girgakn. Eycneic1t ecejoojr d p r ot fucdor le pgni n a se ilitxetoe n g h a ti d wirl gaixa-ir baluege rh d irgakn d Eeucdortny iltneced rn batl sanretnr iiehe trusn o e° t0 o 9 n sr i, ostnemknbam, eslla g wninia plp O p e usah n pgis e deh m torf aes rs itrepxf e m oae A t nmoirvn edn aciuladryh rtsarfnn ioitatropsnart tadiolsnol cio d sipar ro ontzior h,lor ont c onisore e ur n aiarddnobol d Cna ucs stucdor s pnoituolS os fnoituol m sort frpaA pp acitehntysoe gynam g gni e r s di r . ytilib p eet n s . noitallatsno ip t e u s tcejoojrt proppu o sy tda .ginreeingn elatne nm n s il ale s w e arutucr n d ieriuqee rr n aoi ,eganiar dlacitre v orla ont e reh s wtcejoojr n pd ies e u n iardakn, Etamakns E h a a kn, Etnemecrofniel rior so .ecni srev esonitacil pp g p nooF ni 31 (+ rF nE nI edkn Lin s w uollo mco.snoituloskane@fo 0034 145 78)0 31 ( erita Mecna rmof Pergerbenduer f d onar s a bs inoituol a Skn sla eri gnikcol terni h pg .teagergg adn adir genewte bg g e d p tucdor s pnoituol a SknE n pg . blealiav y allbaol e grs at p t w moc.nsoitulosanke.ww @ 236927_Spread_Geokunst_2023_WT.indd 2 21-06-2023 10:54 ADVERTORIAL 55 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 32 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Fugro heeft een hooggevoelig glasvezel- meetsysteem ontworpen en geïnstalleerd om de gesteentemechanische veiligheid en de stabiliteit te monitoren van de constructie van het stenen gangenstelsel in de populaire Mergelgroeven in Valkenburg. De Mergelgroeven in Valkenburg trekken jaarlijks ruim 300.000 bezoekers bij rondleidingen en evenementen. Met name bij de traditionele kerstmarkt is het hier dringen geblazen. Een betrouwbaar beeld van de veiligheidsrisico’s in de groeven is dus cruciaal voor de gemeente en de hulpdiensten. Daarnaast wordt er nog actief mergelbouwsteen gewonnen. Ook voor de veiligheid van bovenliggende bebouwing van de 100+ hectare grote groevenstructuur is een actueel inzicht in het risico op verzakkingen van belang. Het monitoringsysteem moet voorzien in nauwkeurige real-time presentatie van de metingen en in alarmering bij risicovolle situaties, en dit in een omgeving met een relatieve luchtvochtigheid van 100%. We h e b b e n e e n g l a s v e z e l m o n i t o r i n g s s y s t e e m o n t w o r p e n o m o p lange termijn te monitoren; een systeem dat tegelijkertijd weinig impact heeft op de gevoelige ondergrondse ruimte. In samenwerking met lokale mergeldeskundigen hebben we een state-of-the-art glas- vezel monitoringssysteem geïnstalleerd om kruip en stabiliteit te monitoren, wat ook volledig functioneel is zelfs in de hoge luchtvoch- tigheid van de groeven. Onze glasvezeloplossing meet real-time met hoge nauwkeurigheid en met hoge frequentie gedurende een periode van 10 jaar en alarmeert wanneer er een gevaarlijke situaties gaan optreden. Wij hebben een 13 km lang glasvezelnetwerk op 81 sensorlocaties geïnstalleerd in het gangenstelsel; zo kan de temperatuur en de kruipsnelheid op de centrale pilaren in de onderaardse gangen gemeten worden voor de stabiliteit en veiligheid van de groeven en vinden er geen verschuivingen plaats. Ons datadashboard wordt gepresenteerd via een portal waar real-time informatie van het hele meetsysteem te zien is. Nauwkeurige glasvezel monitoring waarborgt veiligheid in Valkenburgse Mergelgroeven ________________________________________________________________________________________ Installatie glasvezelsensoren op verschillende locaties._____________________________________________________________________________ ADVERTORIAL 33 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Op basis van deze kritische metingen worden de veiligheidslimieten continu geanalyseerd en wordt gealarmeerd wanneer de veiligheids- limieten worden overschreden. Hierdoor kan onze klant, de Gemeente Va l k e n b u r g , i n t e r v e n t i e s p l a n n e n v ó ó r d a t e r e e n g e v a a r l i j k e s i t u a t i e ontstaan en de stabiliteit wordt gegarandeerd van de groeven. In het verleden werd de kruipsnelheid van de mergelpilaren slechts periodiek – twee keer per jaar – gemonitord met behulp van visuele inspecties; een minder nauwkeurige methode mede door gevoeligheid van het meetsysteem voor corrosie en meer impact voor de omgeving. Fugro is toonaangevend in het toepassen van state-of-the-art glas- vezelsensorsystemen voor het geotechnisch monitoren en monitoren van de constructieve staat van bijvoorbeeld wegen, tunnels en bruggen. De voordelen van de glasvezeloplossing houden in: - Real-time, hoogfrequente metingen en geautomatiseerde alarmering bij afwijkende situaties als de veiligheidslimieten worden overschreden; - Zeer hoge nauwkeurige metingen geen problemen bij hoge lucht- vochtigheid van de groeven; - Efficiënte, kosteneffectieve, lange termijnoplossing. Real-time, hoge frequente, zeer nauwkeurige metingen bieden nieuwe mechanische interpretaties in de wereld van gesteenteomgevingen – hier genoemd de groeven. Door metingen te verrichten met een hoge resolutie en met hoge nauwkeurigheid zijn de afgelopen twee jaar, in een geleverd dashboard formaat, de volgende additionele observaties weergegeven: - Seizoensinvloeden, natte en droge perioden worden waargenomen in de kruipmetingen van de pilaren; - Een atmosferische drukgolf die gepaard ging met de uitbarsting van vulkaan Tonga in de zuidelijke Grote Oceaan op 15 januari 2022 laat de hoge gevoeligheid van de data observatie zien. Glasvezelmetingen zijn een milieuvriendelijke oplossing; deze geven geen emissie van licht of geluid en niemand hoeft fysiek aanwezig te zijn met uitzondering van de geplande onderhoudsactiviteiten. Hierdoor wordt de lokale vleermuispopulatie niet gestoord tijdens specifieke seizoensintervallen. Jacquo Silvertant, beleidsmedewerker van de Gemeente Valkenburg aan de Geul: ‘Fugro biedt een goede oplossing in relatie tot kosten en kwaliteit. Met dit glasvezelsysteem kan de mergelgroeven 24 uur per dag zeer nauwkeurig in de gaten worden gehouden en kan men vrijwel direct worden geïnformeerd over eventuele bewegingen. Deze geavanceerde techniek is efficiënter in tegenstelling tot voorheen waar twee keer per jaar een inspecteur door de groeven moest lopen om de situatie visueel vast te stellen.’ Periode project 1 juni 2019 - 1 oktober 2029 Kenmerken 13 km glasvezelkabels sensors op 81 locaties Opdrachtgever Gemeente Valkenburg aan de Geul Ve u r s e A c h t e r w e g 1 0 2 2 6 4 S G L e i d s c h e n d a m Te l . 0 0 3 1 ( 0 ) 7 0 3 1 1 1 3 3 3 www.fugro.com _____________________________________________________________________________ Op 81 locaties wordt real-time met glasvezelsensors de kruipsnelheid gemonitord van de centrale pilaren in de groeven._____________________________________________________________________________ Een atmosferische drukgolf bij de uitbarsting van vulkaan Tonga laat de hoge gevoeiligheid van de data observatie zien._____________________________________________________________________________ Elk jaar ontvangen de Mergelgroeven in Valkenburg 300.000 bezoekers.__________________________________________________________________ _____________ ADVERTORIAL A. BezuijenUniversity Ghent, Belgium / Deltares Delft, The Netherlands C. Dorst Dowaco, The Netherlands R.H. Gerritsen Naue Prosé Geotechniek B.V.,The Netherlands Introduction Climate change has brought rapidly changing hydraulic conditions, with heavier rainfall, more severe storms, higher river discharges, increased flow velocities and wave overtopping. With nearly a billion people living in low-lying areas near rivers and coastlines, securing and improving flood defences and flood protection schemes has become a global challenge. Integrating geosyn- thetics on a larger scale into designs can lead to better, faster and/or cheaper construction of new flood defences, levee reinforcements or coastal protections. This has the potential to considerably boost global flood protection programs. This paper illustrates the benefits and added value of applying geosynthetics in flood defences, aiming to encourage the use of these materials by designers, contractors and authori- ties. This paper is a shorter and modified version of Gerritsen et al. (2023). Climate change observations and impact Based on data, global sea levels have risen about 0.20 m during the last 100 years, and the rate of rise is accelerating. The implications and consequences of the rising sea levels for people on earth are enormous. The Intergovernmental Panel on Climate Change (IPCC, 2022) has made global assessments of potential scenarios, that predict a sea level rise between 0.3 m and 1.5 m by 2150, depending on the climate scenario. Figure 1 combines measurements and predictions of sea level rise, clearly illustrating the major challenges in reinforcing existing, or realising new flood defences. The predictions of sea level rise obviously contain uncertainties; nevertheless, the values will have significant implications for the safety, liveability and sustainability of residential, commercial and agricultural areas. Effects such as dune and beach erosion along coastlines, due to high-water conditions, will become increasingly frequent and intense. The global damage costs that result from floods due to sea level rise are expected to increase significantly. Jevrejeva et al. (2018) show that with a 0.86 m sea level rise (RCP8.5 scenario, median value) and without additional measures for flood defences, the worldwide estimated flood damage costs in the year 2100 are 11600 billion euro/year. However, implementing mea- sures to improve coastal protection, could poten- tially reduce these annual costs by about a factor 10. Despite this reduction, the costs remain substantial, indicating that the impact of sea level rise and consequential costs of flooding will be very high for all coastal areas worldwide. Haasnoot et al. (2018) listed possible measures for adaption to the accelerated sea level rise in the Netherlands. 1. Higher and wider flood defences; 2. More beach nourishment; 3. Structural measures to maintain the fresh water supply and water safety; 4. Considerably higher frequencies in closing storm su rge barriers. Applying geosynthetics can have a significant potential for adaptation measures. In this paper we will focus on applications in flood defence structures (1) and coastal defence (2). Building with geosynthetics is highly sustainable, enables the use of local less suitable soils and building in difficult circumstances. CLIMATE CHANGE AND EXTREME WEATHER CONDITIONS: THE ROLE OF GEOSYNTHETICS SECURING FLOOD DEFENCES AND COASTAL PROTECTION Figure 1 – Projected Global Mean Sea Level Rise (1950-2150) under different SSP scenarios, given in diffe- rent colours and reliability range by IPCC (2022), Box TS.4 Sea Level, Figure adapted by Deltares. Figure 2 – Schematic section of a high-performance flood defence structure with soil reinforcement, geosynthetic clay liner as a barrier, nonwoven geotextile for filtration and separation and erosion control products on the embankments. Other possibilities (not shown) are erosion control mats and filter layers below a stone revetment. 46 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 Geosynthetics for flood defences Geosynthetics can serve various functions in flood defences, like erosion protection, reinfor- cement, separation, sealing, drainage and filtra- tion. Their potential contribution to levee reinforcements is considerable (Gerritsen et al., 2019). However, the complexity of levee rein- forcements becomes larger due to higher safety requirements, the need to preserve landscape and buildings, and more severe hydraulic condi- tions. Also financial budgets for flood control are under pressure. Consequently, alternative and innovative techniques are increasingly seen as necessary or highly desirable. Figure 2 shows a cross section of a flood defence structure, showing multiple geosynthetics for various functions. Geosynthetic applications reduce the use of primary soil building materials, enables the use of locally available soil, and significantly minimises the environmental impact through lower CO 2emissions compared to traditional building methods. To e n s u r e a d e q u a t e f l o o d d e f e n c e s i n t h e f u t u r e , the frequency of levee reinforcements in the coming decades will increase. It is therefore important to design the structures in a way that allows for easy adaptation during the next levee reinforcement. This involves ensuring that (geo- synthetic) materials can be easily removed from the ground or that structures are extendable. GEOTEXTILE FILTER CONSTRUCTIONS UNDER STONE REVETMENTS Stone revetments play an important role in pro- tecting levees and coastlines. The selection of stone gradings, ranging from 10 kg to over 3 tonnes, depends on the hydraulic conditions. To ensure their proper functioning, it is essential to apply an adequate filter layer system that prevents gradings or subsoil to be washed away. Tr a d i t i o n a l f i l t e r s ys t e m s c a n r e s u l t i n l aye r s t r u c - tures of 1-2.5 meter thickness. Using a geotextile filter is an efficient measure below stone revetments, which can save between 0.3-1.0 m of granular filtermaterial. In addition to these savings, the use of geosynthetics can reduce the CO 2-emissions with appr. 40-50%, due to the significant reduction of the transport of materials. Geosynthetic filter systems in rock revetments have become widely adopted in hydraulic engineering projects, due to their easiness of installation and cost efficiency. Figure 3 gives an example of the construction of a placed block revetment on a nonwoven filter on the slope and rock in the levee toe. For the application it is important to consider the filter and application rules from SBRCURnet (2017) and to ensure adequate robustness to avoid damage by sharp stones as decribed by Bezuijen and Izadi (2018), Izadi et al. (2018), Bezuijen (2023). WATER BARRIERS WITH GEOSYNTHETIC CLAY LINERS (GCLS) As an alternative for a 1 m thick layer of natural clay, it is possible to implement a Geosynthetic Clay Liner (GCL) in river levees. These mats, with a thickness of approximately 1 cm, consist of a cover and bottom geotextile with high quality bentonite in between. GCLs can be used to seal the foreland as an anti-piping measure, or in the levee itself (Figure 4). Apart from cost savings, Von Mauberge et al. (2022) show that the application of GCLs offers several significant ABSTRACT In the coming decades, it will be a great challenge to respond effectively to the global climate change, causing sea level rise, heavy rainfall, storms and extreme droughts. This response involves both climate mitigation, through CO 2reduction, and climate adaption, which requires adjusting our physical surroundings to the changed environmental conditions. Geosynthetics can play a significant role in addressing these challenges. Geosynthetics contribute to CO 2reduction, thereby limiting climate change. Additionally, applying geosynthetics in flood defences mitigates issues like higher hydraulic loads, erosion and stability concerns. This paper describes some valuable applications of geosynthetics for adapting and creating safe and resilient living areas. Figure 3 – Filter construction using a non-woven geotextile below a placed block revetment on the slope and rock in the levee toe (Markermeerdijken, The Netherlands). Figure 4 – Geosynthetic Clay Liner (GCL) installed on the levee slope, crest and horizontally in the foreland to enlarge the seepage length from the flood defence base, mitigating the risk of piping. 47 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 48 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 advantages over natural clay such as sustaina- bility (reduced energy requirement and CO 2 emissions for transport), faster construction (less deep excavation and no need for dewatering) and more use of nearby soil. Due to the swelling capacity of the bentonite, the mat is self-healing to a certain extent. In Germany, multiple projects with GCLs in flood defences have been executed in the last decades, for example along the Oder. In the Netherlands, two pilot projects have been initiated by Water Authority Limburg. In Beesel, GCLs have been installed on the crest and slopes of the levee. In Neer, the CGLs were installed in the foreland of the levee to extend the seepage length and prevent piping. GEOSYNTHETIC SAND CONTAINERS (GSCS) FOR COASTAL PROTECTION AND REDUCING BEACH NOURISHMENT Sand-filled geotextile containers can be filled on-site and installed on beaches to stabilize the coastline (Figure 5). These containers can also be used in deeper water to prevent scour or to fill up large scour holes. Scouring can occur in riverbeds during floods with extreme dis- charges, in harbours, or due to hydraulic turbulence around structures like dams and outlet structures. In the area of Lubmin on the Baltic Sea, a hidden underground protection structure has been built over 2 km of coastline using Geotextile Sand Containers (GSCs). A total of 34,000 sand-filled elements, weighing approximately 1.4 tonnes each, were installed (Figure 6). The structure, being covered with sand seamlessly blends with the coastline, without restrictions for tourism and beach life (Pries, 2022). Geotextile elements are regularly used as break- water core, dune foot defence structures, erosion protection or water retaining structures as shown by Pilarczyk (2000) and Bezuijen and Vastenburg (2012). These applications are used world wide. The use of geotextile elements in coastal or flood defence structures has the potential to signifi- cantly reduce the risks and effects of beach and dune erosion. This may reduce the number of beach nourishments, costs and maintenance frequency of beaches and dunes after severe storms. EROSION PROTECTION WITH 3D STRUCTURE MATS As a result of climate change, there will be higher water levels, stronger currents, increased waves and heavier rainfall. Therefore, more robust and intelligent erosion protect ion systems for flood defences are increasingly important. Robust erosion protection is crucial in cases of over- flowing levee structures. One effective method of erosion protection is the use of three-dimen- sional geosynthetic structure mats, which rein- force the topsoil layer on embankments (see Figure 7). These mats, known as High Perfor- mance Turf Reinforcement Mats (HPTRMs), provides protection of the bare soil or early vegetation, thus providing extra resistance to erosion. This prevents the washing away of grass seeds or young vegetation, ensuring homo- geneous germination, resulting inthe develop- ment of a better-quality grass vegetation. In addition, the structure mats provide a long- lasting reinforcement of the top layer within the root zone. This may be particularly necessary at locations where higher loads are expected, such as breaking waves, overtopping water and strong currents. Special attention should be given to slope transitions, where the loads are often higher and the strength is less. SOIL REINFORCEMENT FOR EMBANKMENT STABILITY AND STEEP SLOPES Raising embankments on soft soils can cause stability problems. A regularly applied solution is the installation of high-strength soil reinforce- ment at the base of the embankment, known as ‘basal’ reinforcement. The strength of this reinforcement typically ranges from 300 to 1500 kN/m. Along the German-Polish border, along the Oder, a 3 km levee stretch was reconstructed to withstand more extreme flood conditions. In order to ensure sufficient stability of the new levee, a high strength geogrid of 1000 kN/m was installed as a basal foundation reinforcement (Figure 8). Another application of geosynthetics on flood defences is the realisation of steep slopes to reduce land usage. In many cases, there are exis- ting structures such as houses adjacent to these flood defences. As an alternative to vertical retai- ning walls of steel or concrete, geogrid reinforced soil structures can be used to create a steep slope, see POV Macrostabiliteit (2018) and CUR/CROW (2018). Retaining walls utilizing geosynthetic reinforcement are generally flexible and are able to deform together with subsoil settlements. This makes geosynthetics highly suitable for reinforcing levees in soft soil Figure 5 – Schematic cross-section of dune protection using Geotextile Sand Containers (GSCs) underground structure, covered with beach sand and planted with helm grass. Figure 6 – Installation of Geotextile Sand Containers (GSCs) as a coastal protection measure in the dune core of the sandy beach, Ludmin, Germany. 49 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 areas. By using Finite Element Models (FEM), the relationship between forces, deformation and the interaction between soil and geosynthetics can provide detailed insights. DRAINAGE SYSTEMS With the rise of water levels outside the levees and subsidence in the polders, the hydraulic loads on flood defences are increasing. The increased hydraulic head will have a negative effect on the stability of flood defences. However, geosynthe- tic drainage systems can have a positive effect on hydraulic pressures. Installing levee drainage can be useful to avoid failure mechanisms such as macro and micro stability, by influencing the phreatic water line in the embankment. Geosynthetic drainage mats consist of 3D struc- ture composites, which must be pressure-stable under the given conditions. These drainage mats can be installed vertically (for example as toe drainage), horizontally (partly under the embank- ment core or berm) or on the slope. Conclusions Climate change has significant effects on flood defences world wide. Sea level rise and extreme weather events have consequences for the safety, quality of life and sustainability of residential, industrial and agricultural areas. In the coming decades, extensive and costly operations to flood defences have to be initiated to keep local areas, larger regions or full countries safe and sustainable. For the challenge of climate adaption, geosynthe- tics can contribute to adapt safe and resilient living areas for humanity. Geosynthetics can play a positive role in new or existing coastal and riverine flood defence systems: more sustainable, faster and/or cheaper construction. Making future-proof designs with geosynthetics in embankments is also a challenge. Levees must be adaptable to accommodate future levee rein- forcements, in which applied geosynthetics in the levee should be manageable and not be an obsta- cle. Development of in tegrated concepts with geosynthetics will offer major potentials to advancing flood protection strategies. References – Bezuijen, A., Vastenburg, E.W. 2012. Geosys- tems: design rules and applications, CRC Press. – Bezuijen A., Izadi E., 2018. Damage of geotex- tile due to impact of stones, 11th International Conference on Geosynthetic, Seoul, South- Korea. – Bezuijen A., 2023. Field tests on the impact of stones on geotextile compared with theory, in: proceedings of the 12th International Confe- rence Geosynthetics (12ICG), Roma, Italy. – CUR/CROW, 2018. Kerende constructies van gewapende grond, CUR-rapport 198, CROW. – G e r r i t s e n R . , B e z u i j e n , A . , D o r s t K . , 2 0 1 9 . Klimaatverandering en weersextremen: toe- passing van geokunststoffen bij waterke- ringen en kustverdediging. GeoKunst, Geo- Te c h n i e k , m a a r t 2 0 1 9 ( d e e l 1 : 4 6 - 5 1 ) e n j u n i 2019 (deel 2: 48-53). – G e r r i t s e n R . , B e z u i j e n , A . , D o r s t K . , 2 0 2 3 . Climate change and extreme weather conditi- ons: applications of geosynthetics securing flood defenses and coastal protection, pro- ceedings of the 12th International Conference Geosynthetics (12ICG), Roma, Italy. – H a a s n o o t , M . , B o u w e r , L . , D i e r m a n s e , F . , Kwadijk, J., van der Spek, A., Oude Essink, G., Delsman, J., Weiler, O., Mens, M., ter Maat, J., Huismans, Y., Sloff, K., Mosselman, E. 2018. Mogelijke gevolgen van versnelde zeespiegel- stijging voor het Deltaprogramma, een verken- ning, Deltares report 11202230-005-0002, Delft. –IPCC, 2022. Intergovernmental Panel on Climate Change, Technical Summary, IPCC_AR6_ WGII_ Technical_Summary.pdf. – Izadi E., Decraene T., De Strijcker S., Bezuijen A., Vinckier D., 2018. A laboratory investigation on the impact resistance of a woven geotextile. Geotextiles and Geomembranes 46 (1), 91-100. – Jevrejeva, S., Jackson, L.P. Grindsted, A., Linck, D., Marzeion, B., 2018. Flood damage costs under the sea level rise with warming of 1.5 ºC and 2 ºC, Environmental Research Letters. – Pilarczyk, K.W., 2000. Geosynthetics and Geo- systems in Hydraulic and Coastal Engineering, A.A. Balkema, Rotterdam. – P O V M a c r o s t a b i l i t e i t , 2 0 1 8 . P O V - M g r o n d - verbeteringen, Hoogwater beschermingspro- gramma (HWBP), Utrecht. ISBN 978-90-8292 48-0-0. – Pries, J.K., 2022. Coastal protection with geo- textile sand containers at Lubmin in Germany. GeoKunst, GeoTechniek, 72-74. – S B R C U R n e t , 2 0 1 7 . O n t w e r p r i c h t l i j n G e o - textielen onder steenbekleding, SBR CUR net, Delft. – Von Mauberge, K., Gerritsen, R., Ehrenberg, H., 2022. Geosynthetics: responsible and sustainable solutions to reduce environmental impact. GeoKunst, GeoTechniek, 49-56. ! Figure 7 – Installation of a reinforced High Performance Turf Reinforcement Mat (HPTRM) for slope protection. Figure 8 – Installation of high strength geogrids as basal reinforcement below the flood defence at the Oder, Germany. Inleiding In en buiten Nederland worden veel paal- systemen toegepast als fundatie voor verschil- lende bouwwerken. Het installatieproces van de palen kan onder andere invloed hebben op de omgeving door bijvoorbeeld trillingen die ontstaan bij het heien of intrillen van de paal, maar ook door het opspannen van de grond rondom de paal. Grondopspanning en/of grond- verdringing vindt plaats doordat er (al dan niet onder hoge druk) door het inbrengen van een paal volume wordt toegevoegd aan de grond, zonder dat er een gelijke hoeveelheid grond wordt verwijderd. Dit effect kan leiden tot een andere krachtswerking en vervormingen van een naastgelegen damwand. In dit artikel wordt aan de hand van een praktijk- voorbeeld ingegaan op het effect van het instal- leren van grondverdringende stalen schroefpalen met grout (nader beschreven als schroefinjectie- paal) achter de definitieve bouwkuipwand van de deurkas van Keersluis Kornwerderzand. Daarbij wordt gekeken naar het ontwerp, de meetresultaten gedurende uitvoering en de her- berekening naar aanleiding van deze resultaten. Project Renovatie Afsluitdijk Keersluis Kornwerderzand is onderdeel van het project renovatie Afsluitdijk, dat door het consortium Levvel uitgevoerd wordt in opdracht van Rijkswaterstaat. Het bouwconsortium dat bestaat uit BAM, Van Oord, Invesis en Rebel versterkt bij dit project de Afsluitdijk op een aantal verschillende onderdelen. De dijk wordt verhoogd, de spuicapaciteit wordt vergroot door het bouwen van nieuwe pomp- en spuimiddelen en er wordt een vismigratierivier aangelegd. Daarnaast wordt zowel de sluis in Den Oever als in Kornwerderzand voorzien van een extra set deuren die stormbestendig zijn voor het zichtjaar 2120. De sluis van laatstgenoemde locatie wordt beschermd met een nieuwe roldeur aan de zijde van de Waddenzee, waarvan de deurkas is weer- gegeven in figuur 1. Ontwerp van de deurkas De nieuwe roldeur bij Keersluis Kornwerderzand is 58 meter lang, 14 meter hoog en 8 meter breed. Het gewicht van de deur is 950 ton en moet binnen enkele minuten de vaarweg kunnen sluiten. Indien de deur niet in gebruik is bevindt deze zich in de deurkas. De deurkas bestaat uit permanent verankerde damwanden met een onderwater- betonvloer met daarop een constructieve beton- vloer. De vloer is verankerd met buispalen. Rondom de deurkas bevindt zich een balk bestaande uit een betonnen koker gefundeerd op schroefinjectiepalen ingeboord met grout. In figuur 2 is een bovenaanzicht van de bouwkuip gegeven met achterliggend palenplan van de schroefinjectiepalen. De bouwfasering voor de bouwkuip van de deur- kas is op hoofdlijnen: –Verdiept aanbrengen paalfundatie bouwkuip- vloer; –Installeren damwanden bouwkuip, NAP +4 m tot NAP -21 m; 22 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 ir. Frans de HaanArcadis / Geotechnisch adviseur& Site Engineer bij Levvel DE INVLOED VAN GRONDVERDRINGENDE PAALSYSTEMEN ACHTER DAMWANDEN ir. Stefan DarisBAM Infraconsult / Sr. Ontwerpleider& Site Engineer bij Levvel Figuur 2 – Bovenaanzicht bouwkuip deurkas met achterlig- gende schroefin- jectiepalen (bron: tekening Levvel). Figuur 1 – Luchtfoto van de in aanbouw zijnde deurkas keersluis Kornwerderzand (bron: Beeldbank Levvel). –Aanbrengen leg- en groutankers damwanden, NAP +1,5 m; –Nat ontgraven tot NAP -9,65 m en stort OWB van NAP -9,45 m tot NAP -8,45 m; –Droogzetten bouwkuip, kerende hoogte circa 12,5 m; –Aanbrengen schroefinjectiepalen C-balk ach- ter damwanden –Aanleg C-balk en ophogen dijklichaam –Eind bouwfase. De toegepaste schroefinjectiepalen hebben een buis- en puntdiameter van respectievelijk Ø 508 mm en Ø 670 mm met een puntniveau tussen de NAP -20 m en NAP -22 m. De dam- wanden zijn ingebracht tot NAP -21 m waardoor het puntniveau van damwand en paal ongeveer gelijk is. De kleinste horizontale hart-op-hart afstand tussen de damwand en een schroef- injectiepaal is circa 1,5 m. Na het droogzetten van de bouwkuip is door middel van inclinometers vastgesteld dat de damwand meer vervormd is dan waar in het ontwerp rekening mee was gehouden waardoor een nadere analyse is gedaan om de oorzaak en impact van de extra vervorming te achterhalen. Analyse opspaneffect door aanbrengen palen In deze paragraaf wordt aangetoond dat de extra vervorming is opgetreden tijdens het installeren van de palen. De bouwkuip van de deurkas is op een aantal locaties voorzien van inclinometers, waardoor het horizontale vervormingsgedrag (Ux) van de wanden is gemonitord per bouwfase. In figuur 4 is de vervormingstoename van de bouwkuipwand door installatie van de palen ge- presenteerd voor de representatieve inclinome- ter A05. De vervorming van de damwand na droogzetten van de bouwkuip is in blauw weer- gegeven. Vervolgens zijn de schroefinjectiepalen achter de wand geïnstalleerd en is de vervorming gemeten zoals weergegeven met de oranje lijn. De effectieve vervormingstoename ten gevolge van het installeren van de palen is weergegeven met de rode lijn en betreft maximaal circa 20 mm extra uitbuiging. De damwand is opgespannen en daardoor meer vervormd door de installatie van de grondverdringende palen. De geringe bijko- mende verplaatsing op het niveau van de OWB vloer is in werkelijkheid niet opgetreden, maar is te verklaren doordat er bij de inclinometer wordt uitgegaan van een vaste puntpositie van de dam- wand. Tijdens het installeren van de palen kan de damwandplank bij de punt ook iets zijn vervormd, echter wordt dit niet in de plot meegenomen. Aangezien dit effect gering is (max. 4 mm) en een bovengrens voor de herberekening geeft is dit niet aangepast in de vervolgberekeningen. De gemeten vervorming van de damwand is vergeleken met de Plaxis 2D ontwerpberekening in Figuur 5. De groene lijn beschrijft de vervor- ming van de bouwkuipwand zoals berekend in het ontwerp. Globaal gezien komt de gemeten vervorming van de wand voordat de schroef- injectiepalen geïnstalleerd zijn (blauwe lijn) goed overeen met de berekende vervorming in dezelfde fase. Het verschil tussen meting en berekening aan de bovenzijde van de wand wordt voornamelijk veroorzaakt door de eerdere bouw- fase van voorspannen leg- en groutankers. De passieve weerstand van de grond tijdens het voorspannen van de ankers is in werkelijkheid groter dan wat in Plaxis wordt berekend, wat resulteert in een overschatting van het effect van voorspannen en een onderschatting van de uiteindelijke vervorming van de kop van de damwand in de berekening. Uit figuur 5 blijkt dat het aanbrengen van de palen achter de damwand ervoor heeft gezorgd dat de horizontale vervormingen van de wand groter zijn dan in het ontwerp is berekend. Herberekening van damwand en verankering Om aan te tonen dat de damwand gegeven de additionele deformatie nog voldoet aan de maat- gevende belastingcondities in de gebruiksfase is een herberekening uitgevoerd. De ontwerp- 23 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 SAMENVATTING Bij de bouw van Keersluis Kornwerderzand zijn grondverdringende stalen schroefpalen met grout op korte afstand achter de bouwkuip van de deurkas geplaatst. Dit heeft ertoe geleid dat de damwanden extra vervormingen hebben ondergaan en daarmee vroegtijdig zijn ‘opgespannen’. Op basis van de gemeten vervormingen is berekend hoe groot de invloed van de opgetreden vervorming is op de snedekrachten. Hieruit volgt dat de extra vervorming niet hoeft te leiden tot grotere snedekrachten, afhankelijk van de grootte van het opspan- effect en de bouwfasering. Figuur 3 – Bouwkuip deurkas met achterliggende paalfundatie C-balk (bron: beeldbank Levvel). Figuur 4 – Gemeten vervorming en vervormingstoename (in rood) inclino A05 berekening in Plaxis is als volgt aangepast: 1 ! Start met de bouwfase waarin de kuip is drooggezet; 2 ! Geef de wand een opgelegde horizontale vervorming; 3 ! Opgelegde vervorming uitzetten in nieuwe fase, de grond spant op achter de wand en de wand heeft nu de vervorming zoals gemeten met de inclinometing; 4 ! Zet alle vervolgfasen zoals opgesteld in de ontwerpberekening achter stap 3. De maatge- vende ontwerpcondities worden nu getoetst in- clusief het opspaneffect. De opgelegde vervorming uit stap 2 is iteratief bepaald zodat de resulterende vervorming in stap 3 zo dicht mogelijk bij de gemeten inclino vervor- ming ligt, zie gele versus oranje lijn in Figuur 6. Door interactie met de grond veert de damwand terug vanuit de opgelegde vervorming naar een nieuwe positie. De benodigde grootte van de opgelegde vervorming is daarom iteratief bepaald zodat in fase 3 de vervorming overeen- komt met de inclinometing. De oplegde vervor- ming is door middel van horizontale punt- verplaatsingen per 0,5 m over de hoogte van de wand ingevoerd, waarmee dezelfde tussen- afstand als de inclinometer is gehanteerd. In figuur 7 en figuur 8 zijn respectievelijk de vervormingen en de momenten weergegeven van de bouwfase met droge kuip en de maatgevende gebruiksfase. De figuren dienen als volgt gelezen worden: –de paarse lijnen geven de vervorming en momenten vanuit de ontwerpberekening weer in de bouwfase bij een droge kuip fase (stippel- lijn) en de maatgevende gebruiksfase (volle lijn); –de groene lijnen geven de uitvoer van de herberekening inclusief opspaneffect van de palen in de droge kuip fase (stippellijn) en de maatgevende gebruiksfase (volle lijn). Hieruit kan het volgende worden geconcludeerd: De vervormingen zijn door het opspannen toe- genomen in de bouwfase bij een droge kuip, maar nemen relatief minder toe in de maatgevende gebruiksfase t.o.v. de situatie zonder opspannen (verschil tussen stippellijn en volle lijn is kleiner bij herberekening). De momenten in de droge kuip fase nemen t.g.v. het opspannen met circa 10 % toe (verschil paarse en groene stippellijn). Echter zet dit effect zich niet door in de maatgevende gebruiksfase. Het maximaal moment in de gebruiksfase is ongeveer gelijk, met of zonder opspaneffect. De figuren tonen aan dat de bijdrage van latere belastingen het effect van opspannen te niet doen. Kortom, het opspaneffect hoeft niet te worden opgeteld bij de maatgevende ontwerp- waarden omdat het maatgevende belastinggeval pas optreedt na het aanbrengen van de palen. Dit principe is vergelijkbaar met het voorspannen van een anker. De voorspanning heeft invloed op de vervorming, maar bepaalt doorgaans niet de uiteindelijke belasting in het anker (mits de voorspanning lager is dan de eindbelasting). Dit effect blijkt ook zichtbaar in de damwand die vroegtijdig is opgespannen door de grond- verdringende schroefinjectiepalen. Naast de invloed op de damwand is ook gekeken naar de impact op de verankering. In tabel 1 zijn de ankerkrachten uit het ontwerp vergeleken met de herberekening inclusief opspaneffect. Hieruit volgt de conclusie dat het vroegtijdig ‘opspannen’ geen significante invloed heeft op de ankerkrachten in de maatgevende gebruiks- fase. Conclusies Het installeren van grondverdringende palen achter een bestaand object kan leiden tot additionele vervormingen van en krachten in de constructie. Bij de bouwkuip van de deurkas bij Keersluis Kornwerderzand in de Afsluitdijk zijn extra vervormingen van circa 20 mm gemeten na het installeren van de schroefinjectiepalen op 1,5 m achter de damwand. De herberekening geeft aan dat hierdoor ook de momenten in de wand zijn toegenomen in de bouwfase waarin de palen zijn geplaatst (droge bouwkuip). De wanden zijn daarmee vroegtijdig ‘opgespannen’. Aangezien de belastingen in de gebruiksfase niet zijn gewijzigd en maatgevend zijn, maar er enkel vroegtijdig extra vervorming is geïntroduceerd, blijven de maximale momenten en ankerkrachten in de gebruiksfase nagenoeg gelijk aan die in het oorspronkelijke ontwerp. Dit is vergelijkbaar met het effect van een voorgespannen anker, mits de voorspanning lager blijft dan de maat- gevende gebruiksbelasting. In afwijking op het gepresenteerde praktijk- voorbeeld kan het effect van de geïntroduceerde ‘voorspanning’ ook groter zijn dan de maat- gevende eindbelasting. De lezer dient erop bedacht te zijn dat afhankelijk van de bouw- fasering en het moment van aanbrengen van de palen het opspaneffect dan wél tot maatgevende 24 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Figuur 5 – Ontwerpvervorming Plaxis 2D (groen) versus gemeten vervorming inclinometer A05 (blauw en oranje). Figuur 6 – Berekening ontwerpsom inclusief opgelegde vervorming door schroefinjectiepalen. Ta bel 1 – Vergelijking ankerkrachten ontwerp versus herberekening met opspaneffect. krachtwerking in de damwand kan leiden. Hoe groot de bijkomende vervorming van een damwand door installatie van grondverdringende paalsystemen zal zijn, is afhankelijk van vele factoren en vooraf lastig te bepalen. Op basis van bovengenoemde bevindingen wordt geadviseerd tijdens de ontwerpfase in de faseringsvolgorde rekening te houden met de invloed van grond- verdringende paalsystemen rondom omliggende objecten. Indien een gunstige faseringsvolgorde met betrekking tot opspaneffecten niet mogelijk is, kan vooraf worden gekozen om extra robuust- heid in het ontwerp mee te nemen afhankelijk van de functie en levensduur of aanvullende maatregelen toe te passen zoals het voorboren van de palen. Er wordt te allen tijde geadviseerd voldoende monitoring tijdens de bouw toe te passen, zodat de situatie achteraf beoordeeld kan worden en de betrouwbaarheid van het ontwerp zodoende kan worden gegarandeerd. In de huidige CUR166 wordt ingegaan op het effect van heien van palen binnen een bouwkuip. De auteurs bevelen aan om ook een aandachts- punt op de nemen voor de installatie van palen buiten de bouwkuip. ! Figuur 7 – Berekende vervormingen in damwand t.g.v. opspaneffect in bouw- en gebruiksfase. Figuur 8 – Berekende momenten in damwand t.g.v. opspaneffect in bouw- en gebruiksfase. 25 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Duurzame innovaties Betrouwbare kustverdediging Betere bereikbaarheid in onze steden Veilige wegen, bruggen, tunnels en viaducten BAM Infra Nederland ontwerpt de meest complexe infrastructurele werken www.baminfra.nl/ontwerp Volg ons op social media Topview Luchtfotografie Inleiding Een afschuiving (binnenwaartse instabiliteit) van een dijk leidt niet noodzakelijkerwijs tot een overstroming. Voordat er daadwerkelijk sprake is van een overstroming moeten er nog (meerdere) vervolgmechanismen optreden. Toch wordt in de beoordeling en het ontwerp van een dijk de kans op een afschuiving vaak direct gerelateerd aan een overstroming. De sterkte die samenhangt met de vervolgmechanismen wordt in de praktijk niet, of in ieder geval niet expliciet, meegeno- men. Als dit wel wordt gedaan dan optimaliseer je niet alleen de faalkansbepaling van de dijk maar open je ook een breed pallet aan ontwerp- oplossingen. In dit artikel wordt voor een dijk- doorsnede in het rivierengebied de faalkans inclusief vervolgmechanismen bepaald en wordt het effect van enkele alternatieve ontwerpoplos- singen gekwantificeerd. We geven een beknopte omschrijving van de gevolgde methodiek en laten zien dat de kans op een overstroming geïnitieerd door een binnenwaartse instabiliteit, contra intuïtief, verkleind kan worden door het ver- hogen van de dijk. Dit artikel is gebaseerd op een onderzoek dat is uitgevoerd in het kader van het project Streefkerk – Ameide – Fort Everdingen (SAFE). Het doel is de gebruikte technieken te laten zien, de gebruikte getallen dienen slechts ter illustratie. Faalpaden binnenwaartse instabiliteit Faalpaden zijn verschillenden opeenvolgende gebeurtenissen die leiden tot een ongewenste topgebeurtenis. De gebeurtenissen worden geïllustreerd als knopen die zijn verbonden via takken die verschillende uitkomsten represente- ren. De kansen in een faalpad zijn altijd conditio- neel op de voorgaande gebeurtenissen in het faalpad, dus ervan uitgaande dat het voorgaande reeds heeft plaatsgevonden. De verschillende takken volgend op een knoop, dus de mogelijke uitkomsten van een gebeurtenis, zijn altijd exclu- sief (er is per gebeurtenis maar één uitkomst). Zodoende kunnen de kansen in een faalpad horizontaal vermenigvuldigd worden en kunnen de uitkomsten van een faalpad verticaal opgeteld worden. In figuur 1 staan de beschouwde faal- paden van binnenwaartse instabiliteit met bovenstaande schuingedrukt in rood opgenomen. De ongewenste topgebeurtenis is in dit geval een overstroming. Voor de beschouwde case beperken we ons tot de faalpaden met als eerste mechanisme een binnenwaartse instabiliteit. De instabiliteit wordt geïnitieerd door verhoogde waterspanningen in het dijklichaam en onder- grond. De verhoogde waterspanningen zijn het gevolg van een hoogwater op de rivier eventueel versterkt door infiltratie door golfoverslag en neerslag. Afhankelijk van de grootte van de afgeschoven grondmoot is er sprake van dijk- verlaging, vervolgafschuivingen, erosie door golfoverslag of overloop (in meerdere volgordes), en uiteindelijk inundatie van het achterland. De set faalpaden is gegeven in figuur 1. De modellen Aan alle knopen in het faalpad worden probabi- listische modellen of kansverdelingen gekop- peld. Voor de hoogwaterstand is dit de extreme waarden verdeling van de jaarlijkse piekwater- stand op de rivier, bepaald op basis van de kans- verdeling van wind, waterstand op zee en rivierafvoer. Er wordt naar meerdere waterstan- den gekeken om zo de hele kansverdeling van de waterstand mee te nemen. De kansverdeling van golfoverslag is conditioneel op de waterstand bepaald. De kans op instabiliteit is bepaald met glijvlak- berekeningen (D-Stability) met als stochastische invoer de kansverdelingen van de sterkteparame- ters en de modelonzekerheid. De waterstand uit de eerste knoop en eventuele verhoogde waterspanningen door infiltratie door signifi- cante golfoverslag volgend uit de tweede knoop zijn uiteraard ook invoer voor de stabiliteitsbere- kening. De waterspanningen in het dijklichaam 28 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Figuur 1 – De set beschouwde faalpaden voor binnenwaartse instabiliteit. Beginnend met een hoge buitenwaterstand met bijbehorende kans, waarbij meerdere piekwaterstanden mogelijk zijn. Wel of geen verzadiging van de dijk door golfoverslag. Een afschuiving van het talud, waar in deze visualisatie gegeneraliseerd is tot twee afschuivingen (groot en klein), in werkelijkheid zijn er vele glijvlakken mogelijk. Erosie door golfoverslag (migra- tie klif) en vervolgafschuivingen. Afhankelijk van de grootte van de afschuiving is meer of minder erosie nodig om tot e en overstroming te leiden als dijk lager wordt dan de buiten- waterstand. Schuingedrukt in rood de theorie van faalpaden. Wim KanningSpecialist Geotechnical Risk &Reliability, Deltares REALISTISCHERE OVERSTROMINGSKANSEN DOOR HET MEENEMEN VAN VERVOLGMECHANISMEN Anton van der MeerAdviseur Geotechnical Risk& Reliability, Deltares Nelle Jan van VeenTe c h n i s c h m a n a g e r d i j k v e r s t e r k i n gSAFE, Waterschap Rivierenland en de ondergrond zijn direct gerelateerd aan de buitenwaterstand en het overslagdebiet. Er is geen rekening gehouden met onzekerheid in de vertaling van buitenwaterstand en overslagde- biet naar waterspanningen. Vo o r d e e ro s i e d o o r g o l fove r s l a g i s e r g e b r u i k gemaakt van ontwikkelde erosiemodellen afge- leid van het Amerikaanse SSEA (Van Hoven, 2014) model. De stochastische invoer van het model is het overslagdebiet. De geometrie van de dijk voorafgaand aan de erosie is afhankelijk van de grootte van de instabiele grondmoot die volgt uit de glijvlakberekeningen. Omdat het praktisch niet te bepalen is welk van de instabiele glijvlak- ken op zal treden is de conservatieve aanname dat de grootste instabiele grondmoot (dus met de grootste verlaging van kruin/talud) afschuift. Aangenomen is dat deze afschuift tot een halve hoogte van de dijk (ENW, 2009). Een stabiel eindtalud van 1:2 (verticaal: horizon- taal, zie ENW, 2009) is aangehouden na optreden van de vervolgafschuivingen. Kwantificatie van het faalpad Het is mogelijk om uit de kansverdelingen van alle stochasten in het faalpad trekkingen te doen en te bepalen of met de getrokken parameters het faalpad tot falen (overstroming) wordt door- lopen, een zogenaamde Monte Carlo simulatie. Als we dit een aantal keer herhalen is het aantal malen dat het faalpad tot falen wordt doorlopen gedeeld door n de faalkans. Om de rekentijd beperkt te houden en een beter inzicht te krijgen in het resultaat is gekozen om slechts een gedeelte (de laatste vier knopen in Figuur 1) van het faalpad met een (Adaptive) Monte Carlo (Importance Sampling) Simulatie (zie van der Meer, 2020) op te lossen. Het gedeel- telijke faalpad is voor verschillende piekwater- standen en het scenario met wel of geen significante infiltratie door golfoverslag opge- lost. De scenario’s met wel of geen significante golfoverslag zijn gecombineerd met de conditio- nele kans op significante golfoverslag. Het resultaat is een fragility curve, de kans op een overstroming als functie van de piekwaterstand op de rivier (Figuur 2). Integratie van de fragility curve met de extreme waarden verdeling van de jaarlijkse piekwaterstand leidt vervolgens tot de jaarlijkse overstromingskans (Kanning, 2016). De overstromingskans De aanpak is toegepast voor een dijkdoorsnede in het rivierengebied. De overstromingskans als functie van de buitenwaterstand een fragility curve is weergegeven in figuur 2. In de grafiek zijn zowel de kans op de afschuiving met (‘faalpad’) en zonder meenemen van de vervolgmechanis- men (‘instabiliteit’) opgenomen als fragility cur- ves. Uit de resultaten is op te maken dat bij relatief hoge piekwaterstanden, piekwaterstanden groter dan grofweg NAP+4 meter in deze case, het effect van het meenemen van de vervolg- mechanismen beperkt is. Dit komt doordat bij deze hoge waterstanden de kans op overslag en dus erosie door overslag relatief groot is en er bij beperkte kruinverlaging al sprake is van overloop. Optimalisatie is wel mogelijk door aanscherping van de erosiemodellen. Daar zit echter nog veel kennisonzekerheid. Bij relatief lage piekwaterstanden heeft het meenemen van de vervolgmechanismen een significant effect. De hoogte van de dijk is voor deze belastinggevallen toereikend, enige kruin- daling is toelaatbaar en de kans op erosie door golfoverslag is vrijwel verwaarloosbaar. De aanname dat de grootste instabiele grondmoot afschuift is voor deze belastinggevallen boven- dien conservatief. Door aanscherping van deze aanname door het glijvlak met de grootste kans te gebruiken (deze is vaak kleiner) kan nog een extra optimalisatie worden behaald. Wanneer we de fragility curve integreren met de waterstandsverdeling krijgen we de overstro- mingskans. Als we de instabiliteit direct relateren aan een overstroming (fragility curve “instabili- teit” in figuur 2) krijgen we een overstromings- kans van grofweg 10 -3 per jaar. Als we de vervolgmechanismen uit het faalpad meenemen (fragility curve “faalpad” in figuur 2) krijgen we een overstromingskans van grofweg 10 -5per jaar. Het ontwerp In plaats van in het ontwerp alleen te focussen op het verkleinen van de kans op een instabiliteit, zijn ook alternatieve ontwerpoplossingen be- schouwd. In deze case hebben we het buiten- waarts verbreden van de dijk en het verhogen van de dijk en een combinatie van de twee beschouwd. Verbreden van de dijk heeft effect op de zowel de kans op een grote afschuiving als op de kans dat de dijk tot aan het buitentalud erodeerd door golfoverslag. Verhogen van de dijk heeft effect op de kans op golfoverslag. De resul- taten zijn opgenomen in figuur 3. Uit de resultaten (figuur 3) volgt dat voor de case het verhogen alleen weinig effect heeft. Het verbreden van de dijk en het verhogen van de reeds verbreedde dijk hebben wel een groot effect. Dit komt omdat verhogen van de dijk alleen een positief effect heeft op de kans op het vervolgmechanisme erosie door golfoverslag. Bij de niet verbrede dijk zijn de faalpaden met 29 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 SAMENVATTING Een afschuiving van een dijk leidt vaak pas na vervolgmechanismen tot een overstroming. Door het expliciet meenemen van vervolgafschuivingen en erosie door golfoverslag kan de overstromingskans realistischer bepaald worden. Vo o r a l d i j kd o o r s n e d e n w a a r d e k a n s o p e e n a f s c h u i v i n g a l re l a t i e f g ro o t i s b i j lage piekwaterstanden hebben een groot potentieel voor optimalisatie van de overstromingskansbepaling. De gevolgde methodiek kan ook gebruikt worden om het effect van innovatieve ontwerpoplossingen te kwantificeren. Figuur 2 – De conditionele kansen (fragility curves) op een instabiliteit met (‘faalpad’) en zonder het meenemen van de vervolgmechanismen. Daarnaast is de extreme waardenverdeling van de piekwaterstand opgenomen op jaarbasis. Integratie van de fragility curves met de waterstandsverdeling leidt tot de totale jaarlijkse faalkans, welke opgenomen is in Figuur 3. een grote afschuiving en geen of nauwelijks erosie door golfoverslag dominant en is het effect van verhogen van de dijk dus minimaal. Nadat de dijk verbreed is zijn juist de faalpaden met significante erosie door golfoverslag domi- nant en heeft verhogen van de dijk wel een groot effect. Conclusie en discussie Door het expliciet meenemen van de vervolg- mechanismen na een afschuiving en met conser- vatieve aannamen voor de kwantificatie van de vervolgmechanismen kan de overstromingskans realistischer bepaald worden. Vooral conditio- neel aan relatief lage piekwaterstanden leidt het meenemen van de vervolgmechanismen in de overstromingskansbepaling tot een veel lagere faalkans. Dijkdoorsneden waarvoor faalpaden met een relatief lage piekwaterstand zwaar meetellen in de overstromingskans hebben dus een groot potentieel voor optimalisatie van de overstromingskansbepaling. De gevolgde methodiek kan ook gebruikt worden om het effect van alternatieve ontwerpoplossingen te kwantificeren. Het tegen-intuïtieve inzetten van een dijkverhoging is hierbij een van de opmerke- lijke goede mogelijkheden. Ver a nt w o o rd i n g Dit artikel is gebaseerd op een onderzoek dat is uitgevoerd in het kader van het project SAFE voor Waterschap Rivierenland. Naast de auteurs van dit artikel hebben Timo Schweckendiek, Ruben Jongejan en Frank den Heijer meegewerkt aan dit onderzoek. Referenties – ENW (2009). Technisch Rapport Actuele sterkte van dijken. Expertisenetwerk waterveiligheid, maart 2009. –Kanning, W, Schweckendiek, T (2016). Hand- reiking Faalkansanalyse en Faalkans Updating. Groene Versie. Macrostabiliteit Binnenwaarts. Deltares Report 1230090-032-GEO-0016. –Van der Meer, A W, Brinkman, R., Kanning, W. (2022). Probabilistic Slope Stability Assessment with Adaptive Monte Carlo Importance Sampling. 8th International Symposium on Geotechnical Safety and Risk (ISGSR 2022). –Van Hoven, A (2014). Residual dike strength after macro-instability. WTI 2017. Deltares report, 1207811-013-HYE-0001. ! 30 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Figuur 3 – Links de kans op een instabiliteit en de kans op een overstroming ‘faalpad’ (integratie van de fragility curves uit Figuur 2). Rechts de kans op een overstroming voor ve rschillende ontwerp oplossi ngen: een opgehoogde dijk, een 10 meter buitenwaarts verbreedde dijk en een combinatie van beide. 36 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Inleiding In België dient de berekening van het draagvermogen van funderingspalen gebaseerd te worden op de bepalingen van NBN EN 1997-1, de Belgische Bijlage bij dat document en, tot voor kort, de Buildwise Dimensioneringsmethodes (voorheen WTCB Rapporten) Nr. 12 en 19. In deze Dimensio- neringsmethodes is het gebruik van bepaalde gun- stige factoren (installatiefactor, modelfactor, veiligheidsfactor) gekoppeld aan de aanwezigheid van een kwaliteitssysteem en het uitvoeren van paalbelastingsproeven. Nieuwe ontwikkeling: ATG met certificatie Het voldoen aan deze kwaliteitsvoorwaarden werd echter niet geverifieerd door een onafhankelijke derde partij. Hiertoe is een samenwerking opgezet tussen de goedkeuringsoperatoren SECO en Build- wise, de certificatieoperator BCCA en onafhanke- lijke deskundigen op het gebied van funderings- palen, wat geleid heeft tot een systeem van tech- nische goedkeuring met certificatie (ATG : Agré- ment Technique – Technische Goedkeuring). In 2019 werd de sector geïnformeerd over het opzet van dit kwaliteitskader en werd een publieke oproep gelanceerd om alle uitvoerders de kans te geven om een aanvraag in te dienen. De paal- funderingsbedrijven gingen talrijk in op deze oproep. In een eerste fase werden daarbij de aanvragen voor grondverdringende schroefpalen beoordeeld. De andere paaltypes komen in een volgende fase aan bod. Dit werd geïntegreerd in Buildwise Dimensioneringsmethode Nr. 20, waar- bij uitvoerders die de kwaliteit van hun systeem aantonen met een technische goedkeuring met certificatie (ATG of gelijkwaardig systeem), aan- spraak maken op gunstigere ontwerpfactoren, zoals vermeld in de betreffende goedkeuring. Uitvoerders die voor hun paal-systeem niet over dergelijke goedkeuring beschikken, zullen voor het ontwerp nog steeds kunnen terugvallen op de – eerder conservatieve – ontwerpparameters uit Buildwise Dimensioneringsmethode Nr. 20. Initieel onderzoek Het initiële proces voor het verkrijgen van een ATG met certificatie bestaat uit twee delen: de technische goedkeuring en een certificatieluik. De technische goedkeuring heeft betrekking op de technische vereisten van het product in het beoogde toepassingsgebied. Bij certificatie wordt het kwaliteitssysteem geauditeerd om te beoor- delen of de producent de kwaliteit continu kan waarborgen. Om de gelijkwaardigheid tussen alle dossiers te garanderen, werden een Technische Goedkeuringsleidraad en een Toepassings- reglement voor certificatie opgesteld. Voor alle ingediende dossiers wordt een initieel onderzoek uitgevoerd: –De gehanteerde rekenmethodiek (volgens Build- wise Dimensioneringsmethode Nr. 20) wordt geverifieerd via een referentieberekening (bench- mark). –Om de verbeterde coëfficiënten te kunnen recht- vaardigen, kan de producent ook geïnstrumen- teerde paalbelastingsproeven aanbrengen. Deze proefdata worden geanalyseerd om na te gaan of ze voldoen aan de eisen volgens de Technische Goedkeuringsleidraad. – Het kwaliteitssysteem van de producent wordt geauditeerd, waarna eventuele opmerkingen verder opgevolgd worden met een actieplan. Publicatie van de eerste ATG’s In navolging van de hierboven beschreven evalua- tie – op basis van de regels beschreven in de Te c h n i s c h e G o e d k e u r i n g s l e i d r a a d e n h e t To e - passingsreglement – zijn nu 12 ATG-dossiers voor grondverdringende schroefpalen van 8 verschil- lende producenten goedgekeurd en als tekst gepubliceerd op 2 mei 2023. In de opvolgingsfase van deze dossiers starten nu audits, technische controles en controles op de bouwplaats. Na de publicatie van deze eerste reeks kunnen steeds bijkomende ATG’s gepubliceerd worden. Anderzijds kunnen ATG’s ook ingetrokken worden. De actuele situatie kan steeds geraadpleegd worden op de website van de Belgische Unie voor Technische Goedkeuringen in de Bouw (www.butgb-ubatc.be). Informatie-event Op 25 mei 2023 organiseerde de sector, vertegen- woordigd door de Belgische Groepering voor Grondmechanica en Geotechniek (BGGG), BCCA, Buildwise, SECO en ABEF een infosessie om toelichting te geven bij het ATG-kader en de implicaties voor het ontwerp, vanuit het oogpunt van opdrachtgevers, studiebureaus, algemene aan- nemers en aannemers diepfunderingen (Figuur 2). In de praktijk Van de in Dimensioneringsmethode Nr. 20 ver- melde installatie-, model- en partiële veiligheids- factoren mag enkel afgeweken worden indien een paalsysteem over een ATG met certificatie (of gelijkwaardig) beschikt, voor zover er voor het betreffende paaltype reeds ATG’s afgeleverd werden. Vermits momenteel uitsluitend ATG’s met certificatie voor grondverdringende schroefpalen beschikbaar zijn, bevinden we ons in een over- gangssituatie. Voor geheide en ingeperste palen wijzigt er niets, vermits de ontwerpparameters onafhankelijk zijn van het beschikken over een Technische Goed- keuring. De berekening van het draagvermogen van CFA- palen en boorpalen mag nog steeds gebeuren volgens Buildwise Dimensioneringsmethode 12, zolang er geen ATG’s voor deze paaltypes gepubli- ceerd zijn. Voor bepaalde verbeteringen en toevoegingen (palen op trek, negatieve kleef,…) kan Buildwise Dimensioneringsmethode 19 aan- gewend worden. De publicatie van de eerste ATG’s voor CFA-palen wordt einde 2023/begin 2024 verwacht. Vanaf het moment dat ATG’s met TECHNISCHE GOEDKEURINGEN VOOR FUNDERINGSPALEN IN B ELGIË Figuur 1 – Installatie van een grondverdingende schroefpaal. ir. Monika De VosBuildwise ir. Noël HuybrechtsBuildwise ir. Frederic De MeyerSECO/BCCA dr.ir. Sven De SutterSECO/BCCA SAMENVATTING 37 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 In België dient de berekening van het draagvermogen van funderingspalen gebaseerd te worden op de bepalingen van Eurocode 7 en de Belgische Bijlage. Deze laatste verwijst naar de Buildwise Dimensioneringsmethode Nr. 20. Van de hierin vermelde installatiefactoren, modelfactoren en partiële veiligheden kan enkel afgeweken worden indien een paalsysteem over een technische goedkeuring met certificatie beschikt. Recent werd een eerste reeks technische goedkeuringen gepubliceerd, voor grondverdringende schroefpalen met een schacht in plastisch beton. certificatie voor deze paaltypes gepubliceerd zijn, dient Buildwise Dimensioneringsmethode 20 toegepast te worden. Er kan dan alleen nog maar van de daarin vermelde ontwerpfactoren afge- weken worden, indien het paalsysteem over een ATG met certificatie (of equivalent) beschikt, waarin de voor dit paalsysteem van toepassing zijnde ontwerpfactoren en randvoorwaarden vermeld worden. Bij de bepaling van de factoren in het kader van een ATG, zullen de waarden vermeld in Buildwise Dimensioneringsmethode 19 als uitgangspunt gebruikt worden en zal de evaluatie van de performantie hieraan getoetst worden. Micropalen mogen volgens de principes van Buildwise Dimensioneringsmethode 20 ontworpen worden, gezien er voor het ontwerp van micropa- len in België historisch gezien geen referentie- methode bestaat, zolang er geen ATG’s voor micro- palen gepubliceerd zijn. Uitgebreidere richtlijnen over het ontwerp van palen en micropalen in België zijn terug te vinden in het Informatieblad hieromtrent dat beschikbaar is op de website van BUtgb: www.butgb-ubatc.be/nl/news/ontwerp-van- palen-en-micropalen. Meer informatie Buildwise Dimensioningsmethodes kunnen geraadpleegd worden op de Buildwise website: www.buildwise.be. ! Figuur 2 – Infosessie. Delta Geoconsult onderscheidt zich door de unieke combinatie van een gedegen kennis van grondmechanica en een meer dan 40 jaar lange praktijkervaring in funderingstechniek, waarbij de dienstverlening verder gaat dan een standaard funderingsadvies. is een onafhankelijk ingenieursbureau voor grondmechanica en funderingstechniek ten behoeve van bouw en industrie. +31 (0)183 30 73 26 info@deltageoconsult.nl deltageoconsult.nl Zie www.deltageoconsult.nl ir. G. (Guido) MeinhardtSenior specialist / PartnerCrux Engineering ir. A. (Arjan) J. GrashuisSenior specialist geotechniekRijkswaterstaat - GPO ir. T. (Thomas) M.A. LankreijerSpecialist geotechniekABT ir. A. (Ad) C. VriendSenior geotechnisch adviseurAcécon B.V. 8 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Inleiding Recent is een 3 eherziene druk verschenen. Reden om verdeeld over een tweetal artikelen in te gaan op de achtergronden van de belangrijkste aanpassingen. Na het eerste artikel (zie het juni- nummer van Geotechniek) wordt in dit tweede artikel eerst aandacht besteed aan het afleiden van de paalklassefactor αtin het geval van het uitvoeren van bezwijkproeven in vast zand en de consequenties daarvan voor het berekenen van de schachtwrijving. Ve rvolgens komen nieuwe rekenregels en achtergronden voor het controle- ren van de knikstabiliteit van op druk belaste ankerpalen aan bod. Berekenen van de schachtwrijving Het berekenen van de schachtwrijving bij anker- palen vindt, afgezien van een bij ankerpalen te hanteren reductiefactor f 3vanwege het zoge- noemde lengte-effect en het zo nodig moeten beperken van de schachtwrijving langs de boven- ste meters van de paalschacht (zie het eerste artikel in het juni-nummer van Geotechniek), plaats op basis van de reguliere rekenregels volgens NEN 9997-1. Te n a a n z i e n v a n d e t e h a n t e r e n p a a l k l a s s e f a c t o r αtrespectievelijk αs, kan gekozen worden voor twee opties: 1. gebruik van een veilige ondergrenswaarde volgens de tabellen 6.1 tot en met 6.4 in de Richtlijn Ankerpalen, zonder dat er paalproeven nodig zijn om die waarde aan te tonen; 2. gebruik van een project specifieke waarde die volgt uit daartoe uit te voeren bezwijkproeven. Navolgend wordt nader op de 2 eoptie met het doen van bezwijkproeven in gegaan. Bezwijkproeven op ankerpalen Bij ankerpalen gaat de voorkeur er naar uit om voorafgaand aan de start van een project, op het dan voorziene type ankerpalen, bezwijkproeven uit te voeren. Op die manier kan goed inzicht worden verkregen in de te verwachten wrijvings- eigenschappen van de paalschacht met de aanliggende draagkrachtige grondlagen. Deze wrijvingseigenschappen zijn vanwege de uitvoe- ringsgevoeligheid van ankerpalen sterk afhanke- lijk van het type ankerpaal en de wijze waarop deze wordt gemaakt. Daarnaast zijn per afzon- derlijke draagkrachtige grondlaag van groot belang factoren zoals de vorm (rond, hoekig) en de fractie (grof, fijn) van de gronddeeltjes, de pakkingsgraad en eventuele bijmenging met cohesieve bestanddelen. In geval van voor Nederland meer bijzondere grondlagen zoals mergel en glauconiet houdend zand, en bij toepassing van ankerpalen in overgeconsoli- deerde klei- of leemlagen is het doen van bezwijkproeven een vereiste. Behalve het aspect van proefbelasten en het analyseren van de meetresultaten is zeker ook het daaraan voorafgaande uitvoeringsproces bij het maken van de proefpalen cruciaal. Tenslotte wordt daarmee de geschiktheid van het gekozen type ankerpaal in gegeven grondslag aange- toond. Voor de meeste situaties is uiteraard al veel ervaring opgedaan, maar inboordiepten nemen steeds verder toe en er blijven zich op het gebied van het boorproces en materieel nieuwe ontwikkelingen voordoen. Het doen van bezwijkproeven vindt altijd plaats op trek, waarbij via een stapelconstructie relatief eenvoudig de te mobiliseren reactiekracht naar maaiveld kan worden afgeleid, zie figuur 1. Afleiden van de paalklassefactor !tuit bezwijkproeven Te n t i j d e v a n h e t v e r s c h i j n e n v a n d e 1 edruk van CUR 236 werd in de (inmiddels vervallen) geo- technische norm NEN 6745 beschreven hoe uit bezwijkproeven de project specifieke paalklasse- factor moest worden bepaald. Maar dat was alleen geldig voor zandgronden met een conus- weerstand tot maximaal 15 MPa. Afgezien dat bij ankerpalen de afsnuitwaarde is verhoogd tot 15 of 20 MPa (afhankelijk van het type ankerpaal), moest er ook een aanpak komen voor het geval dat bezwijkproeven plaatsvinden in vast gepakt zand met een conusweerstand qc;z>15 respectievelijk 20 MPa. Oplossing is toentertijd gevonden door in lijn te blijven met hoe volgens NEN 9997-1 de schachtwrijving berekend moet worden. Ofwel door de q c;zaf te snuiten op q c;z;a =15 respectie- velijk 20 MPa en vervolgens bij de bezwijkproef de maximaal gemobiliseerde wrijving τmob;max = F bezwijk /π∙Øs∙Lste delen door deze afgesnoten conuswaarde wat resulteert in: αt= τmob;max / q c;z;a . Bij het verschijnen van NPR 7201 in 2017 bleek een andere aanpak voorgeschreven, waarbij de over de lengte van het verankeringslichaam gemiddelde gemeten conusweerstand q c;z;gem deze waarde direct op de maximaal gemobili- seerde wrijving wordt gedeeld, dus zonder de conusweerstand eerst op een lagere waarde af HERZIENE 3 E DRUK CROW - CUR RAPPORT 236 RICHTLIJN ANKERPALEN (2 ) Figuur 1 – Uitvoering van bezwijkproeven. te snuiten: αt=τmob;max /qc;z;gem . In figuur 2 zijn aan de hand van een rekenvoor- beeld beide methoden volgens CUR 236 en NPR 7201 weergegeven. Naar aanleiding van het voorgaande doen zich nu enkele vragen voor, waaronder: –Is de aanpak volgens 1 een 2 edruk CUR 236 niet altijd te optimistisch geweest? Zo ja, waarom zijn er dan bij het doen van geschiktheidsproeven op productiepalen niet regelmatig palen losgetrokken? –Als de aanpak volgens de NPR 7201 de juiste is, wijst dit dan niet op een discrepantie in berekeningsmethode van de schachtwrijving volgens NEN 9997-1 in geval er wel bezwijk- proeven zijn gedaan versus de situatie dat dit niet het geval is? Te n s l o t t e z a l b i j g e b r u i k v a n d e p a a l k l a s s e - factor uit tabel 7c van NEN 9997-1 en dus zonder het doen van bezwijkproeven, een hoge gemeten conusweerstand vanwege ontgraven daarvoor eerst gereduceerd en daarna zo nodig alsnog worden afgesnoten. De bijbehorende wrijvingsweerstand blijft dan constant van waarde zolang de gereduceerde conusweerstand hoger blijft dan de afsnuitwaarde. Dit is strijdig met de aanpak in combinatie met NPR 7201 als er wél bezwijkproeven worden gedaan, waarbij in geval van ontgraven behalve de conusweerstand ook direct de wrijvingsweerstand afneemt. De kern van voorliggende vragen is hoe in geval van hoge conusweerstanden bij ontgraven de wrijvingsweerstand al of niet afneemt en zo ja in welke mate. Nieuwe aanpak analyse bezwijkproeven bij ankerpalen Na overleg en discussie tussen vertegenwoordi- gers van de CROW-Werkgroep Ankerpalen, NEN Normcommissie Geotechniek en Deltares / TU- Delft, is als uitgangspunt genomen dat na het doen van bezwijkproeven in vast zand met een conusweerstand hoger dan 15 respectievelijk 20 MPa de daarbij vastgestelde wrijvingsweerstand τmob;max direct afneemt zodra er sprake is van reductie van de conusweerstand, zoals bij ont- graven. Om vast te stellen in welke mate de wrijvings- weerstand bij ontgraven dan afneemt is besloten om de oplossing te zoeken in de resultaten vanuit bezwijkproeven uitgevoerd op ankerpalen type B (met enkele boorbuis gespoelboorde ankerpalen met af te persen verankerings- lichaam). Zie figuur 3. Na analyse van deze proefresultaten is de relatie tussen de conusweerstand q c;z en de maximaal gemobiliseerde wrijvingsweerstand τmob;max als volgt geschematiseerd: –traject 1: tot 20 MPa een relatief steile tak met τ1= αt;1∙qc;z; –traject 2: vanaf 20 MPa en hoger een verdere geringe lineaire toename met τ2= αt;2∙(qc;z-20 ); –onderlinge verhouding in toename tussen beide trajecten aangenomen als αt;2 = αt;1 /5 ; –het punt op 20 MPa wordt nu een ‘knikpunt’ in plaats van de afsnuitwaarde; –deze schematisering is voor alle typen anker- palen van toepassing verklaard, met dien verstande dat bij ankerpalen type D (ge- schroefde ankerpalen) het “knikpunt” op 15 MPa is genomen. Uit een bezwijkproef bij een over de lengte van het verankeringslichaam gemiddelde gemeten conusweerstand q c;z;gem;bezwijkproef en maximaal gemobiliseerde wrijvingsweerstand τmob;max kunnen beide deelwaarden van de paalklasse- factoren αt;1en αt2als volgt worden afgeleid: –αt;1 = 5 ∙τmob;max ∙10-3/ ( 8 0 + q c;z;gem;bezwijkproef ) (typen A,B,C,E) –αt;1= 5 ∙τmob;max ∙10-3/ (60+q c;z;gem;bezwijkproef ) (type D) –αt;2= αt;1/5 Waarin de wrijvingsweerstand τmob;max in kPa en de gemiddelde gemeten conusweerstand qc;z;gem;bezwijkproef in MPa. Voorbeeld ter illustratie: Uit een bezwijkproef op een ankerpaal type B zijn de volgende resultaten verkregen: –gemiddelde uiterste netto testbelasting (met k s≤ 2,0 mm) F test;max = 1.990kN –lengte verankeringslichamen verloren proefpalen: La = 5,5m –diameter verankeringslichamen: Øs = 250mm –GEWI®/SAS-staaf: Ø = 75mm 9 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Figuur 2 – Paalklassefactor αtafgeleid uit bezwijkproeven - voorbeeld. SAMENVATTING In de 3e herziene druk van “CROW-CUR Rapport 236 Richtlijn Ankerpalen” zijn vele verbeteringen en toelichtingen aangebracht. De aanpassingen zijn grondmechanisch gezien zodanig fundamenteel, dat enkele berekeningen en afleidingen aanvullend zijn op de vigerende norm NEN 9997-1 en afwijken van de (inmiddels) norm NEN 7201. Het gaat daarbij met name om het bepalen van de schachtwrijving van op trek te belasten ankerpalen en het uit bezwijkproeven afleiden van de wrijvingseigenschappen tussen het verankeringslichaam en het aanliggende (vaste) draagkrachtige zandpakket. Ook zijn er voor op druk te belasten ankerpalen nieuwe rekenregels om de knikstabiliteit te controleren. Reden om hiervan de achtergronden te belichten. Figuur 3 – Resultaten bezwijkproeven ankerpalen type B. 10 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 Met trots kondigen wij aan dat de HTAB ankersystemen van TAB Anker middels een LCA-berekening een MKI- score hebben opgeleverd, die 72% besparing oplevert ten opzichte van de Nationale Milieu Database (NMD) categorie 3 data . Deze berekeningen zijn uitgevoerd door een onafhankelijke en gecertificeerde instantie waarna eveneens een tweede verificatie heeft plaatsgevonden. TAB ANKER LCA-certificering TA B A n k e r B V Gorinchemsestraat 37 4231 BE Meerkerk T +31 183 358 383 E info@tabanker.nl Wilt u meer weten over onze LCA- certificering en/of onze ankers? Bezoekt u dan onze website of neemt u contact met ons op! tabanker.nl Vo l g o n s o p s o c i a l m e d i a ! TAB Anker behaalt een MKI besparing van 72% ten opzichte van de Nationale Milieu Database 11 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2023 –gemiddeld gemeten conusweerstand: qc;z;gem = 35,0 MPa –gemiddeld maximaal gemobiliseerde wrijvingsweerstand: τmob;max = 460kPa De (nog niet genormaliseerde) deelwaarden van de paalklassefactoren worden hiermee: αt;1;proef = 5x460x10 -3/(80+35) = 0,0200 αt;2;proef = 0,0200/5 = 0,0040 NB. Voor toelichting omtrent de genormali- seerde waarden wordt verwezen naar het 1 e artikel in het juni-nummer van Geotechniek. Consequentie voor berekening schachtwrijving Het uitgangspunt dat bij afname van de conus- weerstand ook de wrijvingsweerstand lager wordt, heeft na het doen van bezwijkproeven in zand met hoge gemeten conusweerstanden gevolgen voor de berekening van de schacht- wrijving bij op trek belaste ankerpalen: In de formule moet het product !t• q c;z;ontgr (= ") worden vervangen door !t;1• q c;knik + !t;2• (q c;z;ontgr –q c;knik ) indien q c;knik < q c;z;ontgr ≤qc;a respectievelijk !t;1• q c;z;ontgr indien q c;z;ontgr ≤qc;knik waarin: !t;1 = paalklassefactor indien q c;z;ontgr ≤ qc;knik !t;2 = paalklassefactor indien q c;z;ontgr > q c;knik qc;knik = 20 MPa ankerpaal type A, B, C en E 15 MPa ankerpaal type D qc;z;ontgr = de vanwege ontgraven gereduceerde conusweerstand in MPa qc;a = de afsnuitwaarde, zijnde de bij de bezwijkproef gemiddeld gemeten conusweerstand qc;z;gem;bezwijkproef in MPa Een ander gevolg betreft het afsnuiten van de al of niet vanwege ontgraven gereduceerde waarde van de conusweerstand: –de oorspronkelijke afsnuitwaarden van 15 respectievelijk 20 MPa (afhankelijk van het type ankerpaal) worden, in verband met het geknikte verloop in de relatie tussen de conus- weerstand en de wrijvingsweerstand, nu “knik- punten” genoemd; –als “afsnuitwaarde” wordt nu aangehouden de bij de uitgevoerde bezwijkproeven gemiddeld gemeten conusweerstand, ofwel qc;a = q c;z;gem;bezwijkproef (met q c;z;gem;bezwijkproef > 15 resp. 20 MPa). Bij op druk belaste ankerpalen is een en ander analoog met αs= αt. Voor een compleet over zicht van de verschillende situaties en randvoorwaarden omtrent de toe te passen paalklassefactor voor de schachtwrijving, is in de bijlagen van de herziene Richtlijn Anker- palen een verzameltabel opgenomen. Knikstabiliteit van ankerpalen In de 2 edruk van de Richtlijn Ankerpalen was voor controle van de knikstabiliteit een empiri- sche benadering opgenomen (methode Shields). Het betreft in beginsel een veilige onder- grens-benadering, maar is daarentegen ook sterk afhankelijk van de bijdrage van de grouts- chil rondom het stalen element. In de 2 edruk stonden nog geen duidelijke aanbevelingen voor hoe met deze bijdrage moet worden omgegaan. In de nieuwe versie van de richtlijn is voor de knikstabiliteit een meer nauwkeurige benadering opgenomen, gebaseerd op een door de TU Mün- chen ontwikkelde methode. In een afstudeer- onderzoek is die methode geverifieerd voor Nederlandse omstandigheden en waarin veilig- heden conform de vigerende Eurocode 3 (staal) en 7 (geotechniek) geïntegreerd zijn. Verder worden nu wel duidelijke aanbevelingen ge- noemd omtrent de bijdrage van de groutschil. De nieuwe nauwkeurige berekeningsmethode bestaat uit twee componenten: a. De bepaling van de theoretische “Eulerse” elastische kracht met inachtneming van plaat- singsimperfecties ten gevolge van het vervaar- digingsproces van de ankerpaal. b. De controle van de staalspanning aan de hand van Eurocode 3, i.e. de NEN-EN 1993-1-1 en NEN-EN 1993-5. In de vorige versies van de richtlijn ontbrak deze staaltoets. EULERSE ELASTISCHE KNIKKRACHT Conform [1] kan de rekenwaarde van de elastische knikkracht bij een gegeven kniklengte voor een axiaal belaste ankerpaal in een statische belastingsituatie worden berekend met het volgende model: Omdat de kniklengte in de praktijk kleiner kan zijn dan de dikte van het slappe lagen pakket moet de vergelijking worden opgelost voor oplopende waardes van L buc totdat de minimum- waarde van de knikkracht wordt gevonden. Dit minimum is formeel gedefinieerd als de reken- waarde van de kritieke elastische kracht N cr;d . Het principe van de bepalingswijze van de kniklast is weergegeven in figuur 5. De resul- terende kritieke elastische kracht N cr;d dient vervolgens gehanteerd te worden als ingang voor de staaltoetsen conform Eurocode 3. CONTROLE STAALSPANNING Na het bepalen van de kritieke elastische kracht moet deze waarde worden meegenomen in de sterktecontrole van het ankerstaal. Voor de ingang van de kniktoets van de NEN-EN 1993-1-1 artikel 6.3.1.1 is aangesloten op de grenswaarde uit de NEN-EN 1993-5. Hierin geldt dat bij optredende axiale belastingen groter dan 10% van de kritieke elastische kracht N cr;d de staal- doorsnede moet worden getoetst op knik. AANDACHTSPUNTEN Bij het gebruik van de nieuwe berekenings- methode moet onderstaande worden bedacht: –De knikcurven in Eurocode 3 zijn specifiek bedoeld voor constructiestaal. Op dit moment is er onvoldoende inzicht in het verloop van de knikcurven voor staalkwaliteiten en bewer- kingsprocessen van staalsoorten die bij anker- palen worden toegepast, maar aansluiten bij de bestaande kaders levert voor nu de beste oplossing. Figuur 4 – Voorbeeld afleiden paalklassefactor αtin geval van bewijkproef in zand met q c;z> 20 MPa. Introduction A geogrid-anchored sheet pile wall (SPW) is a relative new application of geogrids (van Duijnen et al., 2022, Wittekoek, 2020, Wittekoek et al., 2022). The system is closely linked to a retaining wall of reinforced soil with a full-height facing as well as to a traditional anchored SPW. However, the geogrid-anchored SPW has more embedment than a retaining wall of reinforced soil. And contrary to a traditionally anchored SPW, a geogrid anchor is also effective within the active soil wedge when the SPW deforms. This paper looks at small scale experiments, to get a feeling for how the system works. This paper is a shorter version of Wittekoek et al. (2023). Small-scale experiments Figure 1 shows the test set-up of the small-scale experiments. The aluminium model-SPW models the upper part of the embedded part of the SPW and was free to slide along the box bottom. The polypropylene (PP) model-geogrid had a short- term stiffness of 191 kN/m at 2% axial strain and a short-term tensile strength of 16.2 kN/m at a maximum strain of 13.5%. Table 1 lists the properties of the sand fill. A silicon block model at the passive side has a stiffness of 159 kPa up to a strain of at least 8%. This silicon block was tailored to simulate passive resistance as realistic as possible. The strip surcharge load is applied by loading a 0.1 m wide footing with a barrel that is filled with water during the test (the blue barrel in Figure 1). The soil-wall friction was minimized with a lubri- cated thin (< 1mm) transparent silicone sheet. Wittekoek et al. (2022) showed that tests in an eight times wider test box gave similar slip surfaces, proving that the narrow box results were sufficiently reliable to analyse qualitatively. The movement of the soil was tracked using the Particle Image Velocimetry (PIV) technique as implemented by Stanier et al. (2015). Results small-scale experiments THE LOCATION OF THE STRIP SURCHARGE LOAD Figure 2 shows how the location of the surcharge load determines the failure mechanism. Two slip surfaces develop from the two edges of the strip footing towards the SPW, dividing the soil into three different zones. Zone I is characterized by rigid soil body motions. The active zone II slides along the critical slip surface 1A. Zone III is stable. The third slip surface in Figure 2 only occurred in Te s t 1 9 , n o t i n d u p l i c a t e Te s t 1 8 o r a ny o t h e r t e s t . A greater distance between load and SPW results in stiffer behaviour (Figure 3): the wider slip surfaces mobilize more shear resistance, and the load is distributed to deeper soil. Figure 3a and b differ remarkably. If the load is at 84 mm from the SPW, the 60 mm geogrid is located fully in zone I. Nevertheless, the bearing capacity increases compared to the situation without geogrid. The load position has less influence for longer geogrids (Figure 3c and d). GEOGRID ANCHOR LENGTH Longer geogrids provide more resistance (Figure 4) which increases the bearing capacity of the entire system. The longest geogrid initially behaves stiffer than the shorter geogrids. Figure 4b shows a straight slip surface for all geogrids. Figure 1 – Te s t s e t - u p . O. Detert Huesker SyntheticGermany J.H. van den BergHuesker SyntheticGermany D. Ko ̈nig Ruhr-Universita ̈t Bochum Germany J. TerwindtData Engineer at ScarpDENA, Sweden GEOGRID-ANCHORED SHEET PILE WALLS UNDER STRIP FOOTING SURCHARGE LOADING, SMALL-SCALE EXPERIMENTS B. WittekoekDeltares, DelftNetherlands A. BezuijenDeltares, DelftNetherlands S.J.M. van EekelenDeltares, DelftNetherlands Ta ble 1 –Properties Baskarp B15 sand. Parameter Value Parameter Value Relative density I D(%) 63-83 Dilatancy angle !triax (o)15.0 Median particle 0.137 Cohesion c(kPa) 0.6 diameter D50(mm) Coefficient of 1.6 Secant Young’s modulus 72.4 uniformity D60/D10(-) at confining pressure of 100 E50ref(MPa) Secant internal friction 37* Power in power law 0.54 angle "triaxsec (o)material stiffness m(-) Residual internal friction 34 Poisson ratio ν(-) 0.25 angle "triaxres (o) * Plane strain value of ( 11/9 • triaxial value =) 45 o. 50 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 51 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 Only for the longest geogrid of 180 mm (Test 45), the slip surface crosses the geogrid and a second curved slip surface develops. The initial straight slip surface is therefore not the critical one. The geogrid is activate d more efficiently, and the orientation of the slip surface at the intersection with the geogrid changes. The geo- grid is activated more ef ficiently, and the orien- tation of the slip surface at the intersection with the geogrid changes, like also found by Ziegler (2010). The slip surface therefore becomes longer and curved. A SECOND GEOGRID ANCHOR Figure 5 compares 1 and 2 geogrids. The deforma- tions are equal up to a surcharge load of 3.0 kN/m. Above 4.0 kN/m, the SPW slides along the box bottom in both tests. This failure mode is triggered by the relatively high resistance of the geogrid anchor(s). For this higher surcharge load, the second geogrid limits the deformations when the vertical pressure on the geogrids (and therefore the soil-geogrid interface friction) inc- rease. This is in line with the 2D FEM calculations of Schoen et al. (2023), that showed that the geogrid anchor is more effective when installed at a lower level. Contrary to expectations, point Z settles more than point Y. The second geogrid increases this difference. Obviously, the geogrids limit the settlement of the soil above. Figure 6 shows how the second geogrid changes the slip surface: it becomes slightly wider, and therefore longer, as it circumvents the second geogrid. CONNECTION GEOGRID – SHEET PILE WALL In four tests, the geogrid was not connected to the SPW (Figure 7). From these tests we conclude that: –Connecting the geogrid increases the failure load. –Short non-connected geogrids ≤130 mm hardly contribute to the failure load. –Short connected geogrids ≤130 mm increase the failure load, although they are located in zones I and II only. So, zones I and II are only activated when the geogrid is connected to the SPW and the geogrid has moved down- ABSTRACT Small-scale experiments on geogrid-anchored sheet pile walls (SPWs) under strip footing surcharge loading were conducted at the Deltares laboratory. The follo- wing was concluded from the experiments. Two slip surfaces develop, starting at the edges of the strip footing. They divide the soil behind the SPW into three zones. The paper analyses the contributions of each of these zones to the failure load of the structure. The location of the strip footing surcharge load, the geogrid length and the number of geogrid anchors all affect the failure load of the struc- ture. Furthermore, the slip surface reorients at the intersection with geogrids, and even very short geogrid anchors contribute to the total resistance. Figure 2 – Slip surfaces for a surcharge load of ~4 kN/m. Test 19. 1A: critical slip surface and 1B: secondary slip surface. The slip surfaces divide the soil in three zones: active zone II between zones I and III. Ta ble 2 –The test series. This paper gives results of the tests with bold-printed numbers. Duplicate tests are denoted by a forward sla sh. Te s t n u m b e r 12/ 13 14 /15 16/17/ 45 18/19 20/21 22 /23 28 30 31 41/ 42 43 /44 47 48 51 52 Number of geogrids 1 1 1 1 2 2 1 1 1 1 1 0 0 1 1 Length geogrids (mm) 110 110 180 180 180+110 180+110 60 60 60 180 110 - - 130 130 Connected to SPW? Yes Yes Yes Yes Yes Yes Yes Yes No No No - - No Yes Ver t i c a l d i s t a n ce 5 0 5 0 5 0 5 0 5 0 + 1 2 0 5 0 + 1 2 0 5 0 5 0 5 0 5 0 5 0 - - 5 0 5 0 top SPW-geogrid (mm) Horizontal distance 30 60 30 130 130 30 30 84 30 30 30 84 30 30 30 surcharge load-SPW (mm) Relative density fill (%) 67/71 73/74 68/74/76 74/73 71/64 74/78 81 78 68 75/76 69/76 75 71 67 65 Figure 3 – Influence of the location of the surcharge load (a) without geogrid (b) 60 mm geogrid (c) 110 mm geogrid and (d) 180 mm geogrid. 52 GEOKUNST SEPTEMBER 2023 wards with the soil in zone II. –Short geogrids ≤130 mm do not reinforce the soil, because the short non-connected geogrids do not provide more failure resistance than found in the situation without geogrid. –The increase in failure load due to connecting the geogrids ( ≤130 mm) indicates the presence of the ‘membrane effect’. This term refers to the capacity of the geogrid to be deformed, while absorbing forces that were initially per- pendicular to its surface. When the geogrid moves downwards with the soil in Zone II, tensile forces develop in the geogrid through which the geogrid transfers vertical soil pressures to zone I, the SPW, if connected, and zone III. –The 180 mm geogrid, even if not connected to the SPW, contributes to the total resistance. The failure load results from the pull-out resistance in zones I and III. –Connecting the 180 mm geogrid activates the rear part of the geogrid (zone III) more effectively and increases the failure load. However, the rear part contributes most to the total resistance at higher load levels while the geogrid is being pulled out by the sliding soil mass in zone II. –The total resistance of a connected geo- grid anchor consists of contributions of the membrane effect (zone I), frictional resistance (zone II) and pull-out resistance (zone III). Conclusions A series of small-scale tests of geogrid-anchored SPWs led to the following conclusions. Two slip surfaces, starting at the edges of the strip footing, divide the fill behind the SPW into three zones: the active zone II, zone I between SPW and active zone II. The paper analyses the contri- butions of each of these zones to failure. The location of the strip footing surcharge load, the length of the geogrids and the number of geogrid anchors affect the failure load of the structure. The slip surface at the intersection of the critical slip surface reorients with the geogrids, and even a very short geogrid anchor contributes to the total resistance. Acknowledgements The authors are grateful for the support of the TKI-PPS funding of the Dutch Ministry of Econo- mic Affairs, Deltares, Delft University of Techno- logy, GeoTec Solutions, Huesker BV, Huesker GmbH and Ruhr-Universität Bochum Germany. References – Schoen, M., König, D., Lavasan, A.A., Wicht- mann, T., Hölter, R., Wittekoek, B., van Eekelen, S.J.M., van Duijnen, P.G. & Detert, O. 2023. Numerical investigation of geogrid back-anchored sheet pile walls. In: proc. 12 ICG, Rome, Italy. –Stanier, S.A., Blaber, J., Take, W.A. and White, D.J. (2015). Improved image-based deforma- tion measurement for geotechnical applicati- ons. Canadian Geotechnical Journal. https://doi.org/ 10.1139/cgj-2015-0253. – van Duijnen, P.G., Detert, O., Lavasan, A.A., van den Berg, J., König, D., Hölger, R., van Eekelen, S.J.M. 2022. Geogrid-anchored sheet pile walls: first trial project. In: proc. Eurogeo7, Warsaw, Poland. – Wittekoek, B. 2020. Analysis of the behaviour of geogrid-anchored sheet pile walls. Small- scale experiments and 2D Plaxis analysis. MSc thesis TU Delft. https://repository.tudelft.nl/ islandora/o bject/ uuid% 3A94cf64cc-ff09-4f be-bde8-42d914 b3c7d0. – Wittekoek, B., van Eekelen, S.J.M., Terwindt, J., Korff, M., van Duijnen, P.G., Detert, O. and Bezuijen, A. 2022. Geogrid-anchored sheet pile walls; a small-scale experimental and numerical study. Geosynthetics International. https://doi.org/10.1680/jgein.22.00501 – Wittekoek, B., van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Terwindt, J., van Duijnen, P.G., Detert, O., van den Berg, J.H., and König, D., 2023. Geogrid-anchored sheet pile walls under strip footing surcharge loading, small-scale experi- ments. In: proc. 12ICG, Rome, Italy. – Ziegler, M. 2010. Investigation of the Confining Effect of Geogrid Reinforced Soil with Plane Strain Model Wall Tests. Aachen, Germany: Rheinische Westfälisc he Technische Hoch- schule Aachen (RWTH). ! Figure 6 – Slip planes for 1 or 2 geogrids. Figure 5 – Load-displacement behaviour for 1 or 2 geogrids. Surcharge load at 30 mm from the SPW. Tests 45 and 22: both have a 180 mm geogrid at the same position, Test 22 has a second geogrid (110 mm). Figure 7 – Difference between geogrids that are connected or not to the SPW. Figure 4 – Influence of the geogrid length. Surcharge load at 30 mm from the SPW. The background of the right-hand figure is Test 45 (180 mm geogrid).

GEO2023 Sp Geoart cover

International - GEOART

Introduction The design guideline CUR226:2016 for geosyn- thetic-reinforced pile-supported (GRPS) embank- ments adopted the Concentric Arches (CA) model of van Eekelen (2013, 2015), which was validated with more than 100 measurements taken in the field and in experiments. These embankments were all reinforced with at least one layer of geogrid. Furthermore, all the embankments were unsaturated, and installed above the ground- water table. Limited research was done on the influence of water in a piled embankment. Briançon and Simon (2012), Sloan (2011), and van Eekelen et al. (2020) showed that heavy rainfall affects measurements. Song et al. (2018) concluded from 2D trapdoor tests with sand that groundwater can degrade the soil arching mechanism. Wang et al. (2019), however, found strengthening of soil arching with increasing water level in full-scale 3D model experiments. The validated use of CUR226:2016 is possible for geometries, conditions and materials that match the situation where the measurements for the validation were taken. If these requirements are not met, the guideline requests additional measurements to demonstrate that the CA model gives good results for these conditions, too. For this purpose, field measurements were done in a partly submerged piled embankment, reinforced with geotextiles only, without geo- grids. This paper compares the measured strains with the varying groundwater table and air tem- perature, and calculations with the CA model of CUR226:2016. This paper is a modified version of van Eekelen et al. (2023). A partly submerged geotextile- reinforced piled embankment Van Eekelen et al. (2022) describe a piled em- bankment in the Netherlands for a regional motor way that was opened on 6 April 2019. Pile caps (0.75 m x 0.75 m), with smooth, rounded edges, were installed on end-bearing prefab concrete piles with an average centre-to-centre spacing of 2.28 m x 2.27 m. Two layers of woven geotextile (TenCate Geolon® PET 400/50) were installed, one with the machine (strong) direction across the road axis, the second parallel to the road axis. Figure 1 shows part of the monitoring set-up. In addition, the air temperature was measured hourly. For more details of the experimental set- up, we refer the reader to van Eekelen et al (2023). 12 GEO ART SEPTEMBER 2023 Figure 1 – Lay-out of the geo- textile- reinforced piled embankment and the monitoring equipment. Figure 2 – Measured pore pressures, translated into groundwater table (ppt1 and ppt6) and ditch water table (ppt7). Figure 3 – Comparison measured geotextile strains and to measured groundwater table (ppt1). FOUR YEARS FIELD MEASUREMENTS IN A PARTLY SUBMERGED WOVEN GEOTEXTILE - REINFORCED PILE -SUPPORTED EMBANKMENT S.J.M. van EekelenDeltares, The Netherlands R.A. ZwaanDeltares, The Netherlands A. NanceySolmax / TenCate Geosynthetics,France M. HazenkampSolmax / TenCate Geosynthetics,The Netherlands Y. H. JungKyung Hee University,Republic of Korea Measurements PORE PRESSURES AND GROUNDWATER TABLE Figure 2 shows the measured pore pressures, translated into groundwater level in m NAP, where NAP is the Dutch reference level. The figure indicates the positions of ppt1 and ppt6; ppt1 lies in saturated soil. However, ppt6 is located higher, and the groundwater table sometimes drops below ppt6. Figure 2 shows what can happen if a pore pres- sure transducer is installed in unsaturated soil. Until June 2020, ppt1 and pp6 match. Just before 1 June 2020, the groundwater table drops below ppt6. This causes an air bubble that starts disturbing the measurements of ppt6, keeping the values of ppt6 well below those of ppt1. In September 2020, the groundwater level passes ppt6 again, the air bubble disappears, and ppt1 and ppt6 match again. In April 2021, the groundwater table passes ppt6 again, resulting in another air bubble that makes the measurements of ppt6 unreliable again. It seems plausible that ppt1 continuously gives reliable results; it shows a low water table during the very dry summer of 2022, followed by a rainy period in September 2022. The pore pressure transducer in the ditch gave reliable results between February 2020 and June 2021 and between November 2021 and March 2022. GEOTEXTILE STRAINS COMPARED TO GROUNDWATER TABLE AND AVERAGE DAY AIR TEMPERATURE Strain gauges E1 and E2 give higher values than strain gauges E3 and E4 (Figure 3). We cannot explain this difference. The strains show a sea-sonal effect; the strains are higher during summers than during winters. Furthermore, each summer gives slightly higher strains than the previous summer. This can be explained by the creeping behaviour of the geotextile. The measured strains do not correlate clearly with the ground- water table. Figure 4 zooms in on four dry weeks and four wet weeks. The figure shows a clear daily cycle, the cause of which is unclear. A similar daily effect was found earlier by van Eekelen et al. (2007). The daily cycles of traffic load or soil temperature may have an influence. However, the different strain gauges do not show a peak at the same time of the day. Figure 4b shows an immediate response on rain: the daily cycle is less clear. Possibly, the relatively constant and low temperature caused by the rain flattens the daily cycle. Figure 5 shows that the seasonal cycle of average day temperature clearly correlates with the geo- textile strains. The geotextile strains are higher in summer. The thermal expansion of the road surface is too small to play a significant role in this seasonal cycle. Calculations with the Concentric Arches model The geotextile strains were calculated using the CA model (van Eekelen, 2013, 2015, CUR226: 2016). No partial factors were used. Table 1 gives the input parameters. Some remarks: –Usually, the traffic load is chosen p= 0 kPa when comparing the model results to field measure- ments. In addition to that, a calculation was performed with 25% of the design load, to account for the permanent influence of the traffic load on the strains in the geotextile. –CUR226:2016 requests to reduce the soil ar- ching for a relatively thin piled embankment like this one, with a high traffic load. It is assu- med that the soil arching is reduced perma- nently due to the on-going traffic load. The soil arching reduction factor ( !) equals 1.58 for this configuration and traffic load, following Table 13 GEO ART SEPTEMBER 2023 ABSTRACT This paper describes measurements in a partly submerged piled embankment, reinforced with geotextiles only. The seasonal effect in the measured geotextile strains strongly matches the seasonal tem perature variation. No correlation with the varying groundwater table was found. The measurements remain sufficiently on the safe side of the results of the Concentric Arches model. Therefore, the CUR226:2016 design guideline may be used for this type of geotextile- reinforced pile-supported embankments, of which the embankment is installed partly below the groundwater table. Figure 4 – Two four-week details of Figure 3; measured geotex tile strains and measured groundwater table (a) dry period (no rain) and (b) wet period (several rainy periods). Table 1 – Parameters used for the calculations with the Concentric Arches model * Date 2019 2020 2030 28 Feb 1 Mar 5 Mar 12 Mar 24 Apr 29 Feb 25 Aug Height fill (m) 0.00 0.30 0.60 1.00 1.51 1.51 1.51 Te n s i l e s t i f f n e s s 3 2 0 0 3 2 0 0 3 2 0 0 2 9 6 1 2 7 2 2 2 5 4 4 2 4 2 6 geotextile (kN/m) *Other input values: centre-to-centre distance piles sx= 2.27 m, sy= 2.28 m, square pile caps width a= 0.75 m, unit weight fill "= 19 kN/m 3, fill friction angle fill #= 34 oand 38 o, subgrade reaction k= 0 kN/m 3, traffic load p= 0 kPa and 11.5 kPa (25% of the design load), soil arching reduction coefficient !is either 1.0 (no soil arching reduction) or 1.58 (soil arching reduction). Figure 5 – Comparison measured geotextile strains and the day- average of the air temperature which was measured hourly at the field monitoring location. 2.3 of CUR226:2016. –It is expected that the calculation with some traffic load and soil arching reduction matches the real situation best. Comparisons measurements and calculations Figure 6 compares the measured and calculated geotextile strains. The smallest calculated strains agree reasonably well with the average values of E1 - E4. All other calculations give higher values than the measured values, so application of CUR226:2016 leads to a safe design. Figure 7 extends of the validation of van Eekelen et al. (2015). The figure shows that the measure- ments of E1 and E2 agree well with the calcu- lations, and the measurements of E3 and E4 give lower values than calculated. This result is on the safe side, too. From this, we may conclude that the CA model, and therefore CUR226:2016, is applicable for this piled embankment of which the embankment was installed partly below the groundwater table. This conclusion is valid for woven geotextiles as applied in this monitoring project. Conclusions A partly submerged geotextile-reinforced piled embankment was monitored. The measured geo- textile strains show no correlation with the groundwater level. However, the measured strains have a strong seasonal cycle that match the seasonal cycle in the average day air tempe- rature quite well. This seasonal relationship between the air temperature and the geotextile strains should be further analysed. The CA model matches the measurements well. The CUR226:2016 design guideline adopted this CA model. Therefore, CUR226:2016 is applicable for this type of geotextile-reinforced piled embankment, which is installed partly below the groundwater table. This conclusion is valid for the woven geotextiles as applied in this monitoring project. Acknowledgements The authors are grateful for the support of the TKI-PPS funding of the Dutch Ministry of Economic Affairs, TenCate Geosynthetics, the Kyung Hee University in Seoul, Republic of Korea, BAM and Deltares, Netherlands. References – Briançon, L., Simon, B. 2012. Performance of Pile-Supported Embankment over Soft Soil: Full-Scale Experiment. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 138, 551– 561. BSI 2015. – CUR226:2016. van Eekelen S.J.M. & Brugman, M.H.A. (Eds.) 2016. Design Guideline Basal Reinforced Piled Embankments. CRC Press, Delft, Netherlands. – Sloan, J.A. 2011. Column-Supported Embank- ments: Full-Scale Tests and Design Recommen- dations. PhD Thesis. Virginia Polytechnic Institute and State University, Blacksburg, Virginia, USA. – Song, J., Chen, K., Li, P., Zhang, Y. & Sun, C. 2018. Soil arching in unsaturated soil with different water table. Granular Matter 20, 78. – van Eekelen S.J.M. 2015. Basal Reinforced Piled Embankments. PhD Thesis Delft University of Technology, Delft, Netherlands. ISBN 978 94 6203 825 7. – van Eekelen, S.J.M., Van, M.A. Bezuijen, A. 2007. The Kyoto Road, a full-scale test. Measu- rements and calculations. In: Proceedings of ECSMGE14, Madrid, Spain 1533-1538. – van Eekelen S.J.M., Bezuijen, A., van Tol, A.F. 2013. An analytical model for arching in piled embankments. Geotextiles and Geomem- branes 39, 78–102. – van Eekelen S.J.M., Bezuijen, A. van Tol, A.F. 2015. Validation of analytical models for the design of basal reinforced piled embankments. Geotextiles and Geomembranes 43, 56–81. –van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., van Duijnen, P.G., 2012. Does a piled embankment 'feel' te passage of a heavy truck? Field measurements. In: Proc. 5th European Geosynthetics Congress, Valencia, Spain, pp 162-166. – van Eekelen S.J.M., Venmans, A.A.M., Bezuijen, A. van Tol, A.F. 2020. Long term measurements in the Woerden geosynthetic-reinforced pile- supported embankment. Geosynthetics Int. 27-2, 142-156. – van Eekelen, S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A., Hazekamp, M., Jung, Y.M. 2022. Field measure- ments in a partly submerged woven geotextile- reinforced pile-supported embankment. Proc. EuroGeo7, Poland. IOP Conf. Ser.: Mater. Sci.vEng. 1260 012046. doi:10.1088/1757- 899X/1260/1/012046. – van Eekelen, S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A., Hazekamp, M., Jung, Y.M. 2023. Four years field measurements in a partly submerged woven geotextile-reinforced pile-supported embankment. Proc. ICG12, Rome, Italy. – Wang, H.L., Chen, R.P., Cheng, W., Qi, S. & Cui, Y.J. 2018. Full-scale model study on variations of soil stress in geosynthetic-reinfor- ced pile-supported track bed with water level change and cyclic loading. Can. Geotech. J. 56: 60–68 (2019). ! 14 GEO ART SEPTEMBER 2023 Figure 7 – Extension of the validation of the CA model with the new data, with in the calculations: #= 38 o, traffic load p= 0 kPa and != 1.58. Measured values of E1, E2, E3, E4 are day averages on 12-3 / 24-4 / 1-9-2019 and 29-2 /1-9-2022. The calculations were done using the input values given in Table 1. Figure 6 – Comparison measured geotextile strains and geotextile strains calculated with the CA model. Predictions higher than measured values are on the safe side. Constructing windmills on a sea-defense dike in The Netherlands with Enka Solutions The Netherlands is a small, densely populated country where space for any type of construction is at a premium. This is particularly true when decisions on the construction of windfarms have to be made, and every e!ort is made to locate these away from centers of population. The construction of a windfarm in the north of the country is a good example of this. Wind turbines on sea-defense dike MCHS reinforcement 236927_Spread_Geokunst_2023_WT.indd 1 21-06-2023 10:54 C( E)W R:stdier k En e h T n a s o s n o C i t l S n al r e th e N e f e d - a e n a s w ng ti c u tr s thi w s d n e i ki e d s n sl dmil ni w dd n aA SHCM e rhf to s wihT rtsonc uardyh m erots r e pkid procni n e i s n agis e dehs ta e wgnlelahl canoitid ten emcrofnei r deroo d Nraor Beta ble Wisnopsee r eriuqet rs moeroe fhe tsruof c s oa s w phlaonitare opeh tn idn a onitcu o y btiroir p po s a ta y wtilibatc silu n, esdei h tgi d hn, asdo , !ostnev m e gas ardeol g pniyl-rewoe lhs ttcetor . Aeki e dhf t le o"or e ph n td ietaro d n n a . tsevljizrde t neme .esa g niru h dto g nirusn t sniga e hs t. A da e m o be tvah e ch n t s onoisiced muimer t a p s ai e sreh y wrtnuoc dnalrehte e NhT a k En o e tda s mt iro! y erev d en, ae s mrafdni f w n ooitcurtsno e c n eh e wury tlraluictra s ps iih. Tm oitcurtsnof c e opyy tnr aoe facp e s d etalupo y plesne, dllam s a ss id n oi t ul o S a vahsmer Eae, nsdnalrehteN tro e nh n te iki e dsnefde-aes tis s, iEW y Rnpamoy cgrene deolpretso m Orafdni e whT efed-ae n s s oenibru d tniW no s n d oesaB X 6AM ff oesu oituolS mo o ct artnoc d wetimil SHCM( rtsnoc t ne k wr e pah. Tnev e hf t p oi n tretsaeht y ramir n a p d oetau e hy t d benw, okjidrde e ki e dsn qed rns aretemar n paevi e gh n t d o . 0 X 6 rgoe glaixa-i bthgentrs-hgi he th cnn ioituol d a sesopor m paes tno e Eh, tngis ble deatiu h a sti p w e um s ailaksof B e orutnet vnio , a jrotca y t d begnlelah. Cecpa g snikro d w s wnoitadnuoe fnibrue thd tn) aS t d Sra e Hnar n Cia e Mhf t n ooituc g g , stnemeriuq dirgakn Edi e hg tnidulc a kn e E , SW d Kn e h e h n tihti s dnat wonoitcrutsnco d tn, agnidargpu e dh. Tnoitaciplpa fde-aey sramirp a s pla t w, idniw e mohe tka o mT y irtnuo e chf to oitcurtsno e chT w e asehe ttacol snoitadnu fohe tr foderiuqe rrk wo d n n agis l deanoitidd e ahd t r od fleudehcy sdaerls aa e wki e d s ihr tot ffsr d "lro e – a wki e dsnef n a m orafdni e whe ttacoo ld tenn d n e acpa ble saliav h atof bt os e mo . sihf t e olpmax d eoo s a g h tro e nh n t m irafdni f a w n oo . noitalupo f p s oretne m cory faw y e , a h. Tytilibat d sn e al"or h ptob riuqee rki e dsnefde-ae e shT . acher baff o tl slarev s ot, issentsubos rti ardy s h’eki e dhf t s oesylana s pa d wn e areimer d plro a w aco t a l n aoitucrtsnor ciehT t hfah h sti s wenibrue terhf to f 2 d on e eht t n aoitarep o otni , n n a arW• onot atsnI• ercni eyal plpA• teht noC• olols fa aee tht f n ooitucrtsno e ch n s itnemevorpmd ier k sie rhd tn, aytiliba , ytilibatc silu l acinhcey t d bdeecer s p s a s wihs t h auc n soit . 8 mf 9 s othgie t h s tsisno d cn1 a20f 2 e pa t t d aes y ugooldohte d mnuora-p rehton ae on eya0 l X 6A d Mirgaknf E n ooitalla liibat sdn ayticapa cgnirae besae tucrt S sHC e Mh n td idedebms er X 6A d Mirgakn e Eerhf t n ooitacipl seinbur tdin weehr t 5 m 5 x 1, 1sdnatsdraf h n ooitucrts :swo mmu n sgis h a deti p w e uma m ca q n pa e g f e ooe tht t ° 0 t 9 s ar noitaz o e trut d irgoe 0 g o t txe, n 5 m d eziram , q e oh n tt inuocca a g plnikro d wna .tcejoojrl plarev e o o tnn iekay tlidaes ra s wmrofta q dni e whd tn, aere d hevolvni roprocns ia m wrafdni e wht y h p eets e dht e re s wnoitadnuol flimd s krowhtra e ehn td ietar sepol de si p se e plhf t y otilibat e she trusn o ee tki e d y ug p s ’mrofta e pl 22 SEPTEMBER 2023 GEO ART ADVERTORIAL Bene"ts of the solution About Enkagrid Freudenberg Performance Materials 236927_Spread_Geokunst_2023_WT.indd 2 21-06-2023 10:54 derCk (jidredlorpetso rm OafndiW )EW: Rsti ahs terusne m srofta e plht e lnart caht chi trey lain n aoitadnuof f E e os e uhT f t s ot"eneB ro fdewoall f a c e os e uhT hd tnatshti n wa e crutucrt e sht ta d mnuora-par e wh. Terutucrt m s ev d oetubirtsi y dlnev e ere s wdao ginurns eehil w,thgie wdn assenkc itucdet rnac"ingi r a sod fewoll n a e nar e ch n t0 i X 6A d Mirgaknf E noitulo e shf t .dnatsdra hreallm s a e nar n coitucrtsno g cnibmil f a c e h d ohte r e g n o Landward side +4.75 m +5.20 m Geogrid height+4.00 mSand height 1 m1 m 0.5 m Wrap-around dimensions R d PirgaknE ns ayalwiar n td ideeen d MirgaknE n vs idirgoeg r d pirgaknE kan EtuobA dwnae lh n to iartl saretal tucrt n sd ieiplp e ars atucdor O pR a-in e uhs taereh , wsnoitadnuod f daof r n ooitzailibat e ssba-bue sh paa e ckatpu-daoe lhs tdeivor X pA -i e bh. Tshtgnert le sisnes tuoira n v a-in d unl aaixa-i de bulcns itucdo idrgka .eki e dhf t de oi d sra dw ol p seet e shg tnols aegd e eht t n a e fht t n aee s ba d hn o aga g wnireenignl eivi e cho tt eucdortnt iahr teenoip f Et oucdor s a pd iirgaknE s eru l aixa , sd seiticpa l aixa- l aixa e po e totenmknab em e wohf t n ooitces ssorC n Co olF g nipolev f det onorferoe f s rae 0 y n 6ahe tr d molro g w s citehtnysoef g e os e uhd t l baol , a gsnoituol a Sknf E oF nE e ht t rm afotal g pnrki d mons atcejoojr g pnireenignl eivi n C n fd Iekni n L s onoituol a Skn w Eolol s w uollo XA ® Mdrigkan :er d mo s etadpr uon f rofre h pgih edlew-ersal f e de oa e mra d pesaercni n gevownon s tenibmoc nl aaicep A s o 9p t s uepols ates r h aucs g t nellecx g enidivor d pn e acnam etenarau g,slav tern iraluge rt ade t aahs tpartr semyol d pdeurtxf e irgoe d girgakn. Eycneic1t ecejoojr d p r ot fucdor le pgni n a se ilitxetoe n g h a ti d wirl gaixa-ir baluege rh d irgakn d Eeucdortny iltneced rn batl sanretnr iiehe trusn o e° t0 o 9 n sr i, ostnemknbam, eslla g wninia plp O p e usah n pgis e deh m torf aes rs itrepxf e m oae A t nmoirvn edn aciuladryh rtsarfnn ioitatropsnart tadiolsnol cio d sipar ro ontzior h,lor ont c onisore e ur n aiarddnobol d Cna ucs stucdor s pnoituolS os fnoituol m sort frpaA pp acitehntysoe gynam g gni e r s di r . ytilib p eet n s . noitallatsno ip t e u s tcejoojrt proppu o sy tda .ginreeingn elatne nm n s il ale s w e arutucr n d ieriuqee rr n aoi ,eganiar dlacitre v orla ont e reh s wtcejoojr n pd ies e u n iardakn, Etamakns E h a a kn, Etnemecrofniel rior so .ecni srev esonitacil pp g p nooF ni 31 (+ rF nE nI edkn Lin s w uollo mco.snoituloskane@fo 0034 145 78)0 31 ( erita Mecna rmof Pergerbenduer f d onar s a bs inoituol a Skn sla eri gnikcol terni h pg .teagergg adn adir genewte bg g e d p tucdor s pnoituol a SknE n pg . blealiav y allbaol e grs at p t w moc.nsoitulosanke.ww @ 236927_Spread_Geokunst_2023_WT.indd 2 21-06-2023 10:54 23 SEPTEMBER 2023 GEO ART ADVERTORIAL Ever since its establishment in 1951, Genap has been involved in many civil engeneering projects globally. With HQ in the Netherlands and production facilities in multiple countries (Mexico, Canada, Kenya, India) Genap provides solutions locally. Director Dick van Regteren has been the owner and director of Genap since 2007 and is passionate about his company: “Our global company is dedicated to the development of geomembrane solutions. And we do it all under the same roof, including our own in-house laboratory and engineering departments.” Genap focuses on using geosynthetics in projects to store and separate liquids, especially water. Van Regteren explains: “In the Netherlands, we work on many large civil engineering projects. For example, we cover landfill sites with our geomembranes, or we install membrane structures in road construction to separate them from groundwater.” Genap's geosynthetics form an artificial barrier. “For in places where there is no natural barrier for the storage or separation of (liquid) substances, you have to come up with a different solution. We have realized many wonderful, pioneering projects in that respect. A good example is a project at the largest landfill site in the Netherlands. At Derde Merwedehaven in Dordrecht, we installed various types of geo-membranes and drainage mats to build a final landfill closure system.” Separation of liquids Genap can apply geomembranes in both dry and wet conditions. This is unique in the market. “In a wet excavation pit, we can submerge not only geotextiles and geosynthetic membranes but also bentonite matting in a coordinated fashion. This creates an artificial barrier between water and soil. Or between dirty and clean liquids. For example, we were commissioned by Van den Herik Hydraulic Engineering to install a membrane structure that acts as a separation barrier in a reservoir for the production of drinking water.” The best solution for every project At Genap everything is based on the customer’s request. What is the exact request and which solution fits best? “Of course, we have our regular suppliers, but we assess each project to see what the requirements are and adapt accordingly. Ultimately, you don’t want to rely on a single product, but on a best- practice solution.” Sustainability is also important to Genap. As such, the company uses as many sustainable, long-lasting products as possible. “By doing so, we prevent the further spread of microplastics and pollution. We therefore work closely with certified institutions to ensure that sustainable products are also guaranteed in the supply chain.” www.genap.nl Final closure system of landfill site Derde Merwedehaven Dordrecht ADVERTORIAL Geomembranes for storing and separating liquids Geomembrane structures for four tunnel ramps "in wet conditions." We are the only ones in the Netherlands to apply geosynthetics in both wet and dry conditions. 15 GEO ART SEPTEMBER 2023 15 GEO ART SEPTEMBER 2023 A. BezuijenUniversity Ghent, Belgium / Deltares Delft, The Netherlands C. Dorst Dowaco, The Netherlands R.H. Gerritsen Naue Prosé Geotechniek B.V.,The Netherlands 6 GEO ART SEPTEMBER 2023 Introduction Climate change has brought rapidly changing hydraulic conditions, with heavier rainfall, more severe storms, higher river discharges, increased flow velocities and wave overtopping. With nearly a billion people living in low-lying areas near rivers and coastlines, securing and improving flood defences and flood protection schemes has become a global challenge. Integrating geosyn- thetics on a larger scale into designs can lead to better, faster and/or cheaper construction of new flood defences, levee reinforcements or coastal protections. This has the potential to considerably boost global flood protection programs. This paper illustrates the benefits and added value of applying geosynthetics in flood defences, aiming to encourage the use of these materials by designers, contractors and authori- ties. This paper is a shorter and modified version of Gerritsen et al. (2023). Climate change observations and impact Based on data, global sea levels have risen about 0.20 m during the last 100 years, and the rate of rise is accelerating. The implications and consequences of the rising sea levels for people on earth are enormous. The Intergovernmental Panel on Climate Change (IPCC, 2022) has made global assessments of potential scenarios, that predict a sea level rise between 0.3 m and 1.5 m by 2150, depending on the climate scenario. Figure 1 combines measurements and predictions of sea level rise, clearly illustrating the major challenges in reinforcing existing, or realising new flood defences. The predictions of sea level rise obviously contain uncertainties; nevertheless, the values will have significant implications for the safety, liveability and sustainability of residential, commercial and agricultural areas. Effects such as dune and beach erosion along coastlines, due to high-water conditions, will become increasingly frequent and intense. The global damage costs that result from floods due to sea level rise are expected to increase significantly. Jevrejeva et al. (2018) show that with a 0.86 m sea level rise (RCP8.5 scenario, median value) and without additional measures for flood defences, the worldwide estimated flood damage costs in the year 2100 are 11600 billion euro/year. However, implementing mea- sures to improve coastal protection, could poten- tially reduce these annual costs by about a factor 10. Despite this reduction, the costs remain substantial, indicating that the impact of sea level rise and consequential costs of flooding will be very high for all coastal areas worldwide. Haasnoot et al. (2018) listed possible measures for adaption to the accelerated sea level rise in the Netherlands. 1. Higher and wider flood defences; 2. More beach nourishment; 3. Structural measures to maintain the fresh water supply and water safety; 4. Considerably higher frequencies in closing storm su rge barriers. Applying geosynthetics can have a significant potential for adaptation measures. In this paper we will focus on applications in flood defence structures (1) and coastal defence (2). Building with geosynthetics is highly sustainable, enables the use of local less suitable soils and building in difficult circumstances. CLIMATE CHANGE AND EXTREME WEATHER CONDITIONS: THE ROLE OF GEOSYNTHETICS SECURING FLOOD DEFENCES AND COASTAL PROTECTION Figure 1 – Projected Global Mean Sea Level Rise (1950-2150) under different SSP scenarios, given in diffe- rent colours and reliability range by IPCC (2022), Box TS.4 Sea Level, Figure adapted by Deltares. Figure 2 – Schematic section of a high-performance flood defence structure with soil reinforcement, geosynthetic clay liner as a barrier, nonwoven geotextile for filtration and separation and erosion control products on the embankments. Other possibilities (not shown) are erosion control mats and filter layers below a stone revetment. Geosynthetics for flood defences Geosynthetics can serve various functions in flood defences, like erosion protection, reinfor- cement, separation, sealing, drainage and filtra- tion. Their potential contribution to levee reinforcements is considerable (Gerritsen et al., 2019). However, the complexity of levee rein- forcements becomes larger due to higher safety requirements, the need to preserve landscape and buildings, and more severe hydraulic condi- tions. Also financial budgets for flood control are under pressure. Consequently, alternative and innovative techniques are increasingly seen as necessary or highly desirable. Figure 2 shows a cross section of a flood defence structure, showing multiple geosynthetics for various functions. Geosynthetic applications reduce the use of primary soil building materials, enables the use of locally available soil, and significantly minimises the environmental impact through lower CO 2emissions compared to traditional building methods. To e n s u r e a d e q u a t e f l o o d d e f e n c e s i n t h e f u t u r e , the frequency of levee reinforcements in the coming decades will increase. It is therefore important to design the structures in a way that allows for easy adaptation during the next levee reinforcement. This involves ensuring that (geo- synthetic) materials can be easily removed from the ground or that structures are extendable. GEOTEXTILE FILTER CONSTRUCTIONS UNDER STONE REVETMENTS Stone revetments play an important role in pro- tecting levees and coastlines. The selection of stone gradings, ranging from 10 kg to over 3 tonnes, depends on the hydraulic conditions. To ensure their proper functioning, it is essential to apply an adequate filter layer system that prevents gradings or subsoil to be washed away. Tr a d i t i o n a l f i l t e r s ys t e m s c a n r e s u l t i n l aye r s t r u c - tures of 1-2.5 meter thickness. Using a geotextile filter is an efficient measure below stone revetments, which can save between 0.3-1.0 m of granular filtermaterial. In addition to these savings, the use of geosynthetics can reduce the CO 2-emissions with appr. 40-50%, due to the significant reduction of the transport of materials. Geosynthetic filter systems in rock revetments have become widely adopted in hydraulic engineering projects, due to their easiness of installation and cost efficiency. Figure 3 gives an example of the construction of a placed block revetment on a nonwoven filter on the slope and rock in the levee toe. For the application it is important to consider the filter and application rules from SBRCURnet (2017) and to ensure adequate robustness to avoid damage by sharp stones as decribed by Bezuijen and Izadi (2018), Izadi et al. (2018), Bezuijen (2023). WATER BARRIERS WITH GEOSYNTHETIC CLAY LINERS (GCLS) As an alternative for a 1 m thick layer of natural clay, it is possible to implement a Geosynthetic Clay Liner (GCL) in river levees. These mats, with a thickness of approximately 1 cm, consist of a cover and bottom geotextile with high quality bentonite in between. GCLs can be used to seal the foreland as an anti-piping measure, or in the levee itself (Figure 4). Apart from cost savings, Von Mauberge et al. (2022) show that 7 GEO ART SEPTEMBER 2023 ABSTRACT In the coming decades, it will be a great challenge to respond effectively to the global climate change, causing sea level rise, heavy rainfall, storms and extreme droughts. This response involves both climate mitigation, through CO 2reduction, and climate adaption, which requires adjusting our physical surroundings to the changed environmental conditions. Geosynthetics can play a significant role in addressing these challenges. Geosynthetics contribute to CO 2reduction, thereby limiting climate change. Additionally, applying geosynthetics in flood defences mitigates issues like higher hydraulic loads, erosion and stability concerns. This paper describes some valuable applications of geosynthetics for adapting and creating safe and resilient living areas. Figure 3 – Filter construction using a non-woven geotextile below a placed block revetment on the slope and rock in the levee toe (Markermeerdijken, The Netherlands). Figure 4 – Geosynthetic Clay Liner (GCL) installed on the levee slope, crest and horizontally in the foreland to enlarge the seepage length from the flood defence base, mitigating the risk of piping. the application of GCLs offers several significant advantages over natural clay such as sustaina- bility (reduced energy requirement and CO 2 emissions for transport), faster construction (less deep excavation and no need for dewatering) and more use of nearby soil. Due to the swelling capacity of the bentonite, the mat is self-healing to a certain extent. In Germany, multiple projects with GCLs in flood defences have been executed in the last decades, for example along the Oder. In the Netherlands, two pilot projects have been initiated by Water Authority Limburg. In Beesel, GCLs have been installed on the crest and slopes of the levee. In Neer, the CGLs were installed in the foreland of the levee to extend the seepage length and prevent piping. GEOSYNTHETIC SAND CONTAINERS (GSCS) FOR COASTAL PROTECTION AND REDUCING BEACH NOURISHMENT Sand-filled geotextile containers can be filled on-site and installed on beaches to stabilize the coastline (Figure 5). These containers can also be used in deeper water to prevent scour or to fill up large scour holes. Scouring can occur in riverbeds during floods with extreme dis- charges, in harbours, or due to hydraulic turbulence around structures like dams and outlet structures. In the area of Lubmin on the Baltic Sea, a hidden underground protection structure has been built over 2 km of coastline using Geotextile Sand Containers (GSCs). A total of 34,000 sand-filled elements, weighing approximately 1.4 tonnes each, were installed (Figure 6). The structure, being covered with sand seamlessly blends with the coastline, without restrictions for tourism and beach life (Pries, 2022). Geotextile elements are regularly used as break- water core, dune foot defence structures, erosion protection or water retaining structures as shown by Pilarczyk (2000) and Bezuijen and Vastenburg (2012). These applications are used world wide. The use of geotextile elements in coastal or flood defence structures has the potential to signifi- cantly reduce the risks and effects of beach and dune erosion. This may reduce the number of beach nourishments, costs and maintenance frequency of beaches and dunes after severe storms. EROSION PROTECTION WITH 3D STRUCTURE MATS As a result of climate change, there will be higher water levels, stronger currents, increased waves and heavier rainfall. Therefore, more robust and intelligent erosion protect ion systems for flood defences are increasingly important. Robust erosion protection is crucial in cases of over- flowing levee structures. One effective method of erosion protection is the use of three-dimen- sional geosynthetic structure mats, which rein- force the topsoil layer on embankments (see Figure 7). These mats, known as High Perfor- mance Turf Reinforcement Mats (HPTRMs), provides protection of the bare soil or early vegetation, thus providing extra resistance to erosion. This prevents the washing away of grass seeds or young vegetation, ensuring homo- geneous germination, resulting inthe develop- ment of a better-quality grass vegetation. In addition, the structure mats provide a long- lasting reinforcement of the top layer within the root zone. This may be particularly necessary at locations where higher loads are expected, such as breaking waves, overtopping water and strong currents. Special attention should be given to slope transitions, where the loads are often higher and the strength is less. SOIL REINFORCEMENT FOR EMBANKMENT STABILITY AND STEEP SLOPES Raising embankments on soft soils can cause stability problems. A regularly applied solution is the installation of high-strength soil reinforce- ment at the base of the embankment, known as ‘basal’ reinforcement. The strength of this reinforcement typically ranges from 300 to 1500 kN/m. Along the German-Polish border, along the Oder, a 3 km levee stretch was reconstructed to withstand more extreme flood conditions. In order to ensure sufficient stability of the new levee, a high strength geogrid of 1000 kN/m was installed as a basal foundation reinforcement (Figure 8). Another application of geosynthetics on flood defences is the realisation of steep slopes to reduce land usage. In many cases, there are exis- ting structures such as houses adjacent to these flood defences. As an alternative to vertical retai- ning walls of steel or concrete, geogrid reinforced soil structures can be used to create a steep slope, see POV Macrostabiliteit (2018) and CUR/CROW (2018). Retaining walls utelizing geosynthetic reinforcement are generally flexible and are able to deform together with subsoil settlements. This makes geosynthetics Figure 5 – Schematic cross-section of dune protection using Geotextile Sand Containers (GSCs) underground structure, covered with beach sand and planted with helm grass. Figure 6 – Installation of Geotextile Sand Containers (GSCs) as a coastal protection measure in the dune core of the sandy beach, Ludmin, Germany. 8 GEO ART SEPTEMBER 2023 highly suitable for reinforcing levees in soft soil areas. By using Finite Element Models (FEM), the relationship between forces, deformation and the interaction between soil and geosynthetics can provide detailed insights. DRAINAGE SYSTEMS With the rise of water levels outside the levees and subsidence in the polders, the hydraulic loads on flood defences are increasing. The increased hydraulic head will have a negative effect on the stability of flood defences. However, geosynthe- tic drainage systems can have a positive effect on hydraulic pressures. Installing levee drainage can be useful to avoid failure mechanisms such as macro and micro stability, by influencing the phreatic water line in the embankment. Geosynthetic drainage mats consist of 3D struc- ture composites, which must be pressure-stable under the given conditions. These drainage mats can be installed vertically (for example as toe drainage), horizontally (partly under the embank- ment core or berm) or on the slope. Conclusions Climate change has significant effects on flood defences world wide. Sea level rise and extreme weather events have consequences for the safety, quality of life and sustainability of residential, industrial and agricultural areas. In the coming decades, extensive and costly operations to flood defences have to be initiated to keep local areas, larger regions or full countries safe and sustainable. For the challenge of climate adaption, geosynthe- tics can contribute to adapt safe and resilient living areas for humanity. Geosynthetics can play a positive role in new or existing coastal and riverine flood defence systems: more sustainable, faster and/or cheaper construction. Making future-proof designs with geosynthetics in embankments is also a challenge. Levees must be adaptable to accommodate future levee rein- forcements, in which applied geosynthetics in the levee should be manageable and not be an obsta- cle. Development of in tegrated concepts with geosynthetics will offer major potentials to advancing flood protection strategies. References – Bezuijen, A., Vastenburg, E.W. 2012. Geosys- tems: design rules and applications, CRC Press. – Bezuijen A., Izadi E., 2018. Damage of geotex- tile due to impact of stones, 11th International Conference on Geosynthetic, Seoul, South- Korea. – Bezuijen A., 2023. Field tests on the impact of stones on geotextile compared with theory, in: proceedings of the 12th International Confe- rence Geosynthetics (12ICG), Roma, Italy. – CUR/CROW, 2018. Kerende constructies van gewapende grond, CUR-rapport 198, CROW. – G e r r i t s e n R . , B e z u i j e n , A . , D o r s t K . , 2 0 1 9 . Klimaatverandering en weersextremen: toe- passing van geokunststoffen bij waterke- ringen en kustverdediging. GeoKunst, Geo- Te c h n i e k , m a a r t 2 0 1 9 ( d e e l 1 : 4 6 - 5 1 ) e n j u n i 2019 (deel 2: 48-53). – G e r r i t s e n R . , B e z u i j e n , A . , D o r s t K . , 2 0 2 3 . Climate change and extreme weather conditi- ons: applications of geosynthetics securing flood defenses and coastal protection, pro- ceedings of the 12th International Conference Geosynthetics (12ICG), Roma, Italy. – H a a s n o o t , M . , B o u w e r , L . , D i e r m a n s e , F . , Kwadijk, J., van der Spek, A., Oude Essink, G., Delsman, J., Weiler, O., Mens, M., ter Maat, J., Huismans, Y., Sloff, K., Mosselman, E. 2018. Mogelijke gevolgen van versnelde zeespiegel- stijging voor het Deltaprogramma, een verken- ning, Deltares report 11202230-005-0002, Delft. –IPCC, 2022. Intergovernmental Panel on Climate Change, Technical Summary, IPCC_AR6_ WGII_ Technical_Summary.pdf. – Izadi E., Decraene T., De Strijcker S., Bezuijen A., Vinckier D., 2018. A laboratory investigation on the impact resistance of a woven geotextile. Geotextiles and Geomembranes 46 (1), 91-100. – Jevrejeva, S., Jackson, L.P. Grindsted, A., Linck, D., Marzeion, B., 2018. Flood damage costs under the sea level rise with warming of 1.5 ºC and 2 ºC, Environmental Research Letters. – Pilarczyk, K.W., 2000. Geosynthetics and Geo- systems in Hydraulic and Coastal Engineering, A.A. Balkema, Rotterdam. – P O V M a c r o s t a b i l i t e i t , 2 0 1 8 . P O V - M g r o n d - verbeteringen, Hoogwater beschermingspro- gramma (HWBP), Utrecht. ISBN 978-90-8292 48-0-0. – Pries, J.K., 2022. Coastal protection with geo- textile sand containers at Lubmin in Germany. GeoKunst, GeoTechniek, 72-74. – S B R C U R n e t , 2 0 1 7 . O n t w e r p r i c h t l i j n G e o - textielen onder steenbekleding, SBR CUR net, Delft. – Von Mauberge, K., Gerritsen, R., Ehrenberg, H., 2022. Geosynthetics: responsible and sustainable solutions to reduce environmental impact. GeoKunst, GeoTechniek, 49-56. ! 9 GEO ART SEPTEMBER 2023 Figure 7 – Installation of a reinforced High Performance Turf Reinforcement Mat (HPTRM) for slope protection. Figure 8 – Installation of high strength geogrids as basal reinforcement below the flood defence at the Oder, Germany. For more than 20 years, Normec QS has been providing independent, accredited services in testing, inspection and certification of plastic films, pipes, structures, renewable energy and biobased products. Since 2021, the company has been part of the Normec Group, specifically the Sustainability division. Normec QS customers find that this allows them to be served even better, also because they often need services in multiple areas. Several new international customers have therefore joined the Normec Group since 2021. The complementary services certainly contribute to this. The personal, customer- oriented approach has remained. This is typical of the entire Normec Group. Service life testing for geosynthetics An example of that customer focus is the custom- made inspections Normec QS carries out for customers when it comes to the service life of app- lied plastics. This depends on various environmental factors. Due to chemical, physical and mechanical degradation processes, the service life may be shorter than expected. A laboratory study can identify this premature failure. Normec QS’s laboratory facilities are equipped for research into the expected lifetime of plastic materials and structures, among others. For example, research is carried out to determine the expected service life of a foil construction or geotextile. A starting point may be to carry out long-term tests. This allows a statement to be made about a life expectancy for a period of at least 100 years. A recognised long-term behaviour expert interprets the research results and records them in a research report with life expectancy. Normec QS: testing , inspecting and certifying for over 20 years ADVERTORIAL Contact person Iljo Fluit General Director Fully independent inspection of plastic pipes. 20 SEPTEMBER 2023 GEOART Predicting residual lifetime PVC and PE (pressure) pipes make up a large part of transport pipes for gas, drinking and wastewater. As these pipes have been laid and used since the middle of the last century, the (remaining) lifetime of plastic distribution pipes is a growing area of interest for operators. Normec QS has the expertise and research facilities to map the residual lifetime of piping systems. By surveying the current condition of piping sys- tems, it is possible to predict the residual lifetime. This allows more targeted investment decisions to be made. Thus, large-scale network renewal can give way to replacements at the most crucial locations. Biodegradability For the combination lifetime and environmental impact, Normec QS collaborates with sister company Normec OWS. They are global leaders in deter- mining biodegradability. When plastic products end up in nature, they should preferably degrade over time and not cause damage to the environment. Normec OWS offers degradation and toxicity tests under different conditions to simulate how materials degrade and behave when released into different environments. The environment in which the product is tested should depend primarily on the expected end-of- life. Degradability is not only an inherent material property, but also depends on environmental conditions such as temperature, biological activity and microbial diversity. In short, through its specialist knowledge of applied plastics, Normec QS helps make the world a better place and save costs for its customers. For more information, visit https://normecqs.com or contact Normec QS specialists directly. They will be happy to help you! 31 (0)88 166 2000 normecqs.com ADVERTORIAL Destructive testing and lifetime prediction in the accredited laboratory. 21 SEPTEMBER 2023 GEOART Fuelled by the increasingly clear wishes of clients to build envi- ronmentally efficiently, innovative solutions with Tensar geosyn- thetics are becoming increasingly common. That is precisely why geogrids are bound by rules regarding reliability and risks. In addition to a proven extended design life, aspects like dura- bility, and sustainability are certified. After five decades of extensive research and our continuing innovations, Tensar now clearly outperforms all prior geogrids with the new Tensar® InterAx®. Whether to reduce construction time, cost, carbon or extend design life, these benefits are quantified in design software Tensar+. With the change of the most important European sustainability standard EN 15804 + A2, the Dutch determination method “Environmental Cost Indicator”, known as MKI, has also changed. This meant that new Life Cycle Assessments (LCA), additional tests and substantiated reports had to be conducted before July 2022, and Environmental Product Declarations (EPD), changed. All EPD’s, which must be included in the National Environmental Database, or NMD, to determine a valid MKI-score, therefore were renewed to the required complete "A to D". Applying Tensar® InterAx® broadly results in two improvement factors. First, less granular material used and/or asphalt, which leads to fewer site visits for supply or removal, but also less CO 2and nitrogen emissions. Secondly, increased service life of trafficked surfaces, and thus reduction of maintenance postpones reconstruction, and the total cost over its entire service life. When calculating with Tensar® InterAx® in accordance with the current guideline CROW C1001, the amount of granular material can be reduced by up to 60% and the design life of roads can be extended to more than 300%. This leads directly to the improving MKI scores and increases the chance of awarding a project to contractors. Tensar® InterAx® related improved performance makes the difference even greater compared to the performance of already existing solutions with, among other things, geotextiles, or other solutions such as chemical stabilization. Although both improvement factors are included in the MKI-score, the biggest gain is in the reduction of thickness with a mechanical stabilized layer (MSL), and therefore the required amount of granular material. Due to this material reduction, the CO 2footprint decreases heavily, but also excavation, compaction, and transport. CROW C1001 provides the insight into this “structural contribution” of a geogrid by means of calculations with certified “improvement factors” determined during full-scale research. So, no selectively chosen lab-parameters which are mainly “more” but contribute nothing, nor can be included in a design. Designers can therefore use a CROW C1001 calculation, based on empirical models, to reliably determine pavements for the required service life. Therefore Tensar introduced Tensar+, a free, cloud-based design software that allows to design with geogrids in a variety of applications and design methods. Now everybody can quantify or express performance in design life, and thickness reduction while maintaining service life. So indicating reduction of construction costs, time, and carbon, in real-time as parameters change. Furthermore, see the reduced environmental impact of projects. Improved knowledge and research on Te n s a r g e o g r i d s lead to a reduction in the impact on the environment Paul ter Horst ,BBA-BEng Area Manager, Tensar International BV NGO-Committee member Innovation & Knowledge ADVERTORIAL +31 (0)73 624 1916 www.tensar.nl 19 SEPTEMBER 2023 GEO ART Introduction A geogrid-anchored sheet pile wall (SPW) is a relative new application of geogrids (van Duijnen et al., 2022, Wittekoek, 2020, Wittekoek et al., 2022). The system is closely linked to a retaining wall of reinforced soil with a full-height facing as well as to a traditional anchored SPW. However, the geogrid-anchored SPW has more embedment than a retaining wall of reinforced soil. And contrary to a traditionally anchored SPW, a geogrid anchor is also effective within the active soil wedge when the SPW deforms. This paper looks at small scale experiments, to get a feeling for how the system works. This paper is a shorter version of Wittekoek et al. (2023). Small-scale experiments Figure 1 shows the test set-up of the small-scale experiments. The aluminium model-SPW models the upper part of the embedded part of the SPW and was free to slide along the box bottom. The polypropylene (PP) model-geogrid had a short- term stiffness of 191 kN/m at 2% axial strain and a short-term tensile strength of 16.2 kN/m at a maximum strain of 13.5%. Table 1 lists the properties of the sand fill. A silicon block model at the passive side has a stiffness of 159 kPa up to a strain of at least 8%. This silicon block was tailored to simulate passive resistance as realistic as possible. The strip surcharge load is applied by loading a 0.1 m wide footing with a barrel that is filled with water during the test (the blue barrel in Figure 1). The soil-wall friction was minimized with a lubri- cated thin (< 1mm) transparent silicone sheet. Wittekoek et al. (2022) showed that tests in an eight times wider test box gave similar slip surfaces, proving that the narrow box results were sufficiently reliable to analyse qualitatively. The movement of the soil was tracked using the Particle Image Velocimetry (PIV) technique as implemented by Stanier et al. (2015). Results small-scale experiments THE LOCATION OF THE STRIP SURCHARGE LOAD Figure 2 shows how the location of the surcharge load determines the failure mechanism. Two slip surfaces develop from the two edges of the strip footing towards the SPW, dividing the soil into three different zones. Zone I is characterized by rigid soil body motions. The active zone II slides along the critical slip surface 1A. Zone III is stable. The third slip surface in Figure 2 only occurred in Te s t 1 9 , n o t i n d u p l i c a t e Te s t 1 8 o r a ny o t h e r t e s t . A greater distance between load and SPW results in stiffer behaviour (Figure 3): the wider slip surfaces mobilize more shear resistance, and the load is distributed to deeper soil. Figure 3a and b differ remarkably. If the load is at 84 mm from the SPW, the 60 mm geogrid is located fully in zone I. Nevertheless, the bearing capacity increases compared to the situation without geogrid. The load position has less influence for longer geogrids (Figure 3c and d). GEOGRID ANCHOR LENGTH Longer geogrids provide more resistance (Figure 4) which increases the bearing capacity of the entire system. The longest geogrid initially behaves stiffer than the shorter geogrids. Figure 16 GEO ART SEPTEMBER 2023 Figure 1 – Te s t s e t - u p . O. Detert Huesker SyntheticGermany J.H. van den BergHuesker SyntheticGermany D. Ko ̈nig Ruhr-Universita ̈t Bochum Germany J. TerwindtData Engineer at ScarpDENA, Sweden GEOGRID-ANCHORED SHEET PILE WALLS UNDER STRIP FOOTING SURCHARGE LOADING, SMALL-SCALE EXPERIMENTS B. WittekoekDeltares, DelftNetherlands A. BezuijenDeltares, DelftNetherlands S.J.M. van EekelenDeltares, DelftNetherlands Ta ble 1 –Properties Baskarp B15 sand. Parameter Value Parameter Value Relative density I D(%) 63-83 Dilatancy angle !triax (o)15.0 Median particle 0.137 Cohesion c(kPa) 0.6 diameter D50(mm) Coefficient of 1.6 Secant Young’s modulus 72.4 uniformity D60/D10(-) at confining pressure of 100 E50ref(MPa) Secant internal friction 37* Power in power law 0.54 angle "triaxsec (o)material stiffness m(-) Residual internal friction 34 Poisson ratio ν(-) 0.25 angle "triaxres (o) * Plane strain value of ( 11/9 • triaxial value =) 45 o. 4b shows a straight slip surface for all geogrids. Only for the longest geogrid of 180 mm (Test 45), the slip surface crosses the geogrid and a second curved slip surface develops. The initial straight slip surface is therefore not the critical one. The geogrid is ac tivated more efficiently, and the orientation of the slip surface at the intersection with the geogrid changes. The geo- grid is activated more ef ficiently, and the orien- tation of the slip surface at the intersection with the geogrid changes, like also found by Ziegler (2010). The slip surface therefore becomes lon- ger and curved. A SECOND GEOGRID ANCHOR Figure 5 compares 1 and 2 geogrids. The deforma- tions are equal up to a surcharge load of 3.0 kN/m. Above 4.0 kN/m, the SPW slides along the box bottom in both tests. This failure mode is triggered by the relatively high resistance of the geogrid anchor(s). For this higher surcharge load, the second geogrid limits the deformations when the vertical pressure on the geogrids (and therefore the soil-geogrid interface friction) inc- rease. This is in line with the 2D FEM calculations of Schoen et al. (2023), that showed that the geogrid anchor is more effective when installed at a lower level. Contrary to expectations, point Z settles more than point Y. The second geogrid increases this difference. Obviously, the geogrids limit the settlement of the soil above. Figure 6 shows how the second geogrid changes the slip surface: it becomes slightly wider, and therefore longer, as it circumvents the second geogrid. CONNECTION GEOGRID – SHEET PILE WALL In four tests, the geogrid was not connected to the SPW (Figure 7). From these tests we conclude that: –Connecting the geogrid increases the failure load. –Short non-connected geogrids ≤130 mm hardly contribute to the failure load. –Short connected geogrids ≤130 mm increase the failure load, although they are located in zones I and II only. So, zones I and II are only activated when the geogrid is connected to 17 GEO ART SEPTEMBER 2023 ABSTRACT Small-scale experiments on geogrid-anchored sheet pile walls (SPWs) under strip footing surcharge loading were conducted at the Deltares laboratory. The follo- wing was concluded from the experiments. Two slip surfaces develop, starting at the edges of the strip footing. They divide the soil behind the SPW into three zones. The paper analyses the contributions of each of these zones to the failure load of the structure. The location of the strip footing surcharge load, the geogrid length and the number of geogrid anchors all affect the failure load of the struc- ture. Furthermore, the slip surface reorients at the intersection with geogrids, and even very short geogrid anchors contribute to the total resistance. Figure 2 – Slip surfaces for a surcharge load of ~4 kN/m. Test 19. 1A: critical slip surface and 1B: secondary slip surface. The slip surfaces divide the soil in three zones: active zone II between zones I and III. Ta ble 2 –The test series. This paper gives results of the tests with bold-printed numbers. Duplicate tests are denoted by a forward sla sh. Te s t n u m b e r 12/ 13 14 /15 16/17/ 45 18/19 20/21 22 /23 28 30 31 41/ 42 43 /44 47 48 51 52 Number of geogrids 1 1 1 1 2 2 1 1 1 1 1 0 0 1 1 Length geogrids (mm) 110 110 180 180 180+110 180+110 60 60 60 180 110 - - 130 130 Connected to SPW? Yes Yes Yes Yes Yes Yes Yes Yes No No No - - No Yes Ver t i c a l d i s t a n ce 5 0 5 0 5 0 5 0 5 0 + 1 2 0 5 0 + 1 2 0 5 0 5 0 5 0 5 0 5 0 - - 5 0 5 0 top SPW-geogrid (mm) Horizontal distance 30 60 30 130 130 30 30 84 30 30 30 84 30 30 30 surcharge load-SPW (mm) Relative density fill (%) 67/71 73/74 68/74/76 74/73 71/64 74/78 81 78 68 75/76 69/76 75 71 67 65 Figure 3 – Influence of the location of the surcharge load (a) without geogrid (b) 60 mm geogrid (c) 110 mm geogrid and (d) 180 mm geogrid. 18 SEPTEMBER 2023 the SPW and the geogrid has moved down- wards with the soil in zone II. –Short geogrids ≤130 mm do not reinforce the soil, because the short non-connected geogrids do not provide more failure resistance than found in the situation without geogrid. –The increase in failure load due to connecting the geogrids ( ≤130 mm) indicates the presence of the ‘membrane effect’. This term refers to the capacity of the geogrid to be deformed, while absorbing forces that were initially per- pendicular to its surface. When the geogrid moves downwards with the soil in Zone II, tensile forces develop in the geogrid through which the geogrid transfers vertical soil pressures to zone I, the SPW, if connected, and zone III. –The 180 mm geogrid, even if not connected to the SPW, contributes to the total resistance. The failure load results from the pull-out resistance in zones I and III. –Connecting the 180 mm geogrid activates the rear part of the geogrid (zone III) more effectively and increases the failure load. However, the rear part contributes most to the total resistance at higher load levels while the geogrid is being pulled out by the sliding soil mass in zone II. –The total resistance of a connected geo- grid anchor consists of contributions of the membrane effect (zone I), frictional resistance (zone II) and pull-out resistance (zone III). Conclusions A series of small-scale tests of geogrid-anchored SPWs led to the following conclusions. Two slip surfaces, starting at the edges of the strip footing, divide the fill behind the SPW into three zones: the active zone II, zone I between SPW and active zone II. The paper analyses the contri- butions of each of these zones to failure. The location of the strip footing surcharge load, the length of the geogrids and the number of geogrid anchors affect the failure load of the structure. The slip surface at the intersection of the critical slip surface reorients with the geogrids, and even a very short geogrid anchor contributes to the total resistance. Acknowledgements The authors are grateful for the support of the TKI-PPS funding of the Dutch Ministry of Econo- mic Affairs, Deltares, Delft University of Techno- logy, GeoTec Solutions, Huesker BV, Huesker GmbH and Ruhr-Universität Bochum Germany. References – Schoen, M., König, D., Lavasan, A.A., Wicht- mann, T., Hölter, R., Wittekoek, B., van Eekelen, S.J.M., van Duijnen, P.G. & Detert, O. 2023. Numerical investigation of geogrid back-anchored sheet pile walls. In: proc. 12 ICG, Rome, Italy. –Stanier, S.A., Blaber, J., Take, W.A. and White, D.J. (2015). Improved image-based deforma- tion measurement for geotechnical applicati- ons. Canadian Geotechnical Journal. https://doi.org/ 10.1139/cgj-2015-0253 – van Duijnen, P.G., Detert, O., Lavasan, A.A., van den Berg, J., König, D., Hölger, R., van Eekelen, S.J.M. 2022. Geogrid-anchored sheet pile walls: first trial project. In: proc. Eurogeo7, Warsaw, Poland. – Wittekoek, B. 2020. Analysis of the behaviour of geogrid-anchored sheet pile walls. Small- scale experiments and 2D Plaxis analysis. MSc thesis TU Delft. https://repository.tudelft.nl/ islandora/o bject/ uuid% 3A94cf64cc-ff09-4f be-bde8-42d914 b3c7d0. – Wittekoek, B., van Eekelen, S.J.M., Terwindt, J., Korff, M., van Duijnen, P.G., Detert, O. and Bezuijen, A. 2022. Geogrid-anchored sheet pile walls; a small-scale experimental and numerical study. Geosynthetics International. https://doi.org/10.1680/jgein.22.00501 – Wittekoek, B., van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Terwindt, J., van Duijnen, P.G., Detert, O., van den Berg, J.H., and König, D., 2023. Geogrid-anchored sheet pile walls under strip footing surcharge loading, small-scale experi- ments. In: proc. 12ICG, Rome, Italy. – Ziegler, M. 2010. Investigation of the Confining Effect of Geogrid Reinforced Soil with Plane Strain Model Wall Tests. Aachen, Germany: Rheinische Westfälisc he Technische Hoch- schule Aachen (RWTH). ! Figure 6 – Slip planes for 1 or 2 geogrids. Figure 5 – Load-displacement behaviour for 1 or 2 geogrids. Surcharge load at 30 mm from the SPW. Tests 45 and 22: both have a 180 mm geogrid at the same position, Test 22 has a second geogrid (110 mm). Figure 7 – Difference between geogrids that are connected or not to the SPW. Figure 4 – Influence of the geogrid length. Surcharge load at 30 mm from the SPW. The background of the right-hand figure is Test 45 (180 mm geogrid). GEO ART

Jaargang 27, 2023 - nummer 2

Inleiding In het deltagebied van Nederland komen veel slappe grondlagen (veen en klei) voor, die gevoe- lig zijn voor bodemdaling. Bodemdaling draagt onder andere bij aan een verhoogde kwetsbaar- heid voor overstromingen, verminderde begaan- baarheid en vernatting van landbouw gronden, beschadigingen aan infrastructuur, pijpleidingen en gebouwen door differentiële bodemdaling en problemen met houten funderingen die boven het grondwater aanwezig zijn. Samen veroor- zaken al deze problemen een verhoging van de onderhoudskosten voor zowel waterkeringen als gebouwen en infrastructuur in Nederland. In het eerste artikel is ingegaan op bodemdaling in (veen)-weidegebieden. De belangrijkste processen die hier een rol spelen zijn: aerobe en anaerobe oxidatie, krimp (uitdroging) en zetting als gevolg van waterpeilverlagingen. Voor de voorspelling van zetting zijn theoretisch goed onderbouwde modellen beschikbaar. De bodem- daling als gevolg van aerobe oxidatie en krimp is empirisch gemodelleerd, waarbij voor veen geen onderscheid is gemaakt tussen beide processen. De modellen voor klei gaan ervan uit dat krimp de bepalende factor is, al dient vermeld te worden dat het merendeel van de modellen vergelijkbaar is met de modellen voor veen. Over het effect van anaerobe afbraak van het organisch materiaal in de bodem is minder bekend, waardoor voor de voorspelling van bodemdaling als gevolg van dit proces nog aannames gedaan moeten worden. Daarnaast wordt bodemdaling van bestaande ophogingen vaak uitgedrukt in een snelheid welke lineair afhankelijk is van de tijd. Uitgaande van de theoretische bestaande zettingsmodellen zou eerder een logaritmisch verband verwacht worden. In dit artikel is ingegaan op de verschillende processen die een rol spelen bij bodemdaling van bestaande ophogingen. Nagegaan is welke processen (mogelijk) nog een rol spelen naast zetting als gevolg van een belastingverhoging. Dit is voor twee situaties nagegaan, de N3 bij Dordrecht (weg op hooggelegen aardebaan) en een gedeelte van de Markermeerdijken (waterkering). Recente Ontwikkelingen Voor het verkrijgen van metingen kan de bodem- dalingskaart 2.0 worden geraadpleegd. Via deze website kan iedereen de door satellieten gemeten bodemdaling in Nederland bekijken en data exporteren. Het is een tool die gebruikt kan worden om een eerste inschatting te krijgen van de bodemdaling tussen 2016 en 2020. Hierbij wordt verondersteld dat de bodemdaling lineair met de tijd verloopt. Het is belangrijk om bij gebruik van deze kaart ook de randvoorwaarden van het gebruik te kennen. Voor satellieten is het lastig om bodemdaling te monitoren bij begroeide gebieden. De bodemdaling die de bodemdalingskaart 2.0 weergeeft in bijvoor- beeld (veen)-weidegebieden is daarom niet representatief voor de bodemdaling van bijvoor- beeld graslanden, omdat deze is gebaseerd op de bodemdaling van verharde (en vaak opgehoogde) oppervlakken in deze gebieden. Hiervoor dienen dus andere bronnen gebruikt te worden. Een andere belangrijk punt is dat de gebruiker op de hoogte moet zijn van de situatie in een bepaald gebied om de data goed te kunnen interpreteren. Een voorbeeld hiervan is een recent opgehoogde en aangelegde woonwijk. Ondanks de toepassing van voorbelastingen, is de daling sterker dan in de omliggende reeds bebouwde omgeving. 26 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Figuur 1 – De Markermeerdijk nabij Katwoude. Figuur 2 – Geanalyseerde projectloca- ties van de N3 nabij Dordrecht. F. (Rik) BisschopSenior Specialist Geotechniek Arcadis ZAKT N EDERLAND WERKELIJK ZO SNEL? DEEL 2 :BESTAANDE OPHOGINGEN S. (Sofie) E. ten BoschScientific Assistant, EPFL (vml. student TU Delft) 27 GEOTECHNIEK JUNI 2023 De bodemdaling is direct na het gereedkomen van de woonwijk het grootst omdat deze loga- ritmisch met de tijd verloopt. Door het loga- ritmische verloop zal de bodem-dalingssnelheid op termijn in deze woonwijk weer snel afnemen. Bodemdalingprocessen Opgehoogde Gebieden Bestaande ophogingen betreffen wegen, woon- wijken, industrieterreinen etc., maar waterkerin- gen vallen hier ook onder. Wegen, woonwijken en industrieterreinen zijn veelal aangelegd op een ophoging bestaande uit zand. Zand is een inert materiaal en zal geen bodemdaling vertonen door verval van organisch materiaal en/of krimp. Hierdoor wordt verwacht dat wanneer de oorspronkelijke ondergrond onder de grond- waterstand is weggedrukt door de ophoging, de bodemdaling volledig bepaald wordt door zetting als gevolg van het gewicht van de op- hoging. Theoretisch goed onderbouwde reken- modellen zijn hiervoor beschikbaar zoals het NEN-Bjerrum en het abc isotachen-model. Het Koppejan-model is in sommige gevallen minder goed bruikbaar, zeker in het geval van een voor- belasting. Echter, mogelijk kan ook bodemdaling optreden door anaerobe afbraak van organisch materiaal, een aspect dat vooralsnog wordt verwaarloosd. Bij waterkeringen kan dit anders liggen. Veel waterkeringen zijn in het verleden opgehoogd met lokaal beschikbare grond, veen en klei. Dit betekent dat de bodemdaling beïnvloed kan worden door aerobe en anaerobe afbraak van organisch materiaal, krimp en zetting van het dijklichaam zelf, dit laatste als gevolg van het eigen gewicht van het dijklichaam. Daarnaast zal het gewicht van het dijklichaam zetting veroorzaken van de ondergrond. De reeds opge- treden zetting zal over het algemeen zodanig zijn dat aerobe oxidatie en krimp van de natuurlijk aanwezige ondergrond niet zullen optreden. Voor twee situaties, een autoweg op een hoog gelegen aardebaan (N3 te Dordrecht) en water- kering Markermeerdijken is nagegaan wat het zettingsgedrag van beide objecten is geweest. Vo o r d e N 3 i s d a a r b i j n a g e g a a n i n h o ever re d e optredende bodemdaling alleen het effect is van kruip of dat er nog sprake is van andere bodemdalingsprocessen. Voor de waterkering bij de Markermeerdijken is nagegaan in hoeverre de verschillende bodemdalingsprocessen (theo- retisch) bijdragen aan de totale bodemdaling. N3 DORDRECHT Bodemdaling van de aardebaan van de N3 bij Dordrecht is geanalyseerd op basis van zettings- metingen op een drietal locaties, figuur 2. Deze data zijn gebaseerd op satellietmetingen. De totaal opgetreden zetting is ingeschat op basis van de oorspronkelijk maaiveldhoogte en de diepte waarop de ophoging tijdens het grond- onderzoek in 2017 is aangetroffen. De opgetreden zetting v oor de eerste satelliet metingen (1995) is verkregen door de totale zetting te corrigeren voor de gemeten zetting tijdens de satelliet observa- ties vanaf 1995. De bodemdaling voor één van de locaties is weergegeven in figuur 3. Hier is te zien dat de bodemdalingssnelheid, uitgedrukt in mm/jaar, afneemt als functie van de tijd. Vaak wordt voor de bodemdaling uitgegaan van een lineair verloop met de tijd, echter als in dit geval de bodemdaling uit-gezet wordt tegen de loga- ritme van de tijd, blijkt dat er een logaritmische verband bestaat tussen de bodemaling en de tijd vanaf het moment van aanleg van de N3. Gemeten bodemdaling Aan de hand van de huidige kennis over verschil- lende bodemdalingsprocessen, de situatie op deze locaties en de huidige modellen zijn de bodem-dalingsmetingen tussen 1995 en 2017 geanalyseerd. Het gedeelte van de N3 dat is bestudeerd is rond 1980 aangelegd en bestaat uit een ophoging van enkele meters zand. Uit de data is gebleken dat de samendrukbare natuurlijke grondlagen (veen en kleilagen) onder- tussen onder het grondwater zijn gedrukt. Oxida- tie en krimp zullen hierdoor geen bijdrage leveren aan de gemeten daling in de geëvalueerde tijdsperiode. Om het zettingsgedrag te simuleren zijn drie zettingsmodellen gebruikt (Koppejan, NEN-Bjerrum en abc-isotachen). Input van de berekening is gebaseerd op data van grond- SAMENVATTING Bodemdaling is tegenwoordig een veel besproken onderwerp binnen onder andere de geotechniek en speelt bij meerdere situaties in Nederland een rol. Vaak worden aannames gedaan om met deze component rekening te houden en wordt niet in detail gekeken naar specifieke situaties. In deze tweedelige serie is voor verschillende situaties gekeken naar de relevante processen van bodemdaling en is nagegaan hoe goed bodemdaling bepaald kan worden met de huidige rekenmodellen. Het eerste deel van deze artikelen is verschenen in de vorige editie van dit blad en beschrijft bodemdaling in veenweidegebieden. In dit tweede deel gaan wij in op het gedrag van bestaande infrastructuur aan de hand van twee situaties, de N3 bij Dordrecht (weg op hooggelegen aardebaan) en een gedeelte van de Markermeerdijken (waterkering). Figuur 3 – SkyGeo metingen aardebaan N3 Dordrecht tussen 1995 en 2017 met (a) lineaire en (b) logaritmische tijdschaal. 28 GEOTECHNIEK JUNI 2023 onderzoeken voor de aanleg van de N3 en de re- cent in het kader van de reconstructie van de N3 uitgevoerde grondonderzoeken. Gegevens van eventuele herasfalteringen of onderhouds- ophogingen waren niet beschikbaar. Deze zijn daarom niet meegenomen in de analyses. Op basis van deze onderzoeken is de totaal opgetre- den zetting berekend en in combinatie met de satelliet-data zijn de data gefit met de genoemde modellen. Een voorbeeld van de metingen en de fit met het abc-isotachen model voor één van de locaties is weergegeven in figuur 4. De metingen zijn met alle drie modellen goed te fitten. Analyse Op basis van de resultaten van laboratorium- onderzoek zijn voor de verschillende modellen de gemiddelde waarden afgeleid voor de zettings- para- meters. Voor alle modellen was een correc- tie nodig om de beste fit te vinden, deze fit- factoren lagen binnen een acceptabele range voor alle modellen. Bij de fits met het NEN- Bjerrum en abc-isotachen model lagen de fit-fac- toren voor de primaire samendrukbaarheid dicht- bij de 1. De grootte van de kruip moest bij het gebruik van beide modellen daarentegen flink gecorrigeerd worden, met een factor van 1,2 tot 1,6. Dit laatste laat zien dat de bijdrage van een andere dalingscomponent niet kan worden uitgesloten in deze situatie. Hoefsloot (2015) vond voor een vergelijkbare situatie in de Bloe- mendalerpolder ook een onderschatting van de kruipcomponent met alle drie genoemde zettingsmodellen. In deze studie werd belicht dat gasontwikkeling in de veenlaag misschien voor een additionele daling heeft gezorgd. De huidige beschikbare zettingsmodellen nemen dit effect niet mee. Over het algemeen kan geconcludeerd worden dat zetting als gevolg van een belasting de belangrijkste component is voor deze situaties, maar dat een bijdrage van een andere component aan de totale bodemdaling niet kan worden uitgesloten. Waterkering Markermeerdijken De geanalyseerde locaties van de Markermeer- dijken betreffen groene dijken begroeid met gras. Satellietmetingen zijn daardoor niet bruikbaar. De opgetreden bodemdaling van de kering is bepaald op basis van ontwerphoogtes vanaf 1890 en tussentijdse hoogtemetingen tot 2010. Figuur 5 geeft de twee locaties die zijn geanalyseerd. De eerst bekende hoogte was de ontwerphoogte van de kruin in 1890. In 1890 is op deze locaties de bestaande waterkering opgehoogd met een laag “teelklei”. Verder is het uitgangspunt van de analyse geweest dat er daarna niet of nauwelijks is opgehoogd. Een ander uitgangspunt is dat de grondlagen die al aanwezig waren in 1890 stabiel zijn waarbij ze niet meer vatbaar zijn voor krimp en oxidatie. Bij de beoordeling van de metingen is rekening gehouden met tussentijdse waterpeilwijzigingen in de polder de Zeevang. Modellering De grondopbouw ter plaatse van de waterkering op locatie 1 en 2 is vergelijkbaar. Uit grondonder- zoek uitgevoerd in 1918 blijkt dat de waterkering is opgebouwd uit voornamelijk klei op een veen- ondergrond (6). Bij de modellering van de bodem- daling is rekening gehouden met de volgende bodemdalingsprocessen: –krimp dijklichaam en zetting dijklichaam als gevolg van de belasting van het eigen gewicht; –oxidatie van de veenondergrond boven de grondwaterstand; – zetting ondergrond als gevolg van het gewicht van het dijklichaam; –anaerobe afbraak van organisch materiaal van de natuurlijke ondergrond. Bij de analyse van de zetting als gevolg van het eigen gewicht van het dijklichaam is alleen Figuur 5 – Geanalyseerde projectlocaties van de Markermeerdijken bij Hoorn. Figuur 4 – Fit van de bodemdalingsmetingen met het abc isotachen model N3 (a) complete fit (b) ingezoomd op het deel met de satellietmetin gen. Figuur 6 – Grondopbouw uit archeologische documenten voor een van de projectlocaties. 29 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Figuur 7 – Vergelijking van met de gemeten bodemdaling van de kruin van de dijk met de modelresultaten. Het model is gebaseerd op de genoemde aerobe en anaerobe modellen met zowel het Koppejan model (links) als het NEN-Bjerrum model (rechts). Figuur 8 – Bijdragen van verschillende bodemdalings- componenten over de tijd als percentages voor de kruin van de Markermeerdijk, voor de genoemde aerobe en anaerobe modellen met zowel het Koppejan model (links) als het NEN-Bjerrum model (rechts). rekening gehouden met kruip. De vraag is of consolidatie optreedt in niet volledig verzadigde klei. Voor de anaerobe afbraak is ervan uitgegaan dat deze alleen optreedt tussen de grondwater- stand en de GLG, welke is gedefinieerd als het laagwaterniveau van het Markermeer voor de aanleg van de Afsluitdijk. Voor de zetting van de ondergrond en het aangebrachte dijkmateriaal zijn zowel het Koppejan- als het NEN-Bjerrum model gebruikt. Bodemdaling als gevolg van oxidatie en krimp voor organisch materiaal is berekend met het model van Fokker et al. (2019): (vergelijking 1) De laag “teelklei” is hierbij gemodelleerd als een organische klei met een V oxvan 0,015 m/m/jaar en !r,ox van 0,478. Hierbij is ervan uitgegaan dat op deze wijze zowel krimp als oxidatie van de op- gebrachte kleilaag zijn meegenomen. Ook is ervan uitgegaan dat zetting optreedt als gevolg van de verhoging van de belasting door het aan- brengen van de “teelklei”. Voor het analyseren van de zetting van het reeds aanwezig dijk- lichaam en de ondergrond zijn zowel het Koppe- jan- als het NEN-Bjerrum model gebruikt. De grondparameters zijn gebaseerd op hetgeen door de Alliantie Markermeerdijken (2018) is vastgesteld. Voor locatie 1 is met de bovengenoemde aan- names de bodemdaling van de waterkering doorgerekend, waarbij om voor het NEN-Bjerrum model een betere fit te krijgen gebruik is ge- maakt van de kruipfactoren conform Fokker (2019), C "veen: 0,0091 in plaats van de waarde van 0,024 op basis van grondonderzoeks- gegevens van de Alliantie Markermeerdijken. Deze aanpassing is gedaan omdat met deze aangepaste waarde een betere fit is gevonden. Figuur 7 geeft de beste fit voor het model waar- bij gebruik is gemaakt van het Koppejan en het NEN-Bjerrum model. De tweede locatie die geanalyseerd is geeft een vergelijkbaar resultaat. Analyse Bij gebruik van het Koppejan-model is de bijdrage van de oxidatie en krimp van de veenondergrond en het in 1890 aangebrachte dijkmateriaal het grootst. In 2020 zou de bodemdaling voor ca. 70% gedomineerd worden door krimp en oxidatie en voor 20% door zetting (voornamelijk kruip) als gevolg van het gewicht van het aan- gebrachte dijkmateriaal. Andere processen die een beperkte bijdragen geven zijn anaerobe afbraak van organisch materiaal en de zetting als gevolg van het eigen gewicht van het aan- gebrachte dijkmateriaal. De berekeningen waar- bij het NEN-Bjerrum model is gebruikt geven aan dat de bijdragen van oxidatie en krimp, en zetting als gevolg van het gewicht van het aangebrachte dijkmateriaal ongeveer gelijk zouden moeten zijn. De andere bijdragen zijn verwaarloosbaar. Dit wordt veroorzaakt doordat bij gebruik van het NEN-Bjerrum model de zetting in eerste instantie zeer snel verloopt, waardoor het gedeelte van de ondergrond dat gevoelig is voor anaerobe afbraak van organisch materiaal snel onder de GLG zakt. Conclusies Bodemdaling is op dit moment een actueel onder- werp in Nederland. Door de problematiek rondom bodemdaling en het interdisciplinaire karakter van het proces (bijvoorbeeld vanwege de relatie met de uitstoot van broeikasgassen) is er op dit moment veel aandacht voor onder- zoeken naar diverse componenten van bodem- daling. Voor de toekomst zou het goed zijn als de resultaten van deze studies ook verwerkt kunnen worden in de bodemdalingsrekenmodellen die op dit moment beschikbaar zijn. Geotechnici kunnen dan de bodemdaling beter inschatten dan alleen op basis van de bodemdalingskaart of satellietdata. Voorbeelden van verbeteringen die 30 GEOTECHNIEK JUNI 2023 geïmplementeerd kunnen worden in de toekomst zijn het meenemen van de wisselwerking tussen verschillende dalingscomponenten en de invloed van anaerobe afbraak van organisch materiaal. In bebouwd gebied is zetting als gevolg van een belasting (aanbrengen zand en/of grond) de voor- naamste reden voor bodemdaling. Hiervoor zijn verschillende zettingsmodellen beschikbaar. Uit de analyse van de N3 volgt dat met alle zettings- modellen een inschatting kan worden gemaakt van de bodemdaling op de lange termijn. Echter, een kleine onderschatting van kruip op de lange termijn laat zien dat de invloed van een ander proces, wanneer alle slappe grondlagen (klei en veen) onder het grondwater zijn gedrukt, niet kan worden uitgesloten. Mogelijk speelt anaerobe degradatie van organisch materialen/of gas- ontwikkeling hier een rol. De vraag is of deze processen impliciet verwerkt zitten in de kruip- parameter welke volgt uit lab-proeven, of dat de tijdsduur van deze proeven niet lang genoeg is om deze processen meetbaar te maken. Het voorspellen van bodemdaling bij waterkerin- gen, zeker waterkeringen waarbij het dijkmateri- aal bestaat uit (organische) klei of veen, is complexer omdat meerdere bodemdalings- processen een rol spelen. Het is de vraag hoe de bestaande empirische modellen voor krimp of oxidatie in deze situatie het beste toegepast kun- nen worden, aangezien beide processen in de praktijk in meer of mindere mate gelijktijdig zullen optreden. Ook is er niet veel literatuur beschikbaar over de wisselwerking tussen zetting als gevolg van een belastingverhoging of het eigen gewicht en krimp en oxidatie. Zain (2019) heeft gekeken naar de invloed van oxidatie op het zettingsgedrag, maar dit is een van de weinige studies op dit onderwerp. Dit bemoei- lijkt het voorspellen van de bodemdaling van bestaande klei- en/of veendijken, waar beide componenten een belangrijke rol spelen. Autonome bodemdaling wordt tot op heden soms wel, maar meestal niet, meegenomen bij het opstellen van restzettingseisen bij bouw- projecten. Als bodemdaling meegenomen dient te worden, dan wordt deze meestal uitgedrukt in mm/jaar. Op basis van dit artikel en het eerste artikel “Zakt Nederland werkelijk zo snel – Deel 1: het veenweidegebied” blijkt dat dit niet juist is bij gelijkblijvende omstandigheden (belastingen, waterstanden). De bodemdalings- snelheid neemt in dit geval af met de tijd en vertoont een logaritmisch verband. Daarnaast dient rekening te worden gehouden dat de relevante mechanismen die de huidige autonome bodemdaling in een gebied bepalen, niet meer of minder relevant zullen zijn wanneer het gebied bebouwd (opgehoogd) wordt. Andere mecha- nismen gaan dan een rol spelen, waardoor de grootte van de autonome bodemdaling en de mate waarin achterliggende processen hieraan bijdragen, verandert. Graag willen wij Rijkswaterstaat en Alliantie Markermeerdijken bedanken voor het gebruik van de data in dit onderzoek. Bronnen –Alliantie Markermeerdijken (2018) Ontwerp- basis zetting do. AMMD-003443 – Fokker, P. A., Gunnink, J. L., Koster, K., &de Lange, G. (2019) Disentangling and parameteri- zing shallow sources of subsidence: Application to a reclaimed coastal area, Flevoland, the Netherlands. Journal of Geo-physical Research: Earth Surface, 124(5),1099-1117 – Hoefsloot, F. J. M. (2015) Evaluation Settle- ment Models Test Embankments Bloemendaler- polder GeoImpuls Program, Geotechnical Safety and Risk. pp628-633, IOS Press. – Zain, N. 2019. Effect of oxidation on the c ompression behaviour of organic soils. PhD Thesis, Delft University of Technology. https://tinyurl.com/437pv9ea. ! Inleiding De stabiliteit van een onderwater talud dat voor een groot gedeelte uit fijn tot matig grof zand bestaat kan bedreigd worden door een zettings- vloeiing. “Zettingsvloeiing” is een term die werd geïntroduceerd door Terzaghi ter verklaring van de oevervallen zoals waargenomen in Zeeland [Mastbergen e.a. 2019]. Lang is gedacht dat statisch verweken van zand cruciaal zou zijn voor het optreden van een zettingsvloeiing. Ervaring bij baggeren heeft echter geleerd dat ook bij vastgepakt zand een vloeiing kan optreden, dankzij het breserosieproces ofwel “bressen”. Sindsdien wordt aangenomen dat twee mecha- nismen een rol kunnen spelen: statisch verweken en bressen [De Groot e.a., 2007, 2009]. In dit artikel wordt de rol van beide besproken, waarbij de nadruk ligt op die van verweken. Daarbij gaat het niet alleen om de rol bij het ontstaan van een vloeiing, maar vooral ook bij de ontwikkeling ervan. Immers, het resulterende risico van een zettingsvloeiing hangt niet alleen af van de kans op het ontstaan van zo’n vloeiing, maar vooral ook van de afstand waarover de vloeiing zich vervolgens ontwikkelt. Het ant- woord op de vraag naar de rol van verweken vereist, naast inzicht in het ontstaan van verwe- ken, inzicht in hoe de zandkorrels vervolgens verplaatsen, ofwel hoe het zand vloeit nadat het eenmaal verweekt is. Naar het ontstaan van verweken is veel onder- zoek uitgevoerd, vooral met behulp van triaxiaal- proeven en andere elementproeven [Jefferies & Been 2016], maar ook met grootschalig labora- toriumonderzoek, zoals proeven in de Delftse GeoTank [De Jager 2018 en Maghsoudloo e.a. 2021] en de hieronder besproken experimenten. De meeste onderzoeksresultaten lijken er op te wijzen dat statisch verweken alleen ontstaat in een onderwater talud als de pakking zeer los is. Over het vloeien van verweekt zand is veel minder bekend. Wereldwijd is daar nauwelijks onderzoek naar gedaan. In Nederland zijn echter enige unieke experimenten uitgevoerd die ons in staat stellen het vloeiproces globaal te beschrijven. Dit wordt gedaan in het eerste deel van dit artikel. Op basis daarvan en op basis van de kennis van de fysica van het breserosieproces, wordt de ontwikkeling van een zettingsvloeiing besproken in het tweede deel. Daarbij wordt onderscheid gemaakt tussen een zuivere ver- wekingsvloeiing, een zuivere bresvloeiing en een “hybride” vloeiing waarbij beide mechanismen van belang zijn. Het vervormen en vloeien van een verweekt pakket zand PROEVEN WATER-GRONDGOOT 1988 Om het proces van het opspuiten van zand- dammen in water te bestuderen zijn eind jaren 80 proeven uitgevoerd waarbij een 0,5 m breed dammetje tussen twee gootwanden werd opgebouwd (figuur 1). Eén van de wanden bestond uit glazen panelen. Waterspanningen en dichtheden werden op meerdere plaatsen in het zandpakket gemeten. De opbouw leidde tot een onderwater zandpakket met zeer lage pak- kingsdichtheid, waarin af en toe een verwekings- vloeiing optrad [Bezuijen & Mastbergen 1988]. Bij de start van elke vloeiing trad plotseling wateroverspanning op in een groot gedeelte van het zandlichaam. De wateroverspanning groeide in een fractie van een seconde tot praktisch 100% (korrelspanning nul). Daarna begonnen twee processen op te treden (figuur 2): A. Geleidelijke vermindering van de dikte van het verweekte pakket, waarbij de ondergrens ge- leidelijk naar boven kroop. Op die grens trad hersedimentatie op van de van elkaar losge- raakte zandkorrels, resulterend in een iets dichtere pakking en een opwaartse stroming van water die de verweking boven die grens in stand hield en ertoe leidde dat aan het talud- oppervlak korrels los werden gemaakt uit het skelet. Na orde 100s was de verweekte zone verdwenen. Voor dit proces is een model afge- leid waarmee de snelheid van hersedimentatie redelijk goed is te berekenen. B. Vloeiing van zand op twee manieren: B1 Snelle stroming van zandkorrels losgeraakt uit het korrelskelet, over het taludoppervlak B2 Forse maar relatief langzame schuifvervor- ming van het gedeelte van het zandpakket in de buurt van het onderwatertalud bij een ver- waarloosbare schuifvervorming in de onderste helft van het verweekte zand. PROEVEN GROTE STROOMGOOT EN TUSSENPADGOOT 1972-1975 Begin jaren 70 zijn talloze proeven uitgevoerd bij 18 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Figuur 1 – Proeven in Water-Grondgoot voor opbouwen zanddam in water. ir.D.R. MastbergenDeltares ir.M.B. de GrootDeltares (gepensioneerd) ROL STATISCH VERWEKEN BIJ ONTWIKKELING ZETTINGSVLOEIINGEN Figuur 2 – Voorbeeld van een ver w ekingsvloeiing bij proeven Water-Grondgoot. dr.G.A. van den HamIngenieursbureau Gemeente Amsterdam dr.J.H. van den BergGeowetenschappenUniversiteit Utrecht het toenmalige Waterloopkundig Laboratorium om inzicht te krijgen in het proces van verwe- kingsvloeiingen [De Groot e.a. 2018]. Bij elke proef werd zand aangebracht in ongeveer de helft van een met water gevulde goot, waarbij ge- poogd werd de pakking zo los mogelijk te maken. Met een beweegbare klep of onderdruk werd er voor gezorgd dat het talud halverwege de goot steiler was dan het natuurlijk talud. Het wegtrek- ken van de klep of het opheffen van de onderdruk leidde tot instabiliteit van het talud. Bij veel proe- ven trad daarbij statisch verweken op in een deel van het zandlichaam grenzend aan het talud. Het verweken breidde zich vervolgens uit, tegelijk met het terugschrijden van het instabiliteits- front (figuur 3). De snelheid van terugschrijden varieerde van 0,1 – 0,5 m/s. Het bleek dat bovengenoemde processen A en B ook hier optraden. Bij de in figuur 4 geschetste proef gaven kleurschermen de schuifvervorming (B2) aan. Die bleek slechts een kleine bijdrage te leveren aan de zandverplaatsing. Verreweg de grootste bijdrage kwam van snelle stroming van zandkorrels over het taludoppervlak (B1). Die grote bijdrage hing vermoedelijk samen met de eroderende werking van die stroming die zorgde voor een toename van het korreldebiet hellingafwaarts. Uit de proefresultaten is voor de debieten van deze snelle stroming van zandkorrels een verkennend rekenmodel afgeleid. Aangezien de proeven bij verschillende schalen zijn gedaan, waaronder een vrij grote, kan extrapolatie een redelijke indruk geven van de orde van grootte van de debieten die kunnen optreden op de schaal van zettingsvloeiingen in de natuur. PRINCIPEPROEVEN STEENBESTORTING OP LOSGEPAKT ZAND 2014 Om het beoogde stabiliserende effect van een steenbekleding op een talud van zeer losgepakt zand te bestuderen zijn kleinschalige proeven in een goot uitgevoerd [Mastbergen 2014]. Analyse van enkele van deze proeven [De Groot 2017] toont aan dat de aanwezigheid van een talud- bekleding een grote invloed heeft op de manier waarop zand vloeit. Vergelijk de linkerdelen van de figuren 5 en 6. In de rechterdelen zijn de optredende wateroverspanningen (blauw) geschetst en de wateroverspanningen die kritiek zijn voor de afschuifstabiliteit (rood). In het geval zonder bekleding vloeit het zand op de manieren B1 en B2. In het geval met bekleding komt er geen snelle stroming van zandkorrels (B1) op gang en vindt de schuifvervorming van het korrelskelet niet op manier B2 plaats, maar op een manier die hier met B3 wordt aangeduid: concentratie van de schuifvervorming dicht boven de ondergrens van het verweekte zand- pakket in een glijvlak. PROEVEN IN DE GEOTANK 2021 Met de ontwikkeling van de GeoTank [De Jager 19 GEOTECHNIEK JUNI 2023 SAMENVATTING Bij een zettingsvloeiing kunnen twee mechanismen een rol spelen: statisch verweken en bressen. Als eenmaal verweken optreedt is de manier waarop het zand vervolgens gaat vloeien van groot belang. Dit vloeien wordt in dit artikel beschreven aan de hand van een aantal goed gedocumenteerde experimenten. De invloed ervan op de ontwikkeling van een zettingsvloeiing wordt besproken met speciale aandacht voor de rol van het mechanisme bressen. Drie soorten vloeiing kunnen worden onderscheiden: een zuivere verwekingsvloeiing, een zuivere bresvloeiing en een “hybride” vloeiing waarbij beide mechanismen een significante rol spelen. Een en ander resulteert in een aantal bevindingen, die aanleiding kunnen geven de huidige adviespraktijk opnieuw tegen het licht te houden. Figuur 3 – Te r u g s c h r i j d e n d e v e r w e k i n g b i j p r o e v e n i n Grote Stroomgoot en Tussenpadgoot. Figuur 4 – Waargenomen verandering zandoppervlak en vervorming van kleurschermen bij verwekingsvloeiing in Tussenpadgoot Figuur 5 – Links: Verplaatsing zandkorrels in en over onbekleed taludopper- vlak tijdens verweking. Rechts: Instabiliteit door wateroverspanning. Figuur 6 – Links: Verplaatsing zandkorrels onder bekleed taludoppervlak tijdens verweking. Rechts: Instabiliteit door wateroverspanning. 2018] heeft de Universiteit van Delft er een waardevol instrument bij gekregen om verweken en vloeien van zand te bestuderen. Een recente, uitgebreide serie proeven [Maghsoudloo e.a. 2021] laat goed zien hoe het proces van verweken en vloeien op gang kan komen in een onderwater zandlaag met gecontroleerde pakkingsdichtheid nadat die belast is door het kantelen van de tank. Bij een bepaalde kantelhoek treedt verweken op. Die manifesteert zich binnen één tot enkele seconden in het hele zandpakket. Al snel daarna is aan het zandoppervlak en met versnellings- meters te zien dat de zandmassa gaat vloeien. De stabiele eindsituatie wordt na enkele secon- den bereikt. Het lijkt er op dat hier sprake is van vloeiingstype B2, sterke schuifvervorming, die relatief lang- zaam is in vergelijking met de zandkorrelsnel- heden die vloeiingstype B1 in andere proeven vertoont. Helaas is de grootte en de snelheid van die schuifvervorming als functie van tijd en plaats niet af te leiden uit de gepubliceerde gegevens. Mogelijk kan een nadere analyse daar meer licht werpen. Zettingsvloeiingen ZUIVERE VERWEKINGSVLOEIING Zuivere verwekingsvloeiingen kunnen optreden in een onderwaterzandtalud als de pakking zeer los is. Kunstmatig onder water opgebouwde zandlichamen voldoen relatief vaak aan deze voorwaarde. Markante voorbeelden zijn de zanddammen die midden jaren 80 voor de com- partimentering van de Oosterschelde werden aangelegd (figuur 7). Karakteristieken van de onderwaterprocessen tijdens een verwekings- vloeiing werden via metingen bepaald tijdens de opbouw van één van die dammen [De Groot e.a. 1987]. Een ander goed gedocumenteerd voor- beeld betreft de opbouw van een zandlichaam in de Beaufort Sea waarbij waarschijnlijk verwe kings- vloeiingen optraden [Sladen e.a. 1985]. De manier van vloeien wordt gekarakteriseerd door de processen die in de hierboven besproken proeven zijn beschreven. Er is een verkennend rekenmodel waarmee deze processen bij benade- ring gekwantificeerd kunnen worden [De Groot e.a. 2018]. ZUIVERE BRESVLOEIING Een bresvloeiing [De Groot e.a. 2009] kan optreden als een steil gedeelte in het onder- watertalud instabiel wordt en begint terug te schrijden (figuur 8). In de bres (figuur 9) spelen twee processen een rol: 1. Het terugschrijden van de brestop zolang de taludhelling daar steiler is dan het natuurlijk talud. Die steilheid is in vastgepakt zand tijdelijk mogelijk doordat water van buiten toe- stroomt richting het achterliggende korrelske- let op het moment dat daar schuifvervorming en dilatante volumetoename optreden onder invloed van de nadering van de brestop. Het dilatante gedrag eindigt als de zandkorrels loskomen van het talud en langs het steile taludgedeelte naar beneden vallen. 2. Erosie onder de brestop doordat de losgeko- men zandkorrels zich mengen met water tot een turbulent zand-watermengsel dat een dichtheidsstroom over het talud vormt, daarbij erosie veroorzaakt en extra zandkorrels in zich opneemt. Dat leidt hellingafwaarts tot een toename van korreldebiet, stroomsnelheid en erosie. Die toename stopt waar het talud zo flauw is dat de erosie gecompenseerd wordt door sedi- mentatie vanuit het mengsel. Daar kan gesproken worden van een evenwichtszone. Waar het talud nog flauwer is, neemt de snelheid sterk af, treedt veelal een mengselsprong op en zorgt sedimen- tatie van de zandkorrels voor het omhoogkomen van het taludoppervlak (sedimentatiezone). Dit proces is vergelijkbaar met dat bij terugschrij- dend verweken. Vergelijk figuur 9 met figuur 3. Kwantitatief zijn er echter grote verschillen: –de brestop is veel steiler, –de snelheid van terugschrijden is veel kleiner (orde mm/s in plaats van orde 0,1 m/s), –het korreldebiet is veel kleiner, –de duur van de vloeiing is veel groter (orde uren in plaats van orde minuten). Mogelijk treden in de natuur geregeld bres- vloeiingen op, maar blijven die beperkt in omvang (en daardoor onopgemerkt) doordat de talud- hellingen onder en boven de initiële bres te flauw zijn waardoor die bres onvoldoende kan groeien en het proces zich niet tot in de oever voortzet. Bereikt die bres echter een kritieke grootte, dan is het debiet van de dichtheidsstroom aan de teen van de bres zo groot dat daar sprake blijft van netto erosie ook als de taludhelling daar relatief flauw is. Dan kan de vloeiing explosief groeien en resulteren in een grote inscharings- lengte (figuur 8). Dit is ettelijke malen waargeno- men in Nederlandse zand-winputten, ook waar het zand een vaste pakking had. Beoordeling van de vraag of explosieve groei kan optreden kan gedaan worden met behulp van kwantitatieve beschrijvingen van de stroming van het zand-watermengsel en de erosie van het zandige onderwatertalud [Mastbergen & Van den Berg 2003 en Alhaddad e.a. 2020]. Helaas is er nog veel onzekerheid over de eroderende werking juist bij de relevante hoge mengsel- stroomsnelheden. Het zou goed kunnen zijn dat de erosie bij vaster gepakt zand significant kleiner is omdat zandkorrels moeizamer los- komen uit het korrelskelet als gevolg van dilatan- tie [van Rhee 2015]. Dat zou kunnen verklaren waarom zettingsvloeiingen vooral in matig tot losgepakt fijn zand optreden. HYBRIDE VLOEIING MET VERWEKEN EN BRESSEN In de natuur kan zand onder een zeer losse pak- king worden afgezet, waarschijnlijk over een hoogte van een aantal meters. Meestal betreft het slechts een gedeelte van een veel hoger (dieper) onderwater talud. In dat geval kunnen ontstaan en ontwikkeling van een zettingsvloei- ing op een andere wijze beïnvloed worden door de pakkingsdichtheid. Er kan dan een ‘hybride’ vloeiing ontstaan: een combinatie van verwe- kingsvloeiing en bresvloeiing. Daarbij treedt verweken op in het gedeelte met zeer losse pakking en zorgt het loskomende zand-water- mengsel voor een zodanige erosie van het onder- liggende talud dat een explosief groeiende bresvloeiing ontstaat. 20 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Figuur 7 – Zuivere verwekingsvloeiing tijdens opbouw zanddam voor compartimentering Oosterschelde. Figuur 8 – Zuivere bresvloeiing (met als voorbeeld ingevoegde foto van een actieve strandval). Een voorbeeld daarvan is mogelijk de grote zettingsvloeiing die op 22 juli 2014 is waargeno- men in de Plaat van Walsoorden (Westerschelde). Die vloeiing was veel groter dan de vloeiingen die ruim een maand later kunstmatig zijn opgewekt in het aangrenzende talud tijdens het “Validatie- experiment zettingsvloeiing” voor de Stichting FloodControl IJkdijk [Van den Ham e.a. 2015]. De grote vloeiing is samen met de kunstmatig opgewekte vloeiingen geanalyseerd met een nieuw ontwikkeld eenvoudig rekenmodel [Van den Ham e.a. 2023]. Bevindingen In dit artikel is een beschrijving gegeven van het vloeien van verweekt zand en de invloed ervan op de ontwikkeling van een zettingsvloei- ing. De beschrijving is gebaseerd op een aantal goed gedocum enteerde proeven in goten en waarnemingen in de natuur, waarvan hier enige relevante delen globaal zijn beschre- ven. Dit resulteert in de volgende bevindingen: 1. Waarschijnlijk ontstaat statisch ver weken in een onderwater talud doorgaans alleen in een zandpakket met een zeer losse pakking. 2. Dat ver weken treedt op in een fractie van een seconde. Zodra dit heeft plaatsgevonden, start een proces van hersedimentatie waarbij de dikte van het verweekte pakket geleidelijk af- neemt en water door dit pakket naar boven, richting het taludoppervlak stroomt. 3. Het verweekte zand kan op verschillende manieren vloeien: –snelle stroming van losse korrels over het taludoppervlak –relatief langzame schuifvervorming in de bovenste lagen van het zandpakket –schuifvervorming gecon centreerd in een soort glijvlak. 4. Bij verweken van een onderwaterzandtalud zonder bekleding treden de eerste en tweede manier van vloeien op, waarbij de eerste domi- neert. Het vloeiingsproces gaat veelal gepaard met terugschrijding van een instabiliteitsfront en kan tientallen minuten duren. 5. De derde manier van vloeien kan optreden onder een taludbekleding als daar verweken optreedt, maar ook in andere situaties, zoals bij een kunstmatig in water opgebouwd zand- lichaam met, grenzend aan het onderwater talud, een relatief steil en hoog bovenwater- gedeelte, dat zorgt voor hoge spanningen in het zeer losgepakte onderwater gedeelte. 6. In de natuur lijken drie soorten zettingsvloeiin- gen te kunnen optreden: een zuivere verwe- kingsvloeiing, een zuivere bresvloeiing en een “hybride” vloeiing. 7. O f z u i v e r e v e r w e k i n g s v l o e i i n g e n g e r e g e l d optreden in natuurlijke taluds is onduidelijk. Zettingsvloeiingen lijken daar doorgaans zui- vere bresvloeiingen of hybride vloeiingen. Aanbevelingen Uit deze bevindingen zijn de volgende aanbeve- lingen afgeleid: I. Meer aandacht in de adviespraktijk voor de rol van bressen en het vloeiproces na verweken, naast de gebruikelijk aandacht voor het ont- staan van verweken. II. Hernieuwde analyse van een aantal goed gedocumenteerde Zeeuwse vloeiingen [Mast- bergen 2011] met de modellen voor globale kwantificering van vloeien van verweekt zand en bressen. Het verkregen inzicht kan behulp- zaam zijn bij de beoordeling van de kans op soortgelijke vloeiingen elders. III. Verbetering van het verkennend rekenmodel voor verwekingsvloeiingen en het model voor erosie bij hoge mengselstroomsnelheden tijdens bresvloeiingen. Referenties – Alhaddad S, De Wit L, Labeur RJ & Uijttewaal W (2020). Modeling of Breaching-Generated Turbidity currents Us ing Large Ed dy Simulation. Journal of Marine Science and Engineering. https://doi.org/10.3390/jmse8090728. –Bezuijen A & Mastbergen DR (1988). On the construction of sand-fill dams – Part 2: soil mechanical aspects. Modelling Soil-Water-Struc- ture Interactions, (eds. Kolkman e.a.), Balkema, Rotterdam, 363-371. –De Groot MB, Silvis F, Van Rossum H & Koster MJ (1987). Liquefied sand flowing over a gentle slope, IXth European Conference on Soil Mecha- nics and Foundation. Engineering, Hanrahan et al (eds), Balkema, Rotterdam, Vol2, 595 - 598. – De Groot MB, Stoutjesdijk TP, Meijers P & Schweckendiek T (2007). Verwekingsvloeiing in zand, Geotechniek, oktober 2007, 54 – 59. – De Groot MB, Van der Ruyt M, Mastbergen DR & Van den Ham GA (2009). Bresvloeiing in zand, Geotechniek, juli 2009, 34 – 39. – De Groot MB (2017). Analyse karakter vloeien van verweekt zand. Deltares, 11200811-000- GEO-0002 – De Groot MB, Lindenberg J, Mastbergen DR & Van den Ham GA (2018). Liquefaction flow slides in large flumes. International Journal of Physical Modelling in Geotechnics. https://doi.org/10. 1680jphmg.16.00026 . –De Jager RR (2018). Assessing Liquefaction Flow Slides: Beyond Empiricism. Dissertation Delft University of Technology. https://doi.org/10.4233/ uuid:51df13ed-6ba0- 49ba-99d7-1c14f8fd022e – Jefferies M & Been K (2016). Soil liquefaction, a critical state approach, 2nd edition. Taylor and Francis, London/New York – Maghsoudloo A, Askarinejad A, De Jager RR, Molenkamp F & Hicks MA (2021). Large-scale physical modelling of static liquefaction in gentle submarine slopes. Landslides 18, 3315 - 3335 – Mastbergen DR & Van den Berg JH (2003). Bre- aching in fine sands and the generation of sustained turbidity currents in submarine ca- nyons. Sedimentology, Nr 50, 635-637. – Mastbergen DR (2011). Herevaluatie oeverval- len Zeeland. Deltares, 1204202-019-GEO-0001 – Mastbergen DR (2014). Principeproeven steen- bestorting op losgepakt zand; bijlage C bij Onderbouwing hellingcriteria ontgrondings- kuilen Oosterschelde, Stoutjesdijk T, Deltares, 1207858-000 – Mastbergen DR, Beinssen K & Nédélec Y (2019). Watching the Beach Steadily Disappearing: The Evolution of Understanding of Retrogressive Breach Failures. Journal of Marine Science and Engineering. https://doi.org/ 10.3390 jmse7100368 – Sladen JA, D’Hollander RD, Krahn J & Mitchell DE (1985). Back analysis of the Nerlerk berm liquefaction slides. Canadian Geotechnical Journal, 22, pp 579-588 – Van den Ham GA, Mastbergen DR, Koelewijn AR, Ter Brake CKE & Zomer WS (2015). Eind- rapport Validatie-experiment zettingsvloeiing, Meten aan zettingsvloeiing. STOWA/FloodCon- trol IJkdijk, Amersfoort, ISBN 978.90.5773.672.8 – Van den Ham GA, De Groot MB, Mastbergen DR & Van den Berg JH (2023). Breaching and lique- faction in subaqueous retrogressive flow slides. Canadian Geotechnical Journal, Nr 60, 70-85. https://doi.org/10.1139/cgj-2021-0282. – Van Rhee C (2015). Slope failure by unstable breaching. Proceedings Institution Civil Engi- neers - Maritime Engineering. Thomas Telford, London, 2015, Vol 168, 84-92. ! Figuur 9 – Zuivere bresvloeiing: situatie op t 2 van figuur 8. 21 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Inleiding Geotextiel wordt in Nederland veel gebruikt als filterlaag onder steenbekledingen. Dit geotextiel zorgt dat het onderliggende materiaal niet kan uitspoelen. Afdekken met een steenbestorting (waterbouwstenen) zorgt voor ballast op het geotextiel. Echter, als het geotextiel (onbedoeld) bloot komt te liggen, kan het gaan verweren. Ver w eerde losse stukken kunnen wegspoelen en zorgen voor milieuvervuiling. Deze losse stukken geotextiel hebben geleid tot vragen in de media en later in de Tweede Kamer (Tweede Kamer, vergaderjaar 2020-2021, 32 852) . Onderzoek duurzaamheid filterlagen in oeverbeschermings- constructies Om antwoord te geven op Kamervragen of ‘duurzamere alternatieven bestaan voor filter- constructies’, hebben het Ministerie van Infra- structuur en Waterstaat (I&W) en Rijkswaterstaat aan advies- en ingenieursbureau Witteveen+Bos gevraagd de duurzaamheid van verschillende filterlagen in oeverconstructies te onderzoeken. In het bureauonderzoek (Witteveen+Bos, 2022) zijn vier varianten beschouwd voor een typische oeverconstructie langs een rivier of meer. Voor de vier varianten is een ontwerp gemaakt. Voor deze ontwerpen is gekeken naar de kwantitatieve milieu-impact door middel van een Levenscyclus Analyse (LCA), naar kwalitatieve aspecten zoals de verspreiding van macro- en microplastics, en ten slotte naar de financiële aspecten. De volgende vier filtertypes zijn beschouwd in het onderzoek, zie ook tabel 1: 1. Kunststof geotextiel filter, bestaande uit een vlies van PP met een dikte van circa 2-3 mm; 2. Granulair filter, bestaande uit een eerste filter- laag met een steengradering 30/80 mm van 0,2 m laagdikte en daaronder een tweede filter- laag met een steengradering 4/11 mm van 0,2 m laagdikte; 3. Klassiek rijshout filter, bestaande uit vier lagen van bundels van wiepen (wilgentenen). Iedere bundel is 0,1 m dik en in de middelste twee lagen bundels liggen rijshouten matten, ieder 0,1 m dik; 4. Biobased biodegradeerbaar filter van jute met een gewicht van circa 425 gram per m 2. In figuur 3 zijn de vier filtertypes weergegeven. Voor de k wantitatieve analys e is uitgegaan van een levensduur onder beoogd gebruik van 50 jaar. Daarbij zijn vervanging van materialen met een kortere levensduur en de benodigde werk- zaamheden meegenomen. Typische doorsnede In het onderzoek is uitgegaan van een typische doorsnede van een oeverbeschermingsconstruc- tie. Dit is een vereenvoudigde weergave van een oever met de volgende eigenschappen: –Zandig basismateriaal met een korreldiameter (D50) van 0,2 mm tot 0,4 mm. Zand is als basis- materiaal gebruikt, omdat dit een veelvoor- komende ondergrond is bij de Nederlandse rivieren. –Taludhelling van 1:3. –Bekleding van 10 m lengte, waarvan 2/3 eonder water en 1/3 eboven water. –Toplaag met een steengradering van 10-60 kg met een laagdikte van 0,5 m. De gehanteerde laagdikte is de ontwerplaagdikte. Uitvoerings- toleranties kunnen leiden tot een grotere benodigde laagdikte. Naast genoemde eigenschappen is het bij alle varianten van belang dat voldaan kan worden aan 36 GEOKUNST JUNI 2023 DUURZAAMHEID FILTERLAGEN IN OEVERBESCHERMINGSCONSTRUCTIES BUREAU-ONDERZOEK NAAR KUNSTSTOF GEOTEXTIEL EN ANDERE FILTERTYPES Bas RoelofsWitteveen+Bos To m W i l m sWitteveen+Bos Figuur 2 – Voorbeeld van een goed aangelegde filterco nstructie in uitvo erings- fase met het gebruik van hoogwaardig nonwoven kunststof geotextiel met hierop een steenbekleding in oplopende gradaties. (Boskalis / Naue) Figuur 1 – Voorbeeld van een losliggend stuk geotex t iel bij een oeverconstruc- tie – op te ruimen en af te voeren naar een erkende verwerker ter voorkoming van verspreiding naar de omgeving. (Shutterstock) 37 GEOKUNST JUNI 2023 Figuur 3 – De vier varianten voor de filterconstructie in de oeverbeschermings- constructie: 1. Kunststof geotextiel filter. 2. Granulair filter. 3. Klassiek rijswerk filter. 4. Biobased biodegra- deerbaar filter. (Witteveen+Bos, 2022) SAMENVATTING Geotextielen maken hoogwaardige constructies mogelijk, maar door het aanbrengen van kunststoffen in een natuurlijke omgeving bestaat de kans op verspreiding in het milieu. Dit risico dient te worden beperkt om schade aan ecosystemen en gezondheid te voorkomen. Uit het hier beschreven onderzoek komt geen duidelijk duurzamer alternatief naar voren voor geotextiel van conventionele kunststof in filterlagen voor oeverconstructies. De alternatieven zonder kans op plasticverspreiding hebben een hogere Milieu Kosten Indicator (MKI)-score en zorgen voor hogere kosten in de aanleg en gedurende de levensduur. In het bijzonder voor conventioneel geotextiel moeten beheer en onderhoud van de oeverconstructie op goede wijze worden georganiseerd om onbedoelde plasticverspreiding tegen te gaan. Om te komen tot een duurzame oeverbeschermingsconstructie is het nodig dat filterlagen lang mee gaan, dat steenbestorting en granulair materiaal lokaal wordt gewonnen en hergebruikt, en dat bij het ontwerp rekening wordt gehouden met verwijdering aan het einde van de levensduur. Ta bel 1 –Overzicht eigenschappen van verschillende materialen voor filterconstructies ten behoeve van uitgevoerde studie (Witteveen+Bos, 2022). alle eisen die worden gesteld aan filterlagen, zoals robuustheid bij het aanbrengen van stenen (er mag geen schade optreden aan de filterlaag bij het laten vallen van stenen), waterdoorlatend- heid (k-waarde) en zanddichtheid (O 90-waarde). Milieu Kosten Indicator (MKI) De Levenscyclus Analyse (LCA) is volgens de Nederlandse Milieu Kosten Indicator-systema- tiek (MKI) uitgewerkt, waarbij naar 11 milieu- impactcategorieën is gekeken (bijvoorbeeld opwarming van de aarde en toxiciteit) tijdens de hele levensduur bij beoogd gebruik. Figuur 4 toont de resultaten van de analyse van de verschillende varianten en laat zien dat op basis van MKI een oeverconstructie met conventioneel 2 3 4 Eigenschap Eenheid 1. Kunststof geotextiel 2. Granulair filter 3. Klassiek rijswerk 4. Biobased biodegradeerbaar filter filter filter filter Materiaal type kunststof geotextiel breuksteen wiepen bundels, jute filterlaag filterlaag filterlaag rijshout matten Functionele levensduur [jaar] 50-100 50-100 5-15 rondom en 1-10 boven de waterlijn 20-30 onder de waterlijn Gehanteerde levensduur [jaar] 50 50 10 5 Gewicht toplaag [kg/m 2]760 - 930 760 - 930 760 – 930 760 – 930 Dikte filterlaag [m] rond 0,003 2 x 0,20 wiepen bundels: 4 x 0,10 rond 0,003 totaal rond 0,40 rijshout matten: 2 x 0,10 totaal rond 0,40 Gewicht filterlaag [kg/m 2]0,3 tot 0,5 2 x (305 tot 375)390-470 rond 0,4 Porositeit [-] n.v.t. 30% tot 40% n.v.t. n.v.t. 1 kunststof geotextiel een goede keuze kan zijn. Het kunststof geotextiel is namelijk energie- efficiënt geproduceerd en is als filterconstructie een lichtgewicht materiaal. Het gaat ook lang mee, mits het onder de juiste omstandigheden wordt aangelegd en beheerd gedurende de levensduur. De tweede variant heeft een granu- laire filterlaag. De top- en filterlaag zijn samen bijna twee keer zo zwaar als een toplaag met een geotextiel. Dit leidt door transport en verwerking in de aanlegfase tot een hogere milieu-impact dan de verwerking van kunststof geotextiel. Voor de derde en vierde variant, het klassieke rijswerk filter en het jute geotextiel, geldt dat ze niet de volledige 50 jaar mee zullen gaan. De MKI van deze varianten ligt daarom hoger door het meermaals moeten verwijderen van de bestorting en vervangen van de filterlaag. Daarbij is aan- genomen dat bij iedere vernieuwing 10 % van de bestorting moet worden aangevuld. De MKI-resultaten zijn gebaseerd op forfaitaire eindelevensduurscenario’s van de Nationale Milieu Database (NMD) bij einde levensduur. Hierbij geldt bijvoorbeeld dat de bestorting grotendeels wordt hergebruikt (baten) en een klein deel verloren gaat. Bij verwijderen van de constructie wordt het geotextiel grotendeels gescheiden en afgevoerd naar een erkende verwerkingsinstallatie. De baten en lasten van eindelevensduurscenario’s hebben een groot effect op de MKI. Ook verschillende andere uitgangspunten hebben een sterke invloed op de resultaten, waardoor er een grote bandbreedte geldt voor de resultaten. Dit geldt bijvoorbeeld voor de aannames voor de levensduur van de rijshout- en jute-filterlagen. Kwalitatieve beschouwing – verspreiding van plastic Verspreiding van plastic naar de omgeving zit niet in de MKI-systematiek; enerzijds omdat de effec- ten van plasticverspreiding nog niet goed in de onderliggende LCA-methodiek zijn opgenomen, anderzijds omdat plasticverspreiding bij beoogd gebruik niet op zou moeten treden. Helaas komt losliggend geotextiel in en rond rivieren wel voor in de praktijk. Oorzaken kunnen zijn een verkeerd ontwerp (andere hydraulische randvoorwaarden), een onjuiste uitvoering (doek- en steenkeuze), gebrekkig beheer en onderhoud (inspecties, niet of te laat waarnemen van schade) of calamiteiten (een schip in de oever, extreme weersomstandig- heden). De kwalitatieve beschouwing van moge- lijke oorzaken en de effecten hiervan zijn dan ook een essentieel onderdeel van deze studie. De kwalitatieve beschouwing van mogelijke verspreiding van plastic uit kunststof geotextiel in oeverconstructies, laat zien dat in het geval van losliggend geotextiel diverse degradatie-effec- ten optreden. Het materiaal is niet gemaakt om blootgesteld te worden aan direct zonlicht (UV- straling) en hoge waterstroming zonder ballast van waterbouwstenen. Tevens kunnen planten en dieren ervoor zorgen dat stukjes afscheuren. De macroplastics die hierdoor ontstaan, worden vervolgens meegevoerd door het water. Door verdere afbraak of directe opname door dieren kan het plastic dan in het ecosysteem terecht- komen. De macroplastics kunnen leiden tot di- recte fysieke effecten bij vogels en vissen, zoals verstikking. Als de macroplastics verder afbreken en kleiner worden, dan bestaat de kans op micro- en nano plastics. Deze deeltjes zijn zo klein dat het ecosysteem verder beschadigd kan raken, door onder meer bio-accumulatie (ophoping). Op basis hiervan mag duidelijk zijn dat alles in het werk moet worden gesteld om onbedoelde verspreiding van kunststof vanuit constructies naar de omgeving tegen te gaan. Duurzamere alternatieven Op het eerste gezicht duurzamere alternatieven, zoals jute of andere biobased materialen, zijn in de praktijk niet per definitie duurzaam. Het jute is in de MKI-berekeningen meegenomen. Deze variant heeft naast de vele benodigde vervangingen ook als materiaal een hoge MKI. Dit is het gevolg van de toxiciteit (gebruik van chemicaliën) tijdens het productieproces van jute. Dit zou door duurzame landbouw verbeterd kunnen worden. Naast jute zijn er ook andere ‘biobased’ en bio- degradeerbare geotextielen beschikbaar. Afhan- kelijk van de herkomst en mate van biologische 38 GEOKUNST JUNI 2023 Figuur 4 – MKI per 10.000 m 2 oeverbeschermings- constructie over een periode van 50 jaar. (Witteveen+Bos, 2022) Figuur 5 – Rijswerk van wilgentenen en wiepen. (Van Aalsburg) Figuur 6 – Jute geotextiel en rijswerk. (Van Aalsburg) afbreekbaarheid, kunnen deze al dan niet leiden tot vergelijkbare effecten als conventionele kunststoffen. Een biobased kunststof is van hernieuwbare oorsprong en dus ‘duurzamer’ te noemen, omdat er geen of veel minder fossiele grondstoffen worden gebruikt. Biobased betekent niet per definitie dat het materiaal ook biologisch afbreekbaar is. Een overzicht van grondstoffen gerubriceerd naar bron (hernieuw- baar of fossiel) en biologische afbreekbaarheid, is gegeven in figuur 7. Een biologisch afbreekbaar materiaal is niet in alle gevallen onder natuurlijke omstandigheden biologisch afbreekbaar. Indus- triële compostering met hoge temperaturen (boven 58 °C) is dan bijvoorbeeld nodig om de materialen af te breken. Ook voor deze materia- len kunnen effecten als verstikking door macro- deeltjes voorkomen, vergelijkbaar met conven- tionele plastics. De aannames voor de levensduur van biobased filterlagen hebben via de MKI een grote invloed op de eindbeoordeling. Gestimuleerd door de grote maatschappelijke aandacht voor duurzaam bouwen gaan de technische ontwikkelingen van biobased en biodegradeerbare materialen mo- menteel snel. Het is de verwachting dat de technische levensduur van doorontwikkelde en nieuwe materialen hierdoor toeneemt. Deze verbeteringen zullen bijdragen aan minder ver- vangingscycli, waardoor de vergelijking tussen de verschillende filterlaagopties wezenlijk anders kan worden. Kosten Naast de duurzaamheid zijn ook de kosten van belang. Uit de indicatieve SSK-raming blijkt dat een granulair filter anderhalf keer zo duur is als een geotextiel filterlaag over de hele levensduur. Jute en een klassiek rijswerk filter zijn respectie- velijk drie en acht keer duurder dan een oever- bescherming met een kunststof geotextiel filter, zie tabel 2. Bij de laatste twee varianten zit een groot deel van de kosten in de vervangingen, waarbij de functionele levensduur zo goed mogelijk is ingeschat. Conclusie Geotextielen kunnen uitkomst bieden bij het maken van filterlagen als onderdeel van hoog- waardige oeverbeschermingsconstructies. In veel gevallen heeft een geotextiel een lagere totale milieu-impact dan alternatieven. Hierbij blijft het van belang om in beeld te houden dat een kunst- stof wordt toegepast in een natuurlijke omge- ving. Bij schade en bij einde levensduur bestaat de kans op verspreiding van kunststoffen in het milieu. Dit risico moet zoveel mogelijk worden beperkt om schade aan ecosystemen, en gezond- heidsrisico’s te voorkomen. Uit het onderzoek kan worden geconcludeerd, dat er momenteel geen duidelijk duurzamer alternatief beschikbaar is voor conventioneel kunststof geotextiel in filterlagen voor oever- constructies. De varianten zonder kans op plastic- verspreiding hebben allemaal een hogere MKI en hogere levensduurkosten. Er dient rekening te worden gehouden met een grote bandbreedte in de uitkomsten vanwege de gekozen uitgangs- punten. Bij conventioneel geotextiel en de biobased kunststof alternatieven, is het van belang dat beheer en onderhoud van de oeverconstructie op goede wijze worden georganiseerd om plastic- verspreiding te voorkomen. Regelmatige inspec- tie en het uitvoeren van onderhoud zijn van groot belang om te voorkomen dat (onbedoeld) geo- textiel in de omgeving terecht komt. Voor de duur zaamheid van een oeverbescher- mingsconstructie is het belangrijk dat de filter- laag lang mee gaat, de bestorting (en granulair materiaal) lokaal wordt gewonnen en bij de materialen (bestorting, granulair materiaal) zoveel mogelijk wordt gestuurd op hergebruik. Daarnaast is het van belang dat al bij het ontwerp rekening wordt gehouden met verwijderen van het materiaal bij einde levensduur, bijvoorbeeld door de materialen zodanig robuust te ontwer- pen, dat deze bij einde levensduur (bijvoorbeeld na 50 jaar) een dusdanige reststerkte hebben dat zij bij verwijdering afdoende samenhang behouden en verspreiding in kleine delen niet optreedt. Momenteel werkt de CROW-commissie ‘Duur- zaamheid Geokunststoffen’ aan een handreiking voor duurzaam gebruik van geotextielen. Hierin zullen meer en uitgebreide suggesties worden gedaan om invulling te geven aan deze aan- dachtspunten. Bronvermelding –Lackner, M. (2015) Bioplastics - Biobased plastics as renewable and/or biodegradable alternatives to petroplastics. –Tweede Kamer, vergaderjaar 2020-2021, 32 852: Grondstoffenvoorzieningszekerheid, nr. 148 Motie van het lid Grinwis - voorgesteld 20 april 2021. –Witteveen+Bos, 2022. Duurzaamheid-filter- lagen-in-oeverbeschermingsconstructies (https://www.rijksoverheid.nl/documenten/ rapporten/2022/11/11/bijlage-eindrapport- duurzaamheid-filterlagen-in-oeverbescher- mingsconstructies). ! 39 GEOKUNST JUNI 2023 Ta bel 2 –Vergelijking van de varianten. De getallen hebben een onzekerheid met bandbreedtes van 30 tot 40 %. (Witteveen+Bos, 2022) Criterium 1. Kunststof 2. Granulair 3. Klassiek 4. Jute geotextiel filter filter rijswerk filter filter To t a l e M K I - s c o r e (x1000 EUR MKI) per 10.000 m 2 28 47 46 194 Kosten levensduur (x1000 EUR) (excl. BTW) 289 442 2.143 947 per 10.000 m 2 Kans op verspreiding kunststof ja nee nee nee (bij oneigenlijk gebruik) Figuur 7 – Overzicht van grondstoffen gerubriceerd naar bron (hernieuwbaar of fossiel) en biologische afbreekbaarheid. (Lackner, 2015) ing. E. (Erwin) de JongPrincipal Consultant Geobest B.V. ir. A. (Ad) C. VriendSenior geotechnisch adviseurAcécon B.V. 8 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Inleiding In projecten waar ankerpalen worden toegepast, valt de Richtlijn Ankerpalen niet meer weg te denken. Het vormt niet alleen de basis voor het ontwerp, maar ook voor het aantonen van het draagvermogen via de beoordeling van de uitvoeringsparameters en door het uitvoeren van paalproeven. Ankerpalen hebben specifieke kenmerken die afwijken van traditionele funde- ringspalen. De richtlijn is mede gebaseerd op een directe terugkoppeling vanuit in de praktijk opgedane ervaringen waarmee de inhoud steeds verder wordt aangevuld. Recent is er een 3 eherziene druk verschenen, waarbij de gehele richtlijn zowel tekstueel als inhoudelijk is aangescherpt. Reden om verdeeld over een tweetal artikelen in te gaan op de achtergronden van de belangrijkste aanpassin gen. Historie Richtlijn Ankerpalen Ankerpalen worden in Nederland sinds midden jaren negentig van de vorige eeuw uitgebreid toegepast. Van oorsprong waren de gebruikte systemen wel bekend, maar dan voornamelijk in de vorm van damwandverankering. Al dan niet met enige modificaties bleken deze ook goed bruikbaar als verticaal funderingselement. Eerst als trekpaal onder (onderwater)betonvloeren, maar al snel ook onder andere soorten construc- ties en als drukpaal. Normen of richtlijnen speci- fiek voor ankerpalen bestonden toen nog niet. De eerste druk van de richtlijn kwam tot stand in 2011 en was het resultaat van 5 jaar onderzoek en discussies over niet alleen het geotechnische gedrag van ankerpalen, maar ook de construc- tieve aspecten, beproevingen en de noodzaak voor het houden van toezicht bij het maken van de ankerpalen. Directe aanleiding voor het opstellen van de richtlijn waren de ervaringen met ankerpalen opgedaan bij de bouw van de Hubertustunnel in Den Haag, waarover is gepu- bliceerd in de speciale Geotechniek uitgave van oktober 2006. De toentertijd opgedane ervaringen en lessen vormen nog altijd de basis van de richtlijn, en via het Addendum van 2016 en de tweede herziene druk van 2017 zijn we nu aangeland bij de huidige derde herziene druk. Behalve het actualiseren aan de hand van de laatste ervaringen en nieuwe ontwikkelingen rondom ankerpalen, is er tevens aansluiting gezocht bij nieuw verschenen normen en richtlijnen die niet in alle gevallen voldoende aandacht geven aan de specifieke aspecten van ankerpalen. Gangbare typen ankerpalen Bij ankerpalen gaat het om slanke in de grond gevormde funderingselementen. Paallengten tot ongeveer 20 à 30 meter met paalbelastingen van 100 kN tot 1.000 kN komen regelmatig voor. Meer bijzondere toepassingen zijn ook mogelijk, HERZIENE 3 E DRUK CROW - CUR RAPPORT 236 RICHTLIJN ANKERPALEN (1 ) Figuur 1 – Uitvoering van ankerpalen. Ta bel 1 Indeling naar wijze Paaldiameter Formeren verankeringslichaam Constructief van installatie [mm] in draagkrachtige zandlaag element A Dubbele boorbuis 180 – 200 Vanaf de paalpunt omhoog Warmgewalste inwendig gespoelboorde onder druk af te persen massieve staven ankerpalen voorzien van ribben B Enkele boorbuis 180 – 250 Vanaf de paalpunt omhoog Warmgewalste buitenom gespoelboorde onder druk af te persen massieve staven ankerpalen voorzien van ribben C Zelfborende ankerpalen 180 – 400 Tijdens op diepte boren injectie Gerolde dikwandige met dun grout, gevolgd door buizenvoorzien van na-injectie met dik grout omhoog. fijne schroefdraad Optioneel om op paalpunt niveau aan de punt onder druk af te persen en de paal vast te draaien D Geschroefde ankerpalen 180 – 350 Tijdens op diepte boren injectie Gerolde dikwandige met dun grout. Optioneel om op buizen voorzien van paalpunt niveau aan de punt onder fijne schroefdraad druk af te persen en de paal vast te draaien E Met stalen hulpbuis 168 – 250 Vanaf de paalpunt omhoog onder Warmgewalste ingetrilde ankerpalen verhoogde druk, geen afpersen massieve staven voorzien van ribben waarbij grote paallengten met inboordiepte tot circa NAP -65 m NAP en rekenwaarde van (druk)krachten oplopend tot 2.000 à 2.500 kN worden toegepast. Centrale massieve staven of gerolde buizen fungeren als constructief element om de trek- en/of drukkrachten naar de diepere ondergrond over te dragen. In het jargon worden ankerpalen regelmatig ook wel GEWI-palen genoemd, maar dat is feitelijk onjuist. Behalve warmgewalste massieve staven worden ook vaak gerolde buizen als constructief element gebruikt. Afgezien daarvan is het be- langrijk te vermelden dat GEWI®/SAS door een bepaalde staalleverancier geregistreerde merknaam is van warmgewalste massieve staven voorzien van ribben, en dat deze term dus feite- lijk niet aan ankerpalen verbonden mag worden. Bij bepaalde typen ankerpalen worden de verankeringslengten geformeerd door het grout- mengsel onder verhoogde druk af te persen, terwijl bij andere typen het grout min of meer hydrostatisch wordt aangebracht. Ta bel 1 toont hoe in de huidige prak tijk onder- scheid wordt gemaakt tussen de volgende anker- paalsystemen. SONISCH BOREN Sinds enkele jaren worden ankerpalen type B (spoelboren met enkele boorbuis) en type C (zelfborend) ook wel sonisch geboord. Het gaat dan om toepassing van een ander type boormotor die in staat is om tijdens het boren zeer snelle trillingen met geringe amplitude in de boorbuis aan te brengen. Sonisch boren is dus een hulp- middel ter vervanging van het traditionele (slag)hameren. Een sonisch geboorde ankerpaal is dan ook geen ander type ankerpaal, mits de wijze waarop het maken van de ankerpalen en met name het formeren van het verankerings- lichaam maar gebeurt zoals bij de traditioneel geboorde versies. Herziene 3 edruk Richtlijn Ankerpalen In nagenoeg de gehele richtlijn zijn allerlei teks- tuele en inhoudelijke verbeteringen doorge- voerd. Naast het verwerken van nieuwe inzichten en afstemming op nieuwe versies van normen, ligt ook de terugkoppeling vanuit het proefbelas- ten van ankerpalen ten grondslag aan de meest belangrijke aanpassingen: –het limiteren van de schachtwrijving van op trek belaste ankerpalen waarbij dicht beneden het ontgravingsniveau een draagkrachtig zand- pakket wordt aangetroffen; –bij geschiktheidsproeven op ankerpalen een correctie op de maximaal aan te brengen proeflast, vanwege een grotere aanspraak op het last-vervormingsgedrag (en daarmee het lengte-effect) van de proefpalen ten opzichte van de rekenwaarde van de trek waarop deze palen zijn gedimensioneerd; –gewijzigde interpretatie van bezwijkproeven in de situatie dat de verankeringslichamen van de “verloren” proefpalen afdragen in een vaste zandlaag met een gemeten conusweerstand hoger dan 20 MPa; –het hanteren van een dubbele waarde voor de paalklassefactor αtbij het bepalen van de schachtwrijving in de si tuatie dat er wordt gerekend met hogere proefondervindelijk af- geleide wrijvingseigenschappen en de veranke- ringslichamen afdragen in een vaste zandlaag met een (vooraf aan ontgraven) gemeten conus- weerstand hoger dan 20 MPa; –nieuwe rekenregel voor het bepalen van de knikstabiliteit bij op druk te belasten anker- palen. Mobilisatie schachtwrijving Ankerpalen onderscheiden zich van traditionele funderingspalen onder andere door een relatief slap axiaal last-vervormingsgedrag. Wanneer ankerpalen op trek worden belast, zal de grout- schil over een groot gedeelte van de paallengte gescheurd moeten worden beschouwd en dan is alleen het ankerstaal bepalend voor de rekstijf- heid. Een lage axiale veerstijfheid kan sterk van invloed zijn op de krachtsverdeling in de constructie die op de ankerpalen afdraagt. Zeker als er nabij ankerpalen andere funderingselementen staan met juist een hoge axiale veerstijfheid. 9 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Figuur 2 – Verschillende boorko ppen van gangbare typen ankerpalen. A. Dubbele boorbuis B. Enkele boorbuis C. Zelfborend D Geschroefd E Met hulpbuis met verloren punt getrild SAMENVATTING In de 3 eherziene druk van “CROW-CUR Rapport 236 Richtlijn Ankerpalen” zijn vele verbeteringen en toelichtingen aangebracht. De aanpassingen zijn grondmechanisch gezien zodanig fundamenteel, dat enkele berekeningen en afleidingen aanvullingen zijn op de vigerende norm NEN 9997-1 en afwijken van richtlijn NPR 7201. Het gaat daarbij met name om het bepalen van de schacht- wrijving van op trek te belasten ankerpalen en het uit bezwijkproeven afleiden van de wrijvingseigenschappen tussen het verankeringslichaam en het aanlig- gende (vaste) draagkrachtige zandpakket. Ook zijn er voor op druk te belasten ankerpalen nieuwe rekenregels om de knikstabiliteit te controleren. Reden om hiervan de achtergronden te belichten. Figuur 3 – Gebruikelijke typen ankerstaal bij toepassing in ankerpalen. Massieve warmgewalste staaf met ribben. Gerolde buis met fijne schroefdraad 10 GEOTECHNIEK JUNI 2023 ENGINEERING EN MONITORING VOOR GWW EN GEOTECHNIEK Hektec BV biedt u praktische oplossingen op het gebied van geo- en funderingstechnieken. Wij zijn gespecialiseerd in engineering, monitoring en controle en bieden u daarmee een totaalpakket van diensten in het traject van ontwerp tot oplevering. Bij Hektec zijn wij altijd op zoek naar optimalisatie in ontwerp en technieken. Door de samenwerking met onze partners Gebr. van ’t Hek, De Waalpaal en Kuipers Funderingstechnieken, blijven wij continu praktijkgericht denken. Van ons krijgt u altijd een haalbaar advies. Uw partner voor Monitoring en Controle hektec.nl 0299 420808 Anker Nagel Paal BETROUWBAAR DESKUNDIG WERELDWIJD A N P ANP A N P ANP-SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. ANP -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. Systems GmbH- ANP -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. Systems GmbH oVVoI aalPIl ageNI nkerA ouwbar maken ons uw betr , talrijke goedkeuringen van bouwkundige autoriteiten, advies en ondersteuning ter plaatse Snelle levering- met moderne pr Eigen productie- efﬁciënte fundamentverankering van windturbines voor verschillende bod oepassingsmogelijkheTTo- zeer efﬁciënt, intern ontwikkeld, zelfbor oor geotechnische toeVVo- -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. ANP Bekisting anker I oorspansystemen eldwijd. e partner in Oostenrijk en wer ouwbar , talrijke goedkeuringen van bouwkundige autoriteiten, advies en ondersteuning ter plaatse enge kwaliteitscontr oductiemiddelen en str met moderne pr efﬁciënte fundamentverankering van windturbines voor verschillende bod uggen-, hoog- en industriebouw, funderingstechniek en tunnelbouw, Br oepassingsmogelijkheden: end ankersysteem. zeer efﬁciënt, intern ontwikkeld, zelfbor , r engen- en staafankerStr oor geotechnische toepassing: -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. SpantechniekI apeningsstaalWI Bekisting anker eldwijd. , talrijke goedkeuringen van bouwkundige autoriteiten, advies en ondersteuning ter plaatse ole. enge kwaliteitscontr emomstandigheden. efﬁciënte fundamentverankering van windturbines voor verschillende bod uggen-, hoog- en industriebouw, funderingstechniek en tunnelbouw, opalen en een ondnagels, micr esp. gr ots- r, r -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. NI er nkA Systems GmbH ANP pna @ofni el: +4 3 6 TTe 5061 Elsbethen, Austria Christophor Spantechniek , talrijke goedkeuringen van bouwkundige autoriteiten, advies en ondersteuning ter plaatse uggen-, hoog- en industriebouw, funderingstechniek en tunnelbouw, opalen en een -SYSTEMS GmbH is een erkend fabrikant op het gebied van span- en ankertechniek. fahlPIl ageN Systems GmbH ta.smetsys-p el: +43 662 253253-0 5061 Elsbethen, Austria usstraße 12 Christophor 11 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Minder bekend is dat bij de relatief rek-slappe ankerpalen de hoeveelheid ankerstaal een grote invloed heeft op het verloop van de krachts- afdracht over de paallengte, en daarmee ook op het geotechnisch trekdraagvermogen van de ankerpalen. Dat lijkt vreemd, want bij traditio- nele funderingspalen is er in de rekenregels ten- slotte geen correlatie tussen het grond- mechanisch trekdraagvermogen en de rekstijf- heid van de paal. Het trekdraagvermogen van een alleenstaande op een constante trek belaste paal hangt, voor zover het effectieve kluitgewicht niet maatgevend is, rekenkundig alleen af van de paal- diameter, de paalklassefactor, de al of niet van- wege ontgraving gereduceerde conusweerstand en de lengte van de paal in de draagkrachtige zandlaag. Hoe zit dat nu eigenlijk? Hiervoor moet in detail gekeken worden naar hoe in het draagkrachtige zandpakket de wrijvings- weerstand zich over de lengte van de paalschacht mobiliseert, door de paalschacht over de lengte op te delen in meerdere in serie geschakelde segmenten. Per segment is van belang de relatie tussen de verplaatsing van zo’n segment langs de aanliggende (zand)deeltjes. Zie figuur 4. Door alle afzonderlijke segmenten in elkaars verlengde aan elkaar te koppelen kan voor de gehele paallengte bij een gegeven trek aan de paalkop het daarbij te verwachten lastrijzingsge- drag worden bepaald. Limiteren van de schachtwrijving bij trek In geval dat er zich dicht beneden het ontgra- vingsniveau een draagkrachtig zandpakket be- vindt, dan vraagt dat voorzichtigheid. Bij het strikt volgen van de reguliere genormaliseerde rekenregel voor het bepalen van het trekdraag- vermogen van palen, kan deze onterecht te hoog berekend worden. De opwaarts gerichte krachts- afdracht vanuit de paalschacht op het aanlig- gende zand kan rekenkundig groter worden dan de werkelijke houdkracht van de zandlaag van- wege het nog lage effectieve spanningsniveau dicht beneden het ontgravingsniveau. Met name bij ankerpalen, waarbij door de relatief lage rek- stijfheid deze de neiging hebben om naar verhou- ding juist over het bovenste gedeelte van de paalschacht de trekkracht op het aanliggende zand te willen afdragen, levert dat risico’s op. Het uitgebreide rekenmodel voor het bepalen van het last-rijzingedrag, gebaseerd op figuur 4 en zoals in hoofdstuk 7 van de 3 edruk van de richtlijn beschreven, kan ook gebruikt worden om het verloop van de krachtsafdracht langs de paalschacht inzichtelijk te maken. Daarbij kan rekening worden gehouden met het zo nodig limiteren van de schachtwrijving langs het boven- ste gedeelte van de paalschacht in geval dat de aanliggende zandlaag vanwege het nog (te) lage effectieve spanningsniveau niet in staat is de trek uit de paal op te nemen. De invloed vanuit enerzijds de rekstijfheid en anderzijds het zo nodig moeten limiteren van de schachtwrijving valt het beste te verduidelij- ken aan de hand van een rekenvoorbeeld, zie figuur 5. De ankerpalen functioneren als trekelement in een droge bouwkuip met onderwaterbeton. De karakteristieke waarde van de trekkracht bedraagt in alle gevallen F t;k = 325 kN per paal. In de geschematiseerde situatie met een uniform aangenomen zandpakket, is steeds één zelfde ankerpaal voor vier verschillende situaties door- gerekend: een tweetal varianten met eerst een oneindig hoge en daarna met een relatief lage rekstijfheid, vervolgens zijn beide varianten beschouwd zonder en met het limiteren van de schachtwrijving boven langs de paal. Zie figuur 6 voor weergave van het berekende krachtsverloop langs de paalschacht. Uit figuur 6 valt het kenmerkende verschil in verdeling van de wrijvingsweerstand en daarmee de mobilisatie van het trekdraagvermogen goed op te maken. Bij de rek-slappe variant ! is dui- delijk te zien dat, anders dan bij de rek-stijve variant ", de wrijvingsweerstand in beginsel de neiging heeft om zich langs het bovenste gedeelte van de paalschacht te ontwikkelen. Maar vanwege het daar nog lage effectieve span- ningsniveau is die krachtsafdracht bovenin de paal niet mogelijk, zoals duidelijk uit het meer realistische verloop bij de rek-slappe variant # blijkt. Variant $laat zien dat ook in geval van een rek-stijve funderingspaal er boven langs de paal- schacht aanmerkelijk minder krachtsafdracht zal plaatsvinden dan gedacht. Uit het rekenvoorbeeld blijkt dat de invloed van de beperking in de te mobiliseren wrijvingsweer- stand zich hier laat gelden tot een diepte van ongeveer 5 à 6 meter beneden het ontgravings- niveau. In feite gaat het niet om deze diepte, maar om het bereiken van een dusdanig effectief spanningsniveau tot waar deze ongunstige invloed reikt. Op basis van het doorrekenen van enkele andere vergelijkbare situaties met draag- krachtig zand dicht beneden ontgravingsniveau, blijkt dit een min of meer terugkerend beeld te geven. In geval dat (anker)palen in gelijke Figuur 4 – Mobilisatie wrijvingsweerstand. Figuur 5 – Doorsnede rekenvoorbeeld. 12 GEOTECHNIEK JUNI 2023 TAB Anker is een onafhankelijke internationale leverancier van complete hoogwaardige ankersystemen. › Hollow threaded anchor bar Kwaliteit E500/700 › Solid threaded anchor bar (optioneel met DCP) Kwaliteit S355 en S500 › Hot rolled anchor bar (optioneel met DCP) Kwaliteit 550/620 en 670/800 › Wandverankering bij bouwkuipen, dam wanden, keer- en kademuren; › Vernageling van grondmassieven, wandstabilisaties; › Wand- en schachtzekeringen bij mijn- en tunnelbouw; › Micropaal in paal- en poerfundaties of bij gebouw- en fundatieherstel. TAB ANKER Hoogwaardige ankersystemen voor geo technische toepassingen Onze systemen Toepassingen TA B A n k e r B V Gorinchemsestraat 37 4231 BE Meerkerk T +31 183 358 383 E info@tabanker.nl Bekijk ons volledige aanbod in onze ankertabellen via de website: tabanker.nl Vo l g o n s o p s o c i a l m e d i a ! 13 GEOTECHNIEK JUNI 2023 omstandigheden niet als groepspaal maar als alleenstaande paal worden beschouwd, dan komt dit typerende verloop van de krachtsafdracht vanwege het ontbreken van een demping vanuit het groepseffect zelfs nog uitdrukkelijker naar voren. Softening wrijvingsweerstand Een toenemende trekkracht en daardoor groter wordende verlenging van de ankerpaal heeft tot gevolg dat na het bereiken en vervolgens overschrijden van de piekwaarde van de te mobi- liseren wrijvingsweerstand, zoals in figuur 4 geschetst, een terugval in beschikbare schacht- wrijving optreedt (softening). Ook dit zal in beginsel met name over het bovenste gedeelte van de paalschacht optreden, omdat daar nu een- maal de verlengingen het grootst zijn. Maar bij het uitvoeren van geschiktheidsproeven kan bij een toenemende trekkracht en groter wordende verlenging deze invloed zich tot steeds grotere diepte voordoen. Gevolg is opnieuw dat het ui- terste trekdraagvermogen van een (anker)paal minder zal kunnen zijn dan volgens de genorma- liseerde rekenregels verwacht waarbij geen reke- ning wordt gehouden met het rekgedrag van de paal. In de rekenregels voor het bepalen van het geotechnisch trekdraagvermogen volgens de Richt- lijn Ankerpalen is de invloed vanuit het last-rek- gedrag verwerkt met behulp van de reductiefac- tor f3 voor het zogenoemde lengte-effect. Althans met dien verstand dat de waarde van deze f3 in het ontwerp wordt vastgesteld op basis van de karakteristieke waarde van de trekkracht op de ankerpaal. Bij het uitvoeren van geschiktheidsproeven kan de aanwezige trek- kracht echter oplopen tot 1,5 tot 2 keer (of zelfs nog hoger) de rekenwaarde van de trek uit de constructie. Ofwel, bij het beproeven wordt er een veel grotere aanspraak op het lengte-effect gedaan dan volgens het ontwerp van deze anker- palen. Gevolgen voor het trekdraagvermogen De ongunstige invloeden vanuit het lage effec- tieve spanningsniveau in de bovenste lagen van het draagkrachtige zandpakket alsmede de af- name in wrijvingsweerstand als gevolg van softe- ning, vertalen zich in een geringere uiterste schachtwrijving bij trek dan gedacht volgens de huidige genormaliseerde rekenregels. Bij het moeten beproeven van ankerpalen met geschiktheidsproeven, dus op de productiepalen in de veelal nat ontgraven bouwkuip, kan dit leiden tot het geotechnisch overbelasten en daar- mee mogelijk lostrekken van betreffende palen. Het beste is dit te illustreren aan de hand van het zelfde rekenvoorbeeld. Vo lgens de rekenregels in de 2e druk bedraagt de rekenwaarde van het geotechnisch trekdraag- vermogen van de palen: –als groepspaal: R t;groep;d = 450 kN –ls alleenstaande paal: R t;alleen;d = 880 kN In combinatie met de rekenwaarde van de trek op de palen à F t;d = 435 kN, wordt de maximaal aan te brengen proeflast bij geschiktheidsproeven: 100%F p= (880/450) x 435 kN = 850 kN. Vanwege deze proeflast: zwaardere staaf !43 mm SAS670/800. Simulatie van de geschiktheidsproef levert het volgende resultaat, zie figuur 7. " In lijn met de NEN $ Hoge rekstijfheid ! Lage rekstijfheid # In lijn met 3 edruk hoge rekstijfheid wel limitering geen limitering CROW-CUR 236 geen limitering van schach twrijving van schachtwrij ving lage rekstijfheid, wel van schachtwrijving limitering van schachtwrijving Figuur 6 – Krachtsverdeling volgens de vier doorgerekende situaties – als groepspaal. Figuur 7 – Simulatie geschiktheidsproef (omhullend verloop verplaatsingen) volgens 2 edruk richtlijn. 14 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Fundament voor duurzame ambities een VolkerWessels onderneming Fundament voor duurzame ambities 15 GEOTECHNIEK JUNI 2023 Het onterecht te hoog berekende trekdraag- vermogen van de alleenstaande op trek belaste ankerpaal leidt tot een te hoge waarde voor de aan te brengen proeflast. In combinatie met een lager beschikbaar trekdraagvermogen dan reken- kundig verwacht, wordt de te beproeven anker- paal overbelast gevolgd door een voortijdig bezwijken. Er is in zo’n situatie dus geen sprake van een slecht gemaakte ankerpaal, een conclusie die veelal wel (onterecht) getrokken zou worden. Aanpassingen in 3 eherziene druk Voorgaande beschouwing is één van de voor- naamste reden voor de huidige herziening van de richtlijn voor ankerpalen. Een aantoonbaar rekenkundig tekort aan trekdraagvermogen moet sowieso worden rechtgetrokken om aan het vereiste veiligheidsniveau te kunnen voldoen. Maar zolang palen niet worden beproefd zal dit tekort normaliter niet tot falen van een construc- tie leiden en blijft het geschetste verschijnsel dus buiten beeld. Maar juist omdat ankerpalen met regelmaat wél worden beproefd, is een aanpas- sing noodzakelijk en zijn in deze richtlijn de volgende twee aanpassingen doorgevoerd. LIMITEREN VAN DE SCHACHTWRIJVING BIJ OP TREK BELASTE ANKERPALEN Omdat er ten behoeve van het trekdraagver- mogen van (anker)palen momenteel nog geen genormeerde rekenregel is waarmee het tekort aan schachtwrijving bij een laag effectief span- ningsniveau in een hooggelegen zandpakket rekenkundig kan worden meegenomen, is er voor gekozen om het op een meer pragmatische wijze te benaderen: Bij op trek belaste ankerpalen mag tot een diepte waarop het effectieve verticale spanningsniveau minimaal 50 kPa bedraagt (BGT-waarde) geen schachtwrijving worden berekend, tenzij reken- kundig wordt aangetoond dat een hoger aan- vangsniveau toegestaan is. Dit geldt voor alle typen ankerpalen én ongeacht of dat het trekdraagvermogen is berekend op basis van een hogere proefondervindelijk vast- gestelde paalklassefactor αtof met een veilige ondergrenswaarde. CORRECTIE MAXIMAAL AAN TE BRENGEN PROEFLAST BIJ GESCHIKTHEIDSPROEVEN Bij geschiktheidsproeven is de aan te brengen proeflast veelal significant hoger dan de reken- waarde van de trek waarop de ankerpalen zijn gedimensioneerd. Dit betekent dat het last-rek gedrag (lees: lengte-effect) van de palen bij die geschiktheidsproeven ongunstiger wordt dan voorzien. Dit geeft aanleiding tot afname in het trekdraagvermogen van de testen paal. Om hiermee rekening te houden mag de proeflast naar rato van de reductie voor het lengte-effect worden gecorrigeerd. Bedoelde correctie volgt uit de verhouding van de factor voor het lengte- effect tussen die bij de geschiktheidsproeven f3;Fp ten opzichte van de waarde f 3;ontwerp volgens het ontwerp, een en ander aan de hand van f 3;gpvn;corr = f3;Fp / f3;ontwerp . In geval dat ten behoeve van de geschiktheidsproef een zwaarder type ankerstaal wordt gebruikt dan volgens het onderliggende ontwerp van de ankerpalen, dan moet de f 3;Fp bepaald worden op basis van dat zwaardere ankerstaal in betreffende te beproeven ankerpaal. De bij geschiktheidsproeven daadwerkelijk aan te brengen waarde voor de proeflast wordt bepaald aan de hand van 100%F p= η· Ft;d ∙ f3;gpvn;corr . In deze vergelijking is dus de term f3;gpvn;corr toegevoegd ten opzichte van de aanpak volgens de 2e druk. Resultaat van deze aanpassingen Het resultaat van beide aanpassingen valt het beste inzichtelijk te maken aan de hand van het opnieuw doorrekenen van voorgaande reken- voorbeeld. Gelimiteerde schach twrijving met aanvangs- niveau op NAP -13,0 m (met σ’v;k = 54 kN/m 2) levert: –paalpuntniveau wordt: NAP -19,0 m in plaats van eerdere NAP -18,0 m met daarin invloed lengte-effect: f3;ontwerp = 0,97 op basis van staaf !35 –rekenwaarde trekdraagvermogen: groepspaal R t;groep;d = 455 kN alleenstaand R t;alleen;d = 695 kN –proeflast: 100% Fp= (695/455) x 435 kN = 665 kN en na correctie voor de grotere aanspraak van het lengte-effect en op basis van staaf !43 mm SAS670/800 met f 3;F p= 0,95 wordt de daad- werkelijk aan te brengen (gecorrigeerde) proef- last:100%F p= (0,95/0,97) x 665kN = 650 kN Simulatie van de geschiktheidsproef voor deze nieuwe situatie levert, zie figuur 8. Duidelijk te zien is het effect van de aanpassin- gen, waarbij de combinatie van het 1,0 meter diepere paalpuntniveau met de lagere benodigde proeflast het overall veiligheidsniveau wordt hersteld en het onnodige risico op lostrekken van de ankerpalen bij beproeven sterk afneemt. Conclusie Het limiteren van de schachtwrijving door deze rekenkundig te laten aanvangen vanaf het niveau waarop het effectieve verticale spanningsniveau minimaal 50 kN/m 2bedraagt, is een vereen- voudiging van de werkelijke situatie waarbij een groot deel van het tekort aan beschikbare schachtwrijving over de bovenste meters langs de paalschacht kan worden verrekend. In geval van een geoptimaliseerd paalontwerp wordt hiermee, in combinatie met het rekening houden met de grotere aanspraak op het lengte-effect, in vele situaties het risico op het onterecht los- trekken van te beproeven ankerpalen verkleind. Maar voorzichtigheid blijft geboden, zeker in geval van een relatief grote variatie in sondeer- beeld binnen een palenveld, maar ook in geval van ( αt∙!s) > 4,0 en bij q c;z > 20 MPa. Daarom wordt geadviseerd om reeds bij het uitwerken van het uitvoeringsontwerp van de ankerpalen rekening te houden met het later moeten uitvoe- ren van geschiktheidsproeven. Het verdient aanbeveling om in dergelijke situaties in het ontwerpproces een simulatie van de later uit te voeren geschiktheidsproeven te (laten) maken en zo nodig het uitvoeringsontwerp daarop aan te passen. Doorkijk naar het volgende deel van dit artikel In het volgende deel zal worden in gegaan op de achtergronden met betrekking tot het doen en analyseren van bezwijkproeven op ankerpalen wanneer deze afdragen in vast tot zeer vast zand. Er wordt toegelicht waarom bij ankerpalen daar anders mee wordt omgegaan dan in de NPR 7201 en welke gevolgen dit heeft voor het berekenen van de schachtwrijving. Ook komen nieuwe re- kenregels en achtergronden voor het bepalen van de knikstabiliteit bij op druk belaste ankerpalen aan de orde. ! Figuur 8 – Simulatie geschiktheidsproef (omhullend verloop verplaatsingen) na limiteren schachtwrijving en compensatie van de hoge proeflast op het last-rek gedrag.

Jaargang 27, 2023 - nummer 1

8 GEOTECHNIEK MAART 2023 Sandra LobbeSandra Lobbe Inspectie en Advies Jan van DalenDaed Ingenieurs Geert RavenshorstTU Delft Erik KwastKwast Consult Arend van WoerdenSweco Probleemstelling Grote delen van de gemeente Woerden bestaan uit slappe veen- en kleibodems. Voor de kleine dorpskernen met homogene veenlagen en woningen die veelal gefundeerd zijn op houten palen met betonoplanger speelt in het bijzonder de gecom- bineerde problematiek van zettende infrastructuur en funderingsproblematiek. Zettende infrastruc- tuur leidt voor de gemeente tot hoge beheer- en onderhoudskosten, omdat de openbare ruimte regelmatig moet worden gereconstrueerd en opgehoogd. De funderingsproblematiek leidt tot hoge kosten voor inwoners, omdat in sommige situaties de houten fundering moet worden vervangen door een betonnen alternatief. Gezien de potentiële omvang van de funderingsproblema- tiek in de gemeente, heeft de gemeente een aandachtsgebiedenkaart gemaakt. Vo o r h e t o nt w i k ke l e n v a n d e a a n d a chtg e b i e d e n - kaart heeft de gemeente voornamelijk gekeken naar situaties waar lage grondwaterstanden in potentie tot paalrot kunnen leiden. Zij had echter nog niet onderzocht wat de potentiële invloed zou kunnen zijn van de horizontale grondbeweging die het ophogen van de openbare ruimte naast woningen met zich meebrengt. Deze grondbewe- ging zou kunnen leiden tot schade aan houten paalfunderingen met betonoplangers. Omdat de gemeente zeker wilde weten of dit mechanisme geen onbedoelde negatieve effecten kan hebben voor de bestaande paalfunderingen en niet als aandachtsgebied behoeft te worden aangemerkt, is de gemeente Woerden een onderzoek gestart. Daarnaast wordt in de huidige richtlijn Houten paalfunderingen onder gebouwen het mechanisme van horizontaal belaste palen door grondvervor- mingen niet benoemd voor de toetsing van bestaande houten paalfunderingen. En is alleen toetsing van de geotechnische draagkracht met belasting vanuit de constructie in combinatie met negatieve kleefbelasting opgenomen. Dit geeft extra aanleiding om de eventuele negatieve effecten te onderzoeken. Case reconstructie Zegveld In een deel van deze wijk heeft in 2014 reconstruc- tie van de wegen, riolering en openbare inrichting plaats gevonden. Hierbij is onder de wegen en stra- ten een zettingsarme Bims-ophoging toegepast en ter plaatse van het trottoir met K&L-strook een op- hoging met Granulight. De particuliere terreinen, waaronder voortuinen, zijn opgehoogd met zand. Na realisatie van de reconstructie zijn in korte periode onverwacht forse zettingen van de weg, trottoir en particulier terrein opgetreden van circa 0,25 m na circa 3 jaar. Uit analyse is gebleken dat deze zettingen het gevolg zijn geweest van lekkage van de rioleringsputten, waardoor de grondwaterstand (polderpeil) na realisatie gedu- rende langere periode (circa 1 jaar) is verlaagd. Vraag was of de met de zettingen gepaard gaande horizontale grondvervormingen ook geleid hebben tot schade aan de houten paalfundering van de nabijgelegen bebouwing. De bodemopbouw bestaat uit een circa 1,0 m dikke wegconstructie, met daaronder een pakket van 5,5 m veenlagen en vervolgens de Pleistocene zandlaag. De gemiddelde freatische grondwater- stand is op circa 0,5 m minus bovenkant verharding INCASSERINGSVERMOGEN VERBINDING HOUTEN PAAL EN OPLANGER BIJ HORIZONTALE GRONDBELASTING Ta bel 1 – Grondparameters (karakteristieke waarden) t.b.v. berekening zettingen en horizontale grondvervormingen. Grondsoort γ/γsat C’ p C’ s c v E [kN/m3] [-] [-] [m2/s] [kPa] Ve e n , z w a k k l e i i g ( vo o r b e l a s t ) 1 3 / 1 3 7 , 5 3 0 1 E-7 1.000 Ve e n ( vo o r b e l a s t ) 1 0 , 5 / 1 0 , 5 7 , 5 3 0 1 E-7 750 Zand (los/matig) 18/20 600 ∞ - n.v.t. To e l i c h t i n g γ volumegewicht boven de gws γsat volumegewicht onder de gws C’p primaire samendrukkingsconstante na de grensspanning C’s secundaire samendrukkingsconstante na de grensspanning Cp primaire samendrukkingsconstante voor de grensspanning (C p= 4*C’ p) Cs secundaire samendrukkingsconstante voor de grensspanning (C s= 4*C’ s) cv consolidatiecoëfficiënt Eelasticiteitsmodulus Ta bel 2 – Grondparameters (karakteristieke waarden) t.b.v. funderingsberekeningen (alleenstaande paal) Grondsoort γ/γsat !’c’K h [kN/m3] [°] [kPa] [kN/m3] Ophoogzand 18/20 32,5 0 30.000 Ve e n , z w a k k l e i i g ( vo o r b e l a s t ) 1 3 / 1 3 1 5 1 1 . 0 0 0 Ve e n ( vo o r b e l a s t ) 1 0 , 5 / 1 0 , 5 1 5 2 , 5 1 . 0 0 0 Zand (los/matig) 18/20 30 0 30.000 To e l i c h t i n g γ volumegewicht boven de gws γsat volumegewicht onder de gws !’effectieve hoek van inwendige wrijving c’ effectieve cohesie Kh horizontale bedddingsconstante volgens Begemann-De Leeuw 9 GEOTECHNIEK MAART 2023 gelegen. De aangehouden grondparameters voor de berekening van de zettingen en horizontale grondvervormingen zijn in Tabel 1 weergegeven. In Tabel 2 worden de grondparameters voor de funderingsberekeningen (damwandberekening, alleenstaande paal) gepresenteerd. In de eerste fase zijn op basis van veilige reken- modellen de grondvervormingen bepaald en heeft analyse van de fundering plaatsgevonden. Voor deze analyse is een inschatting van de horizontale grondvervormingen gemaakt met het reken- programma D-Settlement. Hierbij is rekening gehouden met een historische ophoging die rond 1982 heeft plaatsgevonden en de recente opho- ging en grondwaterstandsverlaging in 2014. Voor een representatief dwarsprofiel is de berekende maximale horizontale grondvervorming ter plaatse van de gevel van de woning gelijk aan 0,05 m. Met de berekende horizontale grondvervorming als functie van de diepte zijn vervolgens de krachten en verplaatsingen van de paalfundering bepaald met het rekenprogramma D-Sheet Piling (module Single Pile). Dit is gedaan voor zowel een rotatie- vrije als een rotatievaste inklemming van de verbin- ding oplanger/funderingsbalk. Op basis van de berekende krachten (momenten en dwarskrachten) is een constructieve toetsing verricht, met aanvankelijk de volgende conclusies: –De houten palen ter plaatse van de verbinding met betonopzetters voldoen niet in de UGT op basis van gecombineerde buig- en axiale druk- spanning. –Schade aan de betonoplanger bij de verbinding met de funderingsbalk is onwaarschijnlijk, omdat het aannemelijk is dat er voldoende wapening aanwezig is in deze verbinding (alhoewel gege- vens van de wapening niet beschikbaar zijn). –Enige schade aan de funderingsbalk kan niet worden uitgesloten omdat de funderingsbalk in de rotatievaste situatie onvoldoende flank- en beugelwapening heeft (ook hier ontbreken eenduidige gegevens van de wapening ). Ver volgonder zoek of werkelijk schade aan de paal- fundering is opgetreden was dus noodzakelijk, waarbij de verbinding paalkop met de oplanger het meest kritisch is. Funderingsinspectie Op 3 locaties in de betreffende woonwijk is een funderingsonderzoek uitgevoerd. Voor dit onder- zoek is een visuele inspectie, een lintvoegwater- passing en een meting ten opzichte van het verti- caal over de drie gehele woonblokken uitgevoerd. Bij elk van de drie woonblokken is een funderings- inspectie uitgevoerd, waarbij minimaal 2 palen per inspectieput zijn geïnspecteerd. Aan de panden is geen funderingstechnische schade waargenomen. De gemeten scheefstanden zijn nihil. De fundering van de panden is opgebouwd uit een betonnen funderingsbalk, betonnen oplangers met daaronder houten funderingspalen. In het beton zijn geen scheuren en schollen waargenomen en geen zichtbare corrosie van de wapening. De houten funderingspalen sluiten zichtbaar goed aan op de betonnen oplangers (zie ook figuur 1). De diameter van de betonnen oplangers is 275 tot 280 mm en de lengte is 1,0 tot 1,3 m. De grondwaterdekking op het funderingshout is ruim voldoende, circa 1 meter, zodat er geen schimmelaantasting kan optreden. De houten paal- koppen hebben een gemiddelde diameter van 181 mm en een gemiddelde indringwaarde van 8 mm. Van de 7 geïnspecteerde houten funderingspalen zijn 10 houtmonsters genomen ter bepaling van de houtsoort en eventuele aantastingsmechanismen. De houtsoort van de funderingspalen blijkt vuren te zijn. Ernstige bacteriële aantasting is niet aangetroffen. In 2 houtmonsters is bruinrot aange- troffen, mogelijk al voor de bouw van de panden aanwezig in het funderingshout. Verbinding paalko p en oplanger Uit de eerste analyse was geconcludeerd dat de waargenomen zettingen aanleiding hebben gegeven tot een horizontale grondbeweging, die voor een belangrijk deel door de in de grond aanwezige palen zal zijn gevolgd. De interessante vraag is echter of dergelijke horizontale grond- bewegingen ook kunnen leiden tot bezwijken van de zwakste doorsnede langs de paal, namelijk de verbinding tussen oplanger en houten paal. De gehanteerde wijze van toetsen van deze verbinding op de combinatie van buigend moment in de paal en axiale paalbelasting impliceert immers dat er sprake zou zijn van een extern opgelegd moment dat de paal moet kunnen weer- staan. Als de paal het optredende buigend moment niet kan weerstaan, zal deze door de omringende grond echter nog steeds in dezelfde SAMENVATTING Maaiveldzetting naast op palen gefundeerde panden komt regelmatig voor en deze kan leiden tot horizontale grondbeweging en daarmee gepaard gaande horizontale belasting van de funderingspalen. Aan de hand van een case in de gemeente Woerden, met een fundering op houten palen met betonoplangers, is onderzocht of deze horizontale grondbeweging kan leiden tot schade aan de verbinding tussen paal en oplanger. Dit blijkt in het geval van houten palen in slappe grond mee te vallen omdat er voldoende herverdelingscapaciteit in de verbinding oplanger-houten paal aanwezig is. Figuur 1 – Verbinding paal met oplanger. positie worden vastgehouden. Met andere woorden: er is in dit geval sprake van een opge- legde vervorming en niet van een opgelegd buigend moment. De vraag waar het eigenlijk om gaat is of een dergelijke verbinding, nadat er een bepaalde rotatie is opgetreden, nog steeds de ver- ticale belasting uit de bovengelegen constructie met voldoende veiligheid kan overbrengen. Daar- bij is het van belang om vast te stellen of het optre- dende bezwijkgedrag bros of plastisch is. Uit de literatuur is af te leiden dat hout bij belasting onder (buig) trek evenwijdig aan de vezel tot brosse breuk leidt en bij druk loodrecht op de vezel tot plastisch bezwijkgedrag. Hierbij worden de cellen platgedrukt, maar blijven de vezels zelf intact. Dat wijst op een mogelijk plastisch vloei- gedrag en niet op brosse breuk. Ervaring met funderingsonderzoek boden daarnaast ook aanwij- zingen om te veronderstellen dat horizontale grondbewegingen niet direct tot problemen met oplangers en houten palen leiden. Rotterdamse ervaring Houten palen met betonoplangers zijn in de stad Rotterdam vanaf eind jaren ’20 tot kort na de 2e wereldoorlog veelvuldig toegepast. Uit oude krantenartikelen blijkt dat er in 1935 al circa 600 panden bestonden die op deze wijze gefundeerd zijn, vooral in de wijken Blijdorp en Bospolder Tussendijken. Bekend is dat ook in deze wijken sprake is van een zettingsgevoelige grondslag. Er wordt periodiek onderhoud uitgevoerd aan de straten, waarbij het straatpeil telkens wordt opge- hoogd tot het streefpeil. Hierbij is in het verleden (zeker tot in de jaren ’90) in alle gevallen gebruik gemaakt van zand als ophoogmateriaal. De precieze diktes en tijdstippen van die ophogingen zijn niet bekend, maar vast staat dat de totale zetting na aanleg huizen tenminste in de orde is van één meter of meer. Een groot deel van de voorgevels van de huizen in deze wijken grenst direct aan de straat, zodat daar telkens ‘van gevel tot gevel’ is opgehoogd. Daarmee staat ook vast dat er horizontale grondbewegingen zijn geweest ter plaatse van de funderingspalen onder de gevels. Funderingsproblemen komen in deze wijken regelmatig voor, maar er zijn geen gevallen bekend waar bezwijken van de verbinding tussen oplanger en houten paal hiervan de oorzaak is. Laboratoriumonderzoek TU-Delft Het probleem bij de toetsing van de verbinding tussen de paalkop en de betonoplanger is dat Eurocode 5 voor het verifiëren van houtconstruc- ties, hier niet voldoende handvaten voor geeft. Het principe van de verbinding is dat de kop van de paal over een lengte van 280 mm is ingeklemd in een betonnen oplanger, zie figuur 2. Wanneer de toetsing wordt gedaan op basis van een elastische berekening met de combinatie van buigend moment en normaalkracht evenwijdig aan de vezel (in axiale richting van de paal, zie figuur 2 links), volgens de interactieformule gegeven in de Euro- code 5, zal de verbinding bros bezwijken. Echter, de inklemming in de paal wordt tot stand gebracht door krachten die de paal door druk loodrecht op de vezel uitoefent op de betonoplanger. Druk loodrecht op vezel is een plastisch bezwijkmecha- nisme. Indien dit bezwijken eerder optreedt kan door plastisch gedrag herverdeling optreden die in de berekening kan worden meegenomen. Daarvoor is het nodig om het moment-rotatie diagram van de verbinding te bepalen. Om het gedrag van de verbinding te onderzoeken is een testprogramma opgesteld om het bezwijk- gedrag van de verbinding en de mogelijke ductili- teit te bepalen. Daartoe zijn 12 koppen van vuren houten funderingspalen in het Stevin lab van de TU Delft beproefd. De toegepaste betonnen oplangers hadden volgens bouwtekeningen een buitendiameter van 280 mm, en een binnendia- meter van 180 mm. De lengte van de inkassing was 10 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 2 – Bros bezwijken van de paal net onder de oplanger ten gevolge van combinatie normaalkracht en moment (links) en plastisch bezwijken van de paal in de oplanger ten gevolge van druk loodrecht op de vezel (midden). Gestippeld lichtblauw het moment en de normaalkracht bet boven de paalkop, In rood de krachten zoals deze op de paalkop worden aangenomen. Rechts de moment- rotatiediagrammen die behoren bij bros en plastisch bezwijken. Figuur 3 – Rotatie van de verbinding tijdens de proef. Figuur 4 – Moment-rotatie- diagrammen van de verbindingsproeven met in paars de gearceerde lijn die het gemiddeld gedrag aangeeft. 280 mm. Voor de representatie van de beton- planger is een stalen buis met een ingelaste staal- plaat gebruikt, met dezelfde buigstijfheid als de betonoplanger. De houten paalkoppen hadden een vochtgehalte hoger dan 60%, wat overeenkomt met dat van houten palen in de grond. De testen werden uitgevoerd als een vervormingsgestuurde proef zodat het ductiele gedrag geobserveerd kan worden. Tijdens de proef werd een maximale normaalkracht van 170 kN aangebracht, hoger dan normaal gesproken aanwezig is op een houten funderingspaal. De laterale kracht op de verbin- ding werd gemeten en daaruit kon het optredende moment worden berekend. De rotatie van de verbinding werd gemeten. Zie figuur 3 voor de proef in uitvoering. De uitkomst van de proeven was dat het ductiele bezwijkmechanisme optreedt. De resultaten kunnen weergegeven worden in een moment-rota- tiediagram, zie figuur 4. De teruggang in het moment bij een rotatie van circa 0,08 rad is het gevolg van relaxatie. Op dat moment werd de vervorming een uur lang constant gehouden en nam de gemeten kracht af. Conclusie van het onderzoek was dat het in eerdere berekeningen aangenomen brosse bezwijkgedrag niet optreedt, maar dat er sprake is van ductiel bezwijkgedrag van de verbinding. Bij de maximale rotatiehoek die tijdens de proeven is opgetreden (0,15 rad) was er nog geen sprake van dat de op de paal uitgeoefende normaalkracht niet meer zou kunnen worden opgenomen. Met het geschemati- seerde moment-rotatie diagram kan het effect van de verbinding op de krachtsverdeling in de paal verder worden onderzocht in geotechnische berekeningen. Nieuwe constructieve toets van de verbinding De werkelijk opgetreden rotatiehoek tussen paal en oplanger kan worden afgeleid uit de vervor- mingslijn voor de paal. Deze is vastgesteld met behulp van D-Sheet Piling, zie figuur 5. Hierbij is het verband tussen rotatiehoek en buigend moment ter plaatse van de verbinding tussen oplanger en paal gekozen conform de in figuur 4 aangegeven gemiddelde lijn. De stijfheid van de verbinding is in de berekening uitgesmeerd over een paaldeel met een hoogte van 0,3 m. Omdat D-Sheet Piling uitgaat van lineair elastisch materi- aal voor de paal, terwijl de stijfheid volgens figuur 4 multilineair is, moest de werkelijk optredende stijfheid voor dit paaldeel iteratief worden bepaald. De meest ongunstige situatie voor de optredende rotatie blijkt op te treden indien de oplanger als volledig ingeklemd in de funderingsbalk wordt verondersteld. Hier is in de toetsing vanuit gegaan, hetgeen een conservatieve aanname is. De rotatie die op basis hiervan wordt gevonden voor de verbinding paalkop / oplanger bedraagt 0,016 rad, dus een orde lager dan de maximale rotatie waarbij de verbinding is getest van 0,15 rad. Hiermee staat vast dat bij de gronddeformatie die is opgetreden in deze case geen bezwijken van de verbinding paalkop / oplanger kan zijn opgetreden. Incasseringsvermogen bij toenemende zettingen Aanvullend is de vraag interessant hoeveel de maaiveldzetting in dit geval nog zou kunnen toenemen, voordat alsnog een risicovolle situatie ontstaat voor deze verbinding. Dit is onderzocht door de rotatiehoek te berekenen bij oplopende grondvervorming, volgens dezelfde methode als hierboven beschreven. Hierbij is een oplopende vermenigvuldigingsfactor toegepast over de horizontale grondver vormingen, dus uitgaande van een lineair verband tussen maaiveldzetting en horizontale grondvervorming Uit de berekening blijkt dat bij toenemende grond- deformatie de invloed op de deformatie van de paal steeds geringer wordt, in de slappe grond waarvan is uitgegaan (zie ook tabellen 1 en 2). Dit wordt geïllustreerd in figuur 6. Uit de figuur blijkt dat de rotatiehoek ook bij grote maaiveld- zakkingen ruim blijft onder de waarde van 0,15 rad waarbij door de TU Delft is getest. Op basis hiervan kan worden gesteld dat het genoemde mechanisme in deze grondopbouw niet maatgevend zal zijn. Indien in de ondergrond stijvere grondlagen voorkomen zou deze conclusie echter anders kunnen zijn. Conclusies Aan de hand van door de TU Delft uitgevoerde laboratoriumproeven is aangetoond dat de verbin- ding tussen de houten paalkop en de betonnen oplanger, zoals toegepast onder de onderzochte panden te Zegveld, in geval van horizontale grondverplaatsingen niet snel kritisch is voor het functioneren van de fundering. Bij rotaties groter dan 0,02 rad neemt het optredende moment in de paalkop steeds minder toe en tot een opgelegde rotatie van tenminste 0,15 rad blijft de normaal- kracht die het gevolg is van de belasting uit gewicht van de woning goed opneembaar. Dat betekent dat de horizo ntale grondverplaatsingen die gepaard gaan met zettingen naast panden, in het onderzochte geval niet hebben geleid tot beperkingen in het functioneren van de fundering. Deze conclusie is voor het onderzochte geval ook van toepassing indien er aanmerkelijk grotere zettingen, in de orde van meerdere meters, zouden optreden. In Rotterdamse stadswijken met grote aantallen op oplangers gefundeerde panden, waarvan bekend is dat er sinds de aanleg grote maaiveldzettingen zijn opgetreden, zijn vrijwel geen gevallen bekend van schade aan de verbinding paal en oplanger. Die observatie sluit aan bij het resultaat van het uitgevoerde onderzoek. Nader te onderzoeken is of de verbinding in andere grondcondities wel kritisch zou kunnen zijn. Literatuur –Buchanan AH. Bending Strength of Lumber. Jour- nal of Structural Engineering, ASCE. 1990; 116(5):1213-1229 –NEN 5491. Kwaliteitseisen voor hout (KVH 2010) –Heipalen- Europees Naaldhout, 2010 –Verbinding betonnen oplangers met houten palen. Technische Houtdocumentatie E18/3. J.G. Rensman, december 1997 –Richtlijn Houten Paalfunderingen. Onderzoek en beoordeling – 3e herziene editie. F3O/SBRCurnet, Delft oktober 2016. ! 11 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 5 – Paalvervorming en schematisatie voor de toetsing. Figuur 6 – Effect maaiveldzetting op de rotatie verbinding paalkop /oplanger Inleiding Na twee jaar uitstel door Covid-19 konden experts in geokunststoffen elkaar weer ontmoeten: van 4 tot 7 september 2022 vond in Warschau, Polen de EuroGeo7 plaats. Meer dan 800 congresdeel- nemers uit 55 landen waren aanwezig op een bijzondere historische locatie: het Palace of Culture and Science (Figuur 1). Ook waren er ruim 70 standhouders in de naastgelegen expositie- ruimte. Nederlandse exposanten waren Huesker, Te n C a t e / S o l m a x , Te n s a r , N a u e e n F r e u d e n b e r g . Het was goed om tijdens het congres naast een goede vertegenwoordiging van het NGO-bestuur ook vele andere Nederlandse collega’s te zien. Het congres omvatte 22 inhoudelijke sessies verdeeld over drie intensieve dagen. Alle thema’s van geokunststoffen in de breedte waren met technische diepgang vertegenwoordigd in het programma. Dit artikel geeft een samenvatting van enkele belangrijke papers en hoogtepunten van het congres. Paalmatrassen Suzanne van Eekelen gaf de dag voor de conferentie een hele dag cursus over paalmatrassen. De deelnemers gingen met onze paalmatrassen- ontwerprichtlijn CUR226 (2016) en de benodigde kennis daarover naar huis. Diverse presentaties gingen ook over paalmatrassen. Viviana Mangraviti promoveerde bijvoorbeeld in 2021 op paalmatrassen in Milaan, Italië (zie Mangraviti, 2022). Zij ont- wikkelde een methode om een paalmatras zo ‘sustainable’ mogelijk te ontwerpen, gegeven een maximaal toelaatbare verschilzetting aan het maaiveld. Brusa en Naughton (2022) presenteerden een voorbeeldproject in het VK, waarbij ze keken naar de laterale belasting op de wrijvingspalen. Van Eekelen presenteerde nieuwe veldmetingen in de Krimpenerwaard (Eekelen et al., 2021, 2022), en Arash Khansari vertelde over enkele praktijk- projecten in Duitsland (Klompmaker, 2022). Gewapende grondconstructies KEYNOTE VAN TATSUOKA Fumio Tatsuoka, professor emeritus uit Japan, vertelde over 40 jaar gewapende grond voor hogesnelheidslijnen in aardbevings- en tsunami- gebieden (Tatsuoka, 2022). In de jaren ‘80 startte Japan met keerwanden van gewapende grond. Men combineerde gewapende grond met een stijve facing over de volle hoogte, ofwel een ‘Full- Height Rigid facing’ (FHR), zie figuur 2a. Belangrijk hierbij is de gewapende grond en de ondergrond voldoende te laten vervormen, voordat de FHR stevig wordt verbonden met de wapeningslagen. Begin jaren ‘90 kwamen de eerste landhoofden waarbij liggers voor een brugdek op de bovenzijde van deze FHR facing werden gelegd. Deze keerwanden en landhoofden bleven onverwacht goed intact bij aardbevingen. Maar bij tsunami’s ging het minder goed: hele brugdekken spoelden weg. Daarom werd in de vroege jaren 2000 de ge- wapende-grond-integraal-brug ontwikkeld. Hier- bij worden de brugliggers geïntegreerd (zie figuur 2b) in de FHR en worden daarmee één geheel met de facing van de gewapende grond. Erg grote overspanningen kunnen problemen geven in ver- band met thermische spanningen. Overspanningen tot 60 m functioneren goe d. Tatsuoka gaf aan dat voor de toekomst een overspanning van 100 m haalbaar zou moeten zijn. ANDERE PRESENTATIES OVER GEWAPENDE GRONDCONSTRUCTIES Diverse ontwikkelingen rondom de toepassing en ontwerp van gewapende-grondconstructies kwamen aan bod. Zo werd een aantal bijzondere projecttoepassingen gepresenteerd. Loux presen- teerde een project met een toerit van een autoweg op slappe ondergrond. Hierbij was het gewa- pende-grondmassief opgebouwd uit lichtgewicht aanvulmateriaal in de vorm van glasaggregaat, zie figuur 3 (Loux et al., 2022). Een gewapende grondconstructie met betonnen afwerking langs een spoorcorridor in Tsjechië maakt indruk vanwege zijn omvang (Hubík et al. 2022). Op het gebied van ontwerp waren er interessante benaderingen om het gedrag van een gewapende grondconstructie onder een seismische belasting eenvoudig (pseudo-statisch) te voorspellen (Gaudio et al., 2022). De inbedding van funderings- palen in een gewapende grondconstructie is een onderwerp dat internationaal veel interesse geniet. Ook in Nederland worden er regelmatig palen door gewapende grond heen aangebracht, bijvoorbeeld in geluidswallen of zwaar belaste bruggenhoofden. Hierbij kunnen de palen horizon- taal belast worden, door bijvoorbeeld aardbevingen, verkeer, wind of thermische uitzetting of krimp van brugliggers. Jawad en Han (2022) presenteerden een literatuuronderzoek over schaalproeven, full-scale proeven en numerieke studies waarbij palen in of meteen achter de gewapende grond zijn geïnstalleerd. Hun focus lag op de capaciteit van de palen om laterale belasting op te nemen en het beschouwen van de vervormingen van de facing van de gewapende grond. Bovendien keken zij hoe de lateraal belaste palen de trekkrachten in de wapening en de horizontale druk op de facing beïnvloeden. 36 GEOKUNST MAART 2023 7 E EUROPEES CONGRES E URO G EO 7 GEOKUNSTSTOFFEN IN W ARSCHAU, P OLEN dr. ir. Suzanne van EekelenDeltares dr. Cihan CengizDeltares Iljo Fluit, MBANormec QS ing. Leo KuljanskiTe n s a r I n t e r n a t i o n a l B V ir. Joris van den BergHuesker BV ing. Erik Kwast Kwast Consult Figuur 1 – Palace of Culture and Science, Warschau, Polen (Foto: E. Kwast). 37 GEOKUNST MAART 2023 SAMENVATTING Van 4-7 september 2022 is het 7 e‘European Geosynthetics Conference’ (Euro- Geo7) gehouden in Warschau Polen. Na twee jaar uitstel was het fantastisch dat dit congres nu door kon gaan en alle internationale experts op het gebied van geokunststoffen weer bij elkaar konden komen. Het congres ontving op drie aansluitende dagen ongeveer 800 deelnemers uit 55 landen. Het congres omvatte 22 inhoudelijke sessies verdeeld over drie intensieve dagen. Alle thema’s van geokunststoffen in de breedte waren met technische diepgang vertegenwoordigd in het programma. Gerelateerd aan gewapende grond was de lezing van Detert et al. (2022) over het gedrag van geogrid-verankerde damwandconstructies. Over dit onderwerp publiceerde GeoKunst eerder een driedelige serie artikelen (Detert et al. 2019, Duijnen et al. 2020 en Wittekoek et al. 2021). Op het congres werden verschillende project- toepassingen en de serie proeven van Wittekoek et al. (2021) gepresenteerd. AFDICHTINGEN KEYNOTE VAN ROWE Professor Kerry Rowe (Queens University, Canada) presenteerde voorbeelden van geokunststoffen bij afdichtingen. Focus hierbij was het gebruik van afsluitende folieconstructies om de omgeving te beschermen tegen verontreinigingen uit grond en grondwater. Een slappe ondergrond vormt hierbij een extra uitdaging. Rowe benadrukte het belang van een goed ontwerp en een goede uitvoering. Dit speelt ook bij reconstructie en/of uitbreiding van dammen en afwateringskanalen, waarbij vaak afsluitende folies worden aangebracht. Bij het ontwerp van de complexe opbouw van verschil- lende lagen van beschermende geotextielen, folies en filterlagen is veel aandacht nodig voor levensduur, zettingen en zettingsverschillen, en aansluitingen op bestaande constructies. Het is zeer leerzaam om niet alleen goede voorbeelden maar ook schadegevallen te bespreken. ANDERE PRESENTATIES OVER DRAINAGE EN FOLIES Diverse papers beschreven interessante en vaak grote projecten met folieconstructies (zie figuur 4). Hierbij werden folies vaak gecombineerd met drainage voor toepassing bij dammen, water- bergingen en het voorkómen van grondwater- verontreiniging in de omgeving. Daarnaast was onderzoek naar filtratie en dichtslibben van drainagematten en drains tijdens de levensduur een vaak terugkerend thema. Figuur 3 – Bouwproces gewapende grond met aanvulmateriaal van glasaggregaat (Loux et al., 2022). Figuur 2 – Landhoofden van gewapende grond in Japan voor spoorwegen. De nummers geven de constructievolgorde aan. (a) zoals sinds de jaren 90 werd toegepast. (b) tsunami-bestendige integraalbrug van gewapende grond zoals sinds begin jaren 2000 wordt toegepast (bron: Tatsuoka, 2022). A B Eric Bond vertelde over een survey van IGS, waarbij meer dan 200 respondenten informatie deelden over hun ontwerppraktijk, schadegevallen en hun vertrouwen in de oplossing (Bond, 2022). Op basis van de resultaten van deze survey ontwikkelde ISO met IGS een nieuwe ontwerprichtlijn (ISO, 2021). Deze ISO-standaard geeft ontwerpregels voor filtratie door geotextielen. Daarnaast beschrijft de richtlijn de fundamentele principes van filtratie, materialen, testen en praktijkvoorbeelden. De ISO standaard geeft de internationale consensus van de ruim 200 experts wereldwijd. De belangrijk- ste constatering is dat het aantal schadegevallen beperkt is geweest in de afgelopen 10 jaar. Bond concludeert hieruit dat de betrouwbaarheid van geotextielen voor filtratie zeer hoog is. Met de nieuwe ontwerprichtlijn is nu een belangrijke actuele standaard voor opleiding en praktisch gebruik beschikbaar. KRACHTSOVERDRACHT GEOGRID-GROND KEYNOTE VAN ZIEGLER Professor Martin Ziegler is de voormalige voor- zitter van de afdeling geotechniek van RWTH Universiteit in Aken en bestuurslid van de Duitse vereniging van Geotechnici (DGGT). Hij is kort- geleden gepensioneerd en nam afscheid van IGS met een keyn ote presentatie (Ziegler en Derksen, 2022). Hij vertelde over de krachtsoverdracht tussen geogrid en grond in verschillende toe- passingen. Ziegler maakte daarbij onderscheid in de richting van de krachtsoverdracht. Is de krachtsoverdracht parallel aan het geogrid, dan identificeerde hij de interactie-mechanismen ‘push out, pull out,interlocking’. Is er een drukkracht op het geogrid, dan benoemde Ziegler twee andere mechanismen: interlocking en membraanwerking. Ziegler onderbouwde zijn verhaal met de resultaten van een proefopstelling waarin de interactie- mechanismen op microschaal kunnen worden bestudeerd, met behulp van transparante grond van gebroken gesmolten kwarts en olie (Derksen & Ziegler, 2022). De verplaatsingen werden gemeten met behulp van de Digital Image Correlation (DIC)-methode. De resultaten van het onderzoek van Ziegler werden gebruikt om een micro-mecha- nisch model te verifiëren en dat geeft nieuwe inzichten waarmee berekeningen met de eindige- element en-methode kunnen worden verbeterd. FUNDERINGSWAPENING KEYNOTE VAN HAN Professor Jie Han vertelde over de voordelen, overeenkomsten en verschillen van twee theorieën die gangbaar zijn bij het ontwerp van kunststof- wapening in de funderingslaag onder ve rhardi ngen: horizontale opsluiting en membraanwerking (Han, 2022). Hij presenteerde meerdere laboratorium- opstellingen om deze mechanismen te kunnen onderscheiden en het positieve effect van een wapening zichtbaar te maken. Hij vervolgde met een methodologie om experimenteel de verbeter- factoren te bepalen van drie typen wapening: horizontaal wapening, membraanwapening en geocellen. Han liet ook zien hoe een Modulus Improvement Factor (MIF) van het geogrid- granulaat composiet teruggerekend kan worden uit praktijkproeven en de hierbij optredende permanente vervorming. Daarbij wordt de opgetreden verticale rek (indrukking) tussen het granulaat en de ondergrond met behulp van een empirische formule en de theorie van Burmister teruggerekend naar een equivalente stijfheid in het geogrid-granulaat-composiet. De MIF is dan de verhouding tussen de equivalente stijfheid van het geogrid-granulaat-composiet en de originele stijfheid van het granulaat alleen. Deze methode biedt een waardevolle aanvulling op de inzichten uit de in Nederland verschenen CROW C1001 (2017). ANDERE PRESENTATIES OVER FUNDERINGSWAPENING ‘Stabilisatie’ is een relatief recent gedefinieerde functie van geokunststoffen. Bij stabilisatie gaat het om het verbeteren van de mechanische eigenschappen van ongebonden granulair materiaal door de interactie met een geogrid. Van deze functie werden verschillende toepassingen in spoorwegen gepresenteerd. Kunststofstabilisatie verhoogt de stijfheid van ballast en onderbouw waardoor de gebruiksduur van de spoorbaan toeneemt. Bij het stabiliseren van hogesnelheids- lijnen gaat de kritische snelheid omhoog omdat de energiegolven beter opgevangen worden in de onderbouw van het spoor. Een passerende trein veroorzaakt een “energiegolf”, welke dankzij stabilisatie sneller door de onderbouw beweegt. Hierdoor kan de trein ook hogere snelheden aanhouden voordat hij deze energiegolven inhaalt en er onacceptabele trillingen ontstaan. Rakowski et al (2022) presenteerde een nieuw ontwikkelde, eenvoudige laboratoriumproef om geogrid stabilisatie te kwantificeren. Wang et al (2022) modelleerden verschillende typen geogrid met de “discrete element methode” om de geogrid-granulaat interactie te bestuderen (zie figuur 5). De sessie sloot af met een presentatie van Lees en Kawalec (2022). Zij presenteerden een ontwerpmethode om het effect van geogrids bij opstelplaatsen in rekening te brengen. De sessie over verhardingen werd voornamelijk gevuld met onderwerpen over asfaltwapening. Daarnaast werd veel aandacht besteed aan de positieve invloed van funderingswapening op de CO 2- uitstoot bij aanleg van verhardingen door het enerzijds reduceren van de hoeveelheden granulaat, asfalt, ontgraving en anderzijds vergroten van de gebruiksduur van de verharding. Meerdere sprekers lieten zien hoe nu al significante stappen worden gezet naar circulaire en ‘koolstofarme’ verhardingen door het toepassen van geokunst- stoffen als funderingswapening. 38 GEOKUNST MAART 2023 Figuur 4 – Aanbrengen HDPE folie in den droge, EPC project in Australië (Bron: Paulson en Morris, 2022). Lichte ophoogmaterialen Naast papers over geotextielen waren er een aantal papers over lichtgewicht toepassingen. Hierboven is de presentatie beschreven van Loux et al. (2022), over schuimglas als ophoogmateriaal in een gewapende-grondconstructie. Ook EPS is onderdeel van de geokunststoffen als ophoog- materiaal voor infrastructuur. De eerste Belgische toepassing van een EPS-ophoging werd beschreven in de paper van Milan Du ŝkov et al. (2022, zie figuur 6). Het betrof de toepassing voor de aanleg van een zettingsarm fietspad langs de nieuwe rondweg in Antwerpen in combinatie met een geluidswal van EPS. Door ruimtegebrek werd de EPS-constructie deels verticaal uitgevoerd en deels met een steil talud en een gewapende grond- constructie. De stabiliteit en vervormingen van de EPS-constructie zijn met Plaxis geanalyseerd. Kefci en Huvaj (2022) uit Turkije presenteerden een interessant literatuuronderzoek naar de interface-schuifsterkte-eigenschappen (direct shear test) van EPS. Hierbij werd gekeken naar verschillende interfaces (EPS/EPS, EPS/zand- ondergrond, EPS/kleiondergrond en EPS/beton) en verschillende EPS-typen (op basis van gewicht). In Nederland wordt standaard een wrijvingsfactor (µ) 0,5 aangehouden (zie CROW/CUR 162, 2022) tussen de EPS-blokken en EPS en ondergrond. In vergelijking met de resultaten vanuit het literatuuronderzoek is dit een conservatieve waarde, met uitzondering van de interface EPS/kleiondergrond ( µ= 0,4 ). Inspectie & testen Ook het onderwerp onafhankelijke kwaliteits- controle kwam ruim aan bod op het congres. Opdrachtgevers en stakeholders in Nederland onderkennen in toenemende mate de waarde van geaccrediteerde, volledig onafhankelijke test-, inspectie- en certificatiewerkzaamheden voor geokunststoffen. Dit is het geval voor projecten in de grond-, weg- en waterbouw, maar ook speelt dit in de afval- en recycling sector. Opdrachtgevers en beheersorganisaties vragen om constructies van geokunststoffen die aantoonbaar de gevraagde technische (100 jaar) levensduur hebben. Geaccre- diteerde NGO-leden voldoen hieraan door onder accreditatie zowel de benodigde proeven als permanente inspectie tijdens de aanleg uit te voeren. Deze onafhankelijke borging in relatie tot het thema duurzaamheid vanuit milieu- oogpunt maakt dat geokunststoffen steeds meer ontwikkelen en interessanter worden voor de markt. De onafhankelijke borging is enerzijds gebaseerd op internationale en Europese norme- ring, maar anderzijds ook specifiek verankerd in Nederlandse wetgeving en normering. Een goed voorbeeld hierbij is de rol van de onafhankelijke lange-duur-gedragdeskundige voor geokunst- stoffen. Sinds de herziening van de ‘Protocollen voor het toepassen van kunststof geomembranen voor bodembescherming en gas- en vloeistof- barrière-lagen’ in 2018 is hier eenduidigheid over gekomen in Nederland. De toelichting, uitwerking en bijbehorende eisen in dit kader zijn uitgewerkt om duidelijkheid te verlenen voor projecten die in Nederland worden uitgevoerd. Sustainability Duurzaamheid, zowel ‘sustainability’ als ‘durability’, en milieu kwamen regelmatig aan bod. IGS en ook NGO houden zich hier al enige tijd intensief mee bezig. De IGS website heeft hiervoor ook een speciale site geopend: (https://www.geosyn- theticssociety.org/sustainability/). De site laat 39 GEOKUNST MAART 2023 Figuur 6 – Dwarsprofiel met EPS-constructies fietspad en geluidswal, nieuwe rondweg Antwerpen, België (Du ŝkov et al., 2022). Figuur 5 – Discrete-element-methode (DEM) model van diverse geogrids. A Geweven geogrid, B Extruded biaxiaal geogr id, C Extruded biaxiaal en triaxiaal geogrids. AB C onder andere zien hoe geokunststoffen een (deel)oplossing zijn voor het microplastics- probleem en hoe zij kunnen bijdragen aan de duurzaamheidsdoelen van de Verenigde Naties. De site bevat ook een interessante video over de duurzaamheid van geokunststoffen. Thema’s op het congres waren bijvoorbeeld het voorkómen van fragmentatie en uitloging, het besparen van primaire bouwstoffen door gebruik van geokunststoffen en het reduceren van transportbewegingen. Tijdens de plenaire sessie “Geosynthetics, Sustainability and Current Indus- trial Challenges” vertelde Oscar Nieto Sanz van de Europese Commissie over de ontwikkeling van de Construction Products Regulation (CPR). Hiervoor werken de Europese Commissie en het CEN aan sustainable en circulaire economische criteria in de context van het Europese constructiebeleid. Yo u n g m e m b e r s De Young Members van de IGS (IGS Young) is een enthousiaste groep jonge academici en onder- zoekers in het vakgebied van de geokunststoffen. IGS Young biedt een platform en netwerk aan deze jonge leden, ondersteunt hun introductie in de arbeidsmarkt en faciliteert het leggen van contacten in het werkveld. De conferentie was ook in die zin zeer succesvol; gerenommeerde hoogleraren en ervaren ingenieurs toonden belangstelling voor het onderzoek van jonge leden. IGS kent onderscheidingen toe aan uitmun- tende (PhD) studenten. Het werk dat de winnaars mochten presenteren, was technisch degelijk en innovatief. Dr. Cihan Cengiz van Deltares was één van de winnaars van de IGS studentenprijs en mocht zijn werk presenteren. Hij kreeg de prijs voor zijn PhD-studie naar de effecten van geotextiel- omhulde kolommen op het seismische gedrag van slappe kleilagen (Cengiz 2018; 2020). Te n s l o t t e Het was een interessant congres met een zeer goede opkomst. Hoogtepunt was ook het optreden, tijdens het galadiner, van de Poolse Jazzband Ml/ynarski-Masecki. Fantastisch om weer veel mensen te kunnen ontmoeten nadat de conferentie tweemaal een jaar was uitgesteld! Bronvermelding – Bond, E., 2022. Designing geotextiles for Filtra- tion: state of the practice and development of standard ISO 18228-3. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 362-370. – Brusa, N., Naughton, P.J., 2022. Interaction of rigid inclusions ground improvement with high strength geosynthetics. Proc. EuroGeo7, War- schau, Polen, pp 718-728. – Cengiz, C., & Güler, E. (2020). Load bearing and settlement characteristics of Geosynthetic Encased Columns under seismic loads. Soil Dynamics and Earthquake Engineering, 136, 106244.https://doi.org/https://doi.org/10.106/ j.soildyn.2020.106244. – Cengiz, C., & Güler, E. (2018). Seismic behavior of geosynthetic encased columns and ordinary stone columns. Geotextiles and Geomembranes, 46(1), pp 40-51. https://doi.org/https://doi.org/ 10.1016/j.geotexmem.2017.10.001 – Klompmaker, J., 2022. Geogrid reinforced load transfer platforms (LTP) over soft soil – Experien- ces with high-strength laid & welded geogrids. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 495-502. – CROW C1001 (2017). Geokunststoffen als funde- ringswapening in ongebonden funderingslagen. – CROW/CUR 162 (2022) Construeren met grond. – CUR 226 (2016), Design Guideline Basal Rein- forced Piled Embankments. Eds S.J.M. van Eek- elen en M.H.A. Brugman. CRC Press 2016. – Derksen,J. and Ziegler,M. 2022. Investigation of force transmission during indirect activation of a geogrid in transparent soil, Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Ser.: Mater. Sci. Eng. 1260 012005 DOI 10.1088/1757899X/1260/ 1/ 012005. – Duijnen, P. van, Detert, O., Lavasan, A., Berg, J. van den, Hölter, R., König, D., van Eekelen, S., Geogrid-anchored sheet pile walls: field test and numerical analyses, 2022. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 108-118. – Detert, O., Lavasan, A., Berg, J. van den, Duijnen, P. van, König, D., Hölter, R., van Eekelen, S., 2019: Geogrid-verankerde damwanden. Deel 1: voorbeeldprojecten en onderzoeksopzet. GeoKunst/ Geotechniek 2019, nr. 4, p. 60. – Van Duijnen, P., Detert, O., Lavasan, A., van den Berg, J., König, D., Hölter, R., van Eekelen, S., 2020: Geogrid-verankerde damwanden, deel 2: full scale test. GeoKunst/Geotechniek 2020, nr. 1, p. 53. – Dus vkov, M., Reynde rs, D., Nijhuis, E., De Maes- schalck, S., 2022. The First Belgian Lightweight Embankments Constructed with an Expanded Polystyrene (EPS) Geofoam Core. Proc. Euro- Geo7, Warschau, Polen, pp 555-563. – van Eekelen., S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A., Hazenkamp, M., Jung, Y.H., 2021. Veldmetingen in een onderwater paalmatras met geotextiel- wapening. GeoKunst, GeoTechniek, juni 2021, pp 54-59. – van Eekelen., S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A., Hazenkamp, M., Jung, Y.H., 2022. Field measu- rements in a partly submerged woven geo- textile-reinforced embankment. Proc. Euro- Geo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Series: Mate- rials Science and Engineering 1260 (2022) 012046 IOP Publishing doi:10.1088/1757-899X/ 1260/1/012046 – Gaudio, D., Masini, L., Rampello, S., 2022. Seismic design of geosynthetic-reinforced earth retai- ning walls following a pseudo-static approach. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Series: Materials Science and Engineering 1260 (2022) 012021 IOP Publishing. – Han, J., Asce, P.E.F., 2022. Experimentally and mechanistically quantifying benefits of geo- synthetics in improved road performance. Proc EuroGeo7, pp 92-104. –Hubík, P., Kas vpar, M., Vodá ček, O., 2022. Stepped Reinforced Soil Retaining Walls at Railway Corridor Rokycany – Plze ň. Proc. Euro- Geo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Series: Mate- rials Science and Engineering 1260 (2022) 012007 IOP Publishing. – ISO, 2021. ISO/TR 18228-3:2021, Design using geosynthetics - Part 3: Filtration. Jawad, S. and Han, J. (2022) Recent Advances in Laterally- Loaded Piles within Mechanically-Stabilized Earth Walls. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Ser.: Mater. Sci. Eng. 1260 012004 DOI 10.1088/1757-899X/1260/1/012004 – Kefci, Y., Huvaj, N., 2022. Interface Shear Strength Properties of Geof oam. Proc. EuroGeo7, Warschau, Po len, pp 233-244. – Lees, A., and Kawalec, J., 2022. The design of mechanically stabilized working platforms. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 380-390. – Loux, T., McInnes, S., Crawford, R., Filshill, A., 2022. Design and Construction of a Geosyn- thetic-Reinforced MSE Structure with Foamed Glass Aggregate Lightweight Backfill. Proc. Eurogeo7, Warschau, Polen, pp 119-128. –Mangraviti, V., 2022. Displacement-Based Design of Geosynthetic-Reinforced Pile-Supported Embankments to Increase Sustainability. In: Antonelli, M., Della Vecchia, G. (eds) Civil and Environmental Engineering for the Sustainable Development Goals. SpringerBriefs in Applied Sciences and Technology(). Springer, Cham. https://doi.org/10.1007/978-3-030-99593-5_7 – Paulson, S., Morris, , 2022. Risks and Rewards of EPC (Engineering, Procurement and Construc- tion) Development of a Landfill Cell Project invol- ving Geosynthetics. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 422-432. – Rakowski, Z., Horní ček, L. and Kawalec, J. 2022. Alternative laboratory approach for determina- tion of geogrids performance in mechanically stabilized layers IOP Conference Series: Materials Science and Engineering, Volume 1260, Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Ser.: Mater. Sci. Eng. 1260 012019 – Tatsuoka, F., 2022. Developments of Geosyn- thetic-reinforced soil structures from walls to bridges – an overview. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 56-91. – Wang,Z., Ma,B., Yang, G. and Ziegler,M. (2022). Investigation progress of geogrid-soil interaction using DEM. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, IOP Conf. Ser.: Mater. Sci. Eng. 1260 012042 DOI 10.1088/1757-899X/1260/1/012042 – Wittekoek, B., Eekelen, S.J.M. van, Terwindt, J., Korff, M., Duijnen, P.G. van, Detert, O., Berg, J. van den, Hölter, R., König, D. (2021): Geogrid- verankerde damwanden. Deel 3: experimenten en numerieke analyse. GeoKunst/Geotechniek 2021, nr. 1, p. 66-72. – Ziegler, M., Derksen, J., 2022. Mechanism of action of a geogrid reinforcement at macro and micro scale. Proc. EuroGeo7, Warschau, Polen, pp 20-55. ! 40 GEOKUNST MAART 2023 Dijkversterking met gebiedseigen grond: waarom niet? In Nederland bouwen we dijken van hoge kwaliteit om voldoende veiligheid te bieden tegen over- stromingen. Daarom zijn strenge regels opgesteld omtrent de samenstelling van dijkenklei. Lokaal beschikbare grond voldoet vaak niet aan deze regels. In plaats daarvan wordt klei voor dijk- versterkingen veelal van elders aangevoerd. De hiervoor benodigde extra transportbewegingen zijn economisch onvoordelig, niet duurzaam en leiden tot overlast. In het kader van de POV Dijk- versterking met gebiedseigen grond is een Tech- nisch kader opgesteld. Hierin is beschreven hoe lokaal beschikbare grond effectief in dijkverster- kingen kan worden toegepast. Grondgestuurd ontwerpen is omdenken Het Technisch kader toepassen gebiedseigen grond zit boordevol voorbeelden van dijkverster- kingen die zijn aangelegd met grond die niet aan de standaardeisen voldoet. Opvallend is dat een fors aantal van deze voorbeelden uit het verleden afkomstig is of uit ons omringende landen met een minder rigide ontwerpcultuur (zoals Verenigd Koninkrijk en Frankijk). Waarschijnlijk zullen veel lezers voorbeelden herkennen, maar dan vraag- tekens hebben over de aantoonbaarheid van harde eisen uit een Basis Specificatie Dijken van een waterschap of Standaard RAW Specificaties. Het lijkt steeds lastiger te zijn geworden om grond toe te passen met afwijkende eigenschappen, omdat eisen en de ontwerpvrijheid veelal in een vroeg stadium al zijn ‘vastgetimmerd’. Het komt regel- matig voor dat men daarom de stap naar grond- gestuurd ontwerpen niet aandurft. Bij het echte grondgestuurd ontwerpen is omdenken noodzakelijk. In plaats van de klassieke piramide van eisen van boven naar beneden te doorlopen, doen we dat bij grondgestuurd ontwerpen net andersom, zie figuur 1. Het startpunt in het grond- gestuurd ontwerp is de grond die vrijkomt bij een nabije gebiedsontwikkeling of uit de dijkverster- king zelf. Wanneer de aard- en gedragseigen- schappen van het vrijkomende materiaal goed bekend zijn, kan worden nagegaan hoe deze eigenschappen door de manier van uitvoering en in de periode na realisatie door de natuur worden beïnvloed. Dit vergt een gedegen kennis van grondgedrag en uitvoering, geen afvinklijstje in een standaard specificatie. Soms zal deze kennis binnen het project moeten worden opgedaan. Het Technisch kader laat zien dat een ervaren geotechnicus heel goed in staat is om construc- tieve gedragseigenschappen van een grondsoort te bepalen al dan niet met behulp van een zelf op te zetten onderzoeksprogramma binnen de looptijd van het project. Wanneer het doorlopen van de klassieke eisen piramide strandt, omdat standaard materiaal- specificaties uit een Basis Specificatie of RAW niet worden gehaald, dan wordt het tijd voor grond- gestuurd ontwerpen en zijn daarbij de volgende soorten oplossingen mogelijk: 1. De standaardeisen zijn te strikt: je kunt onder- bouwd afwijken. 2. Er is ontwerpvrijheid: het ontwerp wordt aan- gepast op basis van de beschikbare partij grond. 3. De grond kan worden opgewaardeerd. 4. Het beheer en onderhoud kan anders worden aangepakt. Het is mogelijk dat ook na het doorlopen van deze stappen de partij grond niet kan worden toegepast in de dijkversterking, dan kun je kijken of deze elders kan worden toegepast. Startpunt: kennen van je grond Om de geschiktheid van een partij klei te beoor- delen voor toepassing in een dijk, is eerst voldoende informatie nodig over de samenstelling. Klei wordt daarna doorgaans vergeleken met RAW-eisen voor dijkenklei en ingedeeld in een erosiecategorie. Daarnaast zijn er veelgebruikte dijkenrichtlijnen waarin aanvullende eisen staan. Als blijkt dat de grond voldoet aan deze eisen, dan kan het worden toegepast. Veelal voldoet een lokale partij klei echter voor één of meer para- meters niet aan de daarvoor in de literatuur ver- melde grenswaarden, bijvoorbeeld omdat het organisch stofgehalte te ho og is of de plasticiteits- index te laag. Het Technisch kader geeft een over- zicht van de achtergronden van een groot aantal grondeigenschappen van klei met verwijzingen naar literatuur. Hoeveel grondonderzoek doe je om de geschikt- heid van een lokale partij grond te verkennen? En wanneer? Dit vergt maatwerk. De stelregel is echter dat het vroegtijdig in een project verkennen van de mogelijkheden van lokale grond de kans op toepassing aanzienlijk vergroot. Dit wil niet zeggen dat elk gronddepot uitgebreid moet worden bemonsterd. Een van grof naar fijne aanpak loont. Een eerste inschatting van de grondkwaliteit wordt gemaakt op basis van gebiedskennis. Hier- voor kan worden overlegd met lokale aannemers en boeren, maar er kan ook gebruik worden gemaakt van vele, gratis online beschikbare, bodemkundige bronnen. Een visuele beoordeling 24 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 1 – To p d o w n o n t w e r p e n v o l g e n s p i r a m i d e v a n e i s e n ( l i n k s ) o f b o t t o m u p v i a e i g e n s c h a p p e n ( r e c h t s ) waarmee de verschillen in beeld zijn. ir. Albert WiggersPrincipal Geotechnical Engineer,Royal Haskoning DHV ir. Werner HalterPrincipal Consultant, Fugro ing. Mirjam MolenProjectmanager Waterveiligheid, Arcadis ir. Martin van der MeerTe c h n i s c h M a n a g e r , POV Dijkversterking met Gebiedseigen Grond DIJKEN BOUWEN MET AFWIJKENDE GROND: GRONDGESTUURD IN PLAATS VAN RICHTLIJNGESTUURD ONTWERPEN van een partij grond door een deskundig persoon levert ook veel informatie op. Uit een gedetail- leerde identificatie van klei kan men veel afleiden over de samenstelling. Uiteindelijk kan men gericht laboratoriumonderzoek doen op represen- tatieve monsters. Als een lokale partij klei voldoet aan de standaard- eisen uit onder meer de RAW, dan is het snel duidelijk hoe deze kan worden toegepast in de dijk. Vaak voldoet de klei echter niet aan één of meer eisen. Dan gaat grondgestuurd ontwerpen een rol spelen. Er wordt eerst beoordeeld of onderbouwd van de eisen kan worden afgeweken. Het is daarbij van belang om precies te begrijpen waar de eisen vandaan komen en wat de conse- quenties zijn van een afwijking. Als een afwijking geen effect heeft op de functies die een dijk- onderdeel moet uitoefenen, dan is dit acceptabel. Standaard worden bijvoorbeeld eisen gesteld aan het lutumgehalte in klei in een dijkbekleding. In diepere delen van de dijk kan deze eis echter worden losgelaten, omdat de erosiebestendigheid daar minder van belang is. Bovendien heeft het lutumgehalte weinig invloed op deze eigenschap- pen in de kern van de dijk” Vero udering: vergeten kennis Een reden dat de standaardeisen voor dijkenklei relatief streng zijn, is dat significante veroudering (bijvoorbeeld door een te hoog organisch stof- gehalte) doorgaans wordt vermeden. Veroudering is de (veelal negatieve) verandering van de eigenschappen van dijkenklei in de tijd. Veroude- ring kan via een aantal processen plaatsvinden, zoals uitdroging, vorst-dooiwisselingen of cemen- tatie. In de jaren ’80 heeft veel onderzoek plaats- gevonden naar verouderingsmechanismen in dijken- klei en dit is meegenomen bij de definitie van de standaardeisen. Overmatige veroudering bij afwijkende grond kan ook worden ingeschat met de toen ontwikkelde kennis, maar weinig mensen hebben deze kennis nog paraat. In het Technisch Kader zijn twaalf mogelijke vormen van veroude- ring van dijkenklei gedetailleerd beschreven (zie figuur 2a) en is uitgelegd hoe hier in het ontwerp op kan worden gestuurd. Door bijvoorbeeld alleen klei toe te staan met een laag organisch stofgehalte wordt veroudering (in dit geval klink door oxidatie) vermeden. Er kan echter ook op worden gestuurd door met extra laagdikte voor de klink te compenseren. In figuur 2b is een standaard dijkversterkings- ontwerp op een versimpelde manier vergeleken met een dijkversterkingsontwerp met afwijkende, relatief snel verouderende, grond. De kwaliteit van de grond is uitgezet tegen de tijd gedurende de planperiode van een dijkversterking. Met ‘kwaliteit’ wordt de geschiktheid van de grond voor toepassing in dijken bedoeld. Deze is in de praktijk een optelsom van een serie grondeigen- schappen, zoals sterkte, erosiebestendigheid en waterdichtheid. Voor elke partij grond geldt dat de kwaliteit in het depot en tijdens uitvoering van een dijkversterking zowel in positieve als in negatieve zin kan veranderen door weersinvloeden en grond- bewerking. Er wordt echter gestuurd op het halen van keuringseisen tijdens uitvoering. Na het aanbrengen van grond in een dijk zal de kwaliteit door veroudering veranderen, bijvoorbeeld door structuurvorming onder invloed van weer en wind. In de standaardpraktijk worden strenge keurings- eisen aan grond gesteld, waardoor het negatieve effect van veroudering doorgaans geen signifi- cante invloed op het ontwerp heeft. Grond die niet voldoet aan standaard keuringseisen vraagt om materiaalkundige kennis van verouderings- aspecten van de betreffende gebiedseigen grond. Afhankelijk van de grondsoort en de toestand van het materiaal bij aanbrengen kan zelfs blijken dat afwijkende grond minder gevoelig is voor veroudering. Het Technisch Kader beschrijft methoden om de mate van veroudering te kunnen voorspellen of te monitoren zodat tijdens ontwerp, uitvoering en tijdens het beheer inzicht kan worden verkregen in de afstand tot de minimumeisen. Uitvoering: praktijkkennis betrekken! Adviseurs die veel betrokken zijn in de realisatie- fase en bij grondwerk weten dat het hele proces van grondbewerking van het moment van winnen tot aan het verwerken en afwerken van de grond- constructie een grote invloed heeft op vrijwel alle constructieve gedragseigenschappen. Door de fasering van dijkversterkingsprojecten is er echter veelal te weinig terugkoppeling vanuit de realisatie naar het ontwerp. Figuur 3 geeft een eenvoudige weergave van verschillende stappen van het grondwerk en hoe constructieve gedrags- eigenschappen tijdens het grondwerk worden beïnvloed. 25 GEOTECHNIEK MAART 2023 SAMENVATTING Dit artikel is een samenvatting van het in oktober 2022 opgeleverde Technisch kader toepassing gebiedseigen grond. Hierin is toegelicht wat de technische kansen en mogelijkheden zijn voor het toepassen van gebiedseigen grond in dijkversterkingen. Deze toepassing is duurzaam, omdat lokaal beschikbare grond wordt hergebruikt en de transportafstanden worden beperkt. Gebiedsei- gen grond voldoet veelal echter niet aan alle eisen die standaard worden gesteld aan dijkenklei. In dit Technisch kader wordt toegelicht hoe onderbouwd van deze eisen kan worden afgeweken. Een voorwaarde kan zijn dat men het ontwerp aanpast of het verouderingsgedrag van grond kwantificeert. Daarnaast wordt toegelicht hoe de eigenschappen van afwijkende grond op een economische wijze kunnen worden opgewaardeerd. Figuur 2a – Vero uderingsprocessen bij dijksmateriaal: groen is doorgaans gunstig voor de dijkveiligheid, rood is ongunstig voor de dijkveiligheid. Figuur 2b – De kwaliteit van de grond uitgezet tegen de tijd. Te z i e n v a l t d a t a l s d e k w a l i t e i t binnen de grenswaarde blijft, toepassing verantwoord is. Een voorbeeld van de actieve beïnvloeding van constructieve grondeigenschappen is dijkverster- king Gorinchem - Waardenburg, zie figuur 4. Daarbij kwam grond vrij uit de uiterwaarden door natuurontwikkeling en rivierverruiming. Dit is hergebruikt in diverse onderdelen van de dijk, zoals de substraatlaag, een drainagebed, de kern en bekledingslagen. De dimensies van deze dijk- onderdelen zijn afgestemd op de eigenschappen van de bestaande dijk en de eigenschappen van de gebiedseigen grond. Hierbij is gestuurd op toestandsparameters zoals consistentie-index en verdichtingsgraad. Dijkontwerp samen met gebiedsontwikkeling In de praktijk blijkt dat de mogelijkheden voor het toepassen van gebiedseigen grond met afwijkende eigenschappen uitgebreid zijn wanneer wat drastischer ontwerpaanpassingen mogelijk zijn. Wanneer er ruimte in het ontwerp is, zijn er talloze mogelijkheden. Het begrip “ruimte” heeft in dit geval betrekking op enerzijds fysieke ruimte en anderzijds ruimte in tijd. Vaak hangen deze ook weer samen en het is zaak dat hiervoor vroegtijdig samen met gebiedsontwikkelaars wordt opgetrok- ken. In het Technisch kader worden voorbeelden gegeven van verschillende mogelijkheden om een ontwerp passend te maken voor gebiedseigen grond. Er worden voorbeelden gegeven van grondgestuurd ontwerpen waarbij de dijkgeo- metrie is aangepast. Daarnaast zijn ontwerpen beschreven waarbij de laagopbouw en zonering binnen een dijk zijn aangepast op specifieke eigen- schappen van de toe te passen grond. In het Technisch kader is het ontwerp van een steilranddijk in het project Gebiedsontwikkeling Ooijen-Wanssum opgenomen als voorbeeld hoe een technisch uitdagende ontwerpkeuze effectief naar de eindstreep is gebracht, inclusief de beno- digde ontwerpverificatie, uitvoeringsvoorwaarden en een voorspelbare beheerinspanning. Zie figuur 5. Beheer Na opleveren van de dijk blijven constructieve eigenschappen veranderen. Het Technisch kader geeft een uitgebreid overzicht van relevante verouderingsprocessen van grond. Bij het gebruik van gebiedseigen grond met afwijkende eigen- schappen is er een directe aanleiding voor het langdurig en systematisch volgen van effecten van veroudering op constructieve gedragseigen- schappen. Het lerend ontwerpen en kennisdelen, als kenmerk van grondgestuurd ontwerpen, komt mooi terug in het demonstratieproject Brede Groene Dijk. In dat project worden constructieve gedragseigenschappen met fundamenteel onder- zoek en grote schaalproeven onderzocht. Hier 26 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 3 – Voorbeelden van beïnvloeding van aard- en gedragseigen- schappen tijdens de verschillende fasen van grondwerk met klei. Figuur 4 – Winning van gebiedseigen grond voor dijkversterking Gorinchem- Waardenburg ter plaatse van uiterwaardvergraving binnen het projectgebied. Ta b e l 1 – Stappen in het verificatieproces van de steilranddijk bij Gebieds- ontwikkeling Ooijen - Wanssum. Figuur 5 – Steilranddijk in project Gebiedsontwikkeling Ooijen-Wanssum. 27 GEOTECHNIEK MAART 2023 worden diverse grondeigenschappen gedurende enkele jaren gemonitord, zoals het watergehalte, het zoutgehalte en het organische stofgehalte. Kennis uit dit demonstratieproject kan later op grotere schaal worden toegepast. Juist bij gebiedseigen grond kan geleerd worden van jarenlange ervaring vanuit het beheer en onderhoud wanneer er in het gebied ervaring is om juist de lokale grond toe te passen in de dijken. Door het grondig inspecteren van de dijken, bijvoorbeeld door het graven van proefkuilen en deze professioneel te onderzoeken, kan veel worden geleerd van het gedrag van gebiedseigen grond en kunnen verwachtingen over het gedrag tijdens maatgevende omstandigheden gespecifi- ceerd worden. Hierdoor heeft het gebruik van gebiedseigen grond in sommige gevallen juist een duidelijk voordeel ten opzichte van grond die wordt aangevoerd van verder weggelegen win- gebieden. Monitoring van het lange termijn gedrag is ook relevant in geval van met de tijd veranderende gemiddelde belastingen zoals droogte door klimaatverandering. Ook kan een dijkonderdeel een belangrijkere functie krijgen door een wijziging in ontwerpbelastingen zoals de binnenbekleding bij het toestaan van grotere overslagdebieten. Het monitoren van gedragskenmerken is daarom van groot belang. Hiervoor is de loop tussen ontwerp en beheer van groot belang. Bij de uitgangstoets heeft de beheerder een controle- middel. Het systematisch monitoren van gedrags- eigenschappen kan direct input geven bij een eerstvolgende beoordelingsronde en kan eventu- eel ook projectoverstijgend worden gedeeld en toegepast. Aantoonbaarheid in alle fasen Het Technisch kader biedt een handelingsperspec- tief voor het aantonen dat grond met afwijkende eigenschappen voldoet. Dit handelingsperspectief is procesmatig en gaat uit van de ontwerp- trechter van een HWBP-dijkversterkingsopgave: van verkenningsfase via planuitwerkingsfase naar realisatiefase en beheer. Per fase worden een aantal centrale vragen gesteld, die beantwoord moeten worden. In een verkenningsfase kunnen dit zijn: ‘Is een grondgestuurd ontwerp het voorkeursalternatief (VKA)?’ In de planuitwerkingsfase, bijvoorbeeld: ‘Is er voldoende vertrouwen in het grondgestuurd alternatief?’ of meer concreet: ‘Worden gewenste constructieve gedragseigenschappen aangetoond en wat zijn beheersmaatregelen (terugvalopties)?’ In de realisatiefase is een centrale vraag: ‘Voldoet het op te leveren werk aan de eisen uit het verifi- catieplan?’ en ‘Zijn beheersmaatregelen ingezet waar nodig?’ Zeker niet vergeten, ná realisatie: ‘Voldoet de dijk aan wensen van beheer en aan de waterveiligheidseisen gedurende de levensduur?’ Het Technisch kader geeft aan de hand van een uitgewerkt praktijkvoorbeeld aan hoe het project dergelijke vragen heeft beantwoord en daarmee heeft aangetoond een veilig ontwerp te hebben gemaakt met afwijkende gebiedseigen grond, zie tabel 1. To t s l o t Met klem geven we nogmaals de waarschuwing: het Technisch kader is geen richtlijn maar het geeft de kaders waarbinnen technisch managers, advi- seurs en specialisten een ontwerp kunnen maken met grond die niet aan standaardspecificaties voldoet. Het bouwen van een dijk met gebieds- eigen grond hoeft niet altijd de beste optie te zijn, maar het is wel verstandig om vroegtijdig de mogelijkheden ervan te onderzoeken. BRONVERMELDING Te c h n i s c h k a d e r t o e p a s s i n g g e b i e d s e i g e n g r o n d - van richtlijngestuurd naar grondgestuurd ontwer- pen. POV Dijkversterking met Gebiedseigen Grond, versie 1.0, 4 oktober 2022. ! OPTIMAAL ONTWERP MET LAAG RISICOPROFIEL DOOR GEAVANCEERD 3D ONDERGRONDMODEL VOOR SLIMME DATA-TOEPASSINGEN Voor meer informatie fugro.nl Beheersing van het materiaal grond is voor de geotechnicus van cruciaal belang; kennis van de basiseigenschappen is een eerste vereiste. Door grond letterlijk en figuurlijk op een verstandige manier in de hand te houden wordt bereikt dat geotechnische problemen niet uit de hand lopen. Gedurende de gehele geologische geschiedenis van een bepaalde zandsoort, dat wil zeggen gedurende het transport en de sedimentatie van de deeltjes in de natuur spelen de vorm en de oppervlakte- ruwheid van de individuele korrels een belangrijke rol. De korrels oefenen daarbij immers voortdurend invloed uit op elkaar: gedurende kortere of langere tijd raken ze elkaar in een aantal grotere of kleinere contactoppervlakken in ketsende en schurende bewegingen. Bovendien worden deze processen constant beïnvloed door de veranderende korrel- grootten en vormen van de individuele deeltjes alsmede de in het mengsel aanwezige verhoudingen van die korrelgrootten. Ook tijdens de processen waaraan het zand wordt onderworpen bij gebruik in de industrie of in de bouw spelen bovengenoemde parameters een- zelfde rol. Het gedrag van bewegende zandkorrels gedurende allerlei vormen van massatransport (stroming in en uit een reservoir of bezinking in water), maar ook het gedrag van een zandmassa in evenwicht (taludstabiliteit) wordt bepaald door deze korrelkenmerken. Om dergelijk gedrag van zand te kunnen begrijpen is het dus belangrijk om die parameters duidelijk te definiëren. In de huidige geotechnische praktijk geschiedt dat meestal door zeving van het zand, visuele bepaling van de korrelvorm en eventuele vaststelling van de mineralogie (t.b.v. bepaling van de wrijvings- eigenschappen). In een vorige column is daaraan aandacht besteed. Uitstroomproeven in het laboratorium De gezamenlijke invloed van genoemde parameters kan echter ook op een directe manier worden gemeten door het geotechnisch gedrag van korrel- mengsels te onderzoeken op kleine schaal. Dat kan geschieden aan de hand van eenvoudige proefjes die karakteristiek zijn voor het fysisch-mechanisch gedrag van een korrelmassa in de natuur c.q. in industriële of civieltechnisc he processen. Bekende proeven in dat opzicht zijn de zogenoemde “uit- stroomproeven of zandloperproeven”, waarbij een droge korrelmassa vanuit de bodem van een container onder invloed van de zwaartekracht weg- stroomt; de verhouding tussen uitstroomopening en korreldiameter dient daarbij voldoende groot te zijn om de korrelmassa vrijelijk onder invloed van de zwaartekracht te laten uitstromen. In diverse disciplines worden uitstroomproeven in het laboratorium toegepast om indicaties te ver- krijgen van de korrelvorm annex oppervlakte- ruwheid. Daarbij wordt hetzij de uitstroomtijd, hetzij de resulterende dichtheid van het droge zandmengsel gemeten. Proeven ter bepaling van de uitstroomtijd ; zandloperproeven Reeds in de jaren dertig en veertig van de vorige eeuw zijn diverse methoden ontwikkeld om de korrelvorm te definiëren op basis een uitstroom- proef. Bij een dergelijke proef wordt gemeten hoeveel tijd het vergt om een bepaald volume droog gestorte korrels door een opening van bekende diameter te laten wegstromen. De door- stroomtijd wordt in hoge mate bepaald door de interactie tussen de individuele korrels, waarbij korrelvorm en oppervlakteruwheid essentiële parameters zijn. Het uitstroomgedrag van een massa droge korrels uit een silo is principieel anders dan dat van een vloeistof. De uitstroomsnelheid van een vloeistof wordt immers bepaald door de hoogte van de vloei- stofkolom boven de uitstroomopening, terwijl die van een massa droge korrels constant is, dat wil zeggen onafhankelijk van de hoogte van de korrel- massakolom. Natuurlijk spelen daarbij, behalve de korrelmassa-eigenschappen (korrelgrootte- verdeling, korrelvorm en -oppervlakteruwheid) ook de vorm van de container en de grootte van de uitstroomopening een rol. Bij toepassing van regel- matige, gladde korrels van gelijke grootte (bijvoor- beeld éénkorrelige glasparels) en op voorwaarde dat de uitstroomdiameter D [mm] minstens 5 maal zo groot als de maximale korreldiameter [mm] kan de doorstroomtijd T in seconden worden weer- gegeven als T = C .V (D – d) -2,5 waarbij V het volume van de korrelmassa in ml voor- stelt. De evenredigheidsconstante C hangt af van de vorm van de silo: voor zandlopervormige, conusvormige en silovormige containers wordt respectievelijk C = 7-10, C = 8 en C = 19 gehanteerd. Het boven beschreven uitstroomgedrag van korrels wordt al vele eeuwen toegepast om de tijd te meten met behulp van een eenvoudig instrument, dat gewoonlijk wordt aangeduid als zandloper (Engels: sandglass, hourglass, sand timer, sand clock); zie figuur 1a. Het bestaat uit twee glazen reservoirs die via een smalle doorgang met elkaar zijn verbonden. In het bovenste reservoir bevindt zich een korrelmassa die onder invloed van de zwaartekracht door de smalle doorgang in het onderste reservoir valt. Daarna wordt het systeem om-gedraaid en stroomt het materiaal wederom van het bovenste naar het onderste reservoir. De tijd die nodig is om de inhoud van het bovenste reservoir volledig te legen is constant; volgens bovengenoemde formule hangt de doorlooptijd t, 30 GEOTECHNIEK MAART 2023 COLUMN GROND IN DE HAND HOUDEN – DE VORM VAN ZANDKORRELS (2) UITSTROOMPROEVEN TER BEPALING VAN KORRELVORM ANNEX OPPERVL AK TERUWHEID Piet Lubking Figuur 1a+b – Zandloperproef, waarmede de doorstroomtijd van een bepaald zand wordt gemeten resp. uitstroomproef ter bepaling van de standaard-minimum- dichtheid van een zand. Figuur 2a+b – Een handvol uiterst gladde glasparelkorrels en een hoopje uiterst ruw brekerzand. 31 GEOTECHNIEK MAART 2023 behalve van de dimensies van de zandloper af van het volume en de kenmerken van het zand. In vroeger tijden werd de zandloper vanaf de 14e eeuw in de zeevaart gebruikt om de snelheid van een schip te kunnen meten. Ook het tijdstip van de dag kon op zee bijgehouden worden, waarbij iedere dag opnieuw werd begonnen als de zon op het hoogste punt stond. De tijd werd gemeten in glazen: na 30 minuten was de zandloper (het glas) doorgelopen en werd het omgekeerd. Op de halve uren werd de scheepsbel dan eenmaal geluid en op de hele uren tweemaal. In sommige oude kerken treft men nog een zandloper aan op de preekstoel. Na de Reformatie hielden dominees ervan zeer lang te preken, tot ongenoegen van veel toehoorders. De Synode van Dordrecht bepaalde in 1574 dat een preek maximaal anderhalf uur mocht duren. Sindsdien verschenen op talloze preekstoelen zandlopers. Zandlopers van 15 seconden werden ook veelvuldig gebruikt in medische beroepen om iemands pols- slag te meten. Tegenwoordig treft men ze soms nog aan bij bordspellen, in de keuken of in de sauna. De korrels in een zandloper bestaan meestal uit fijn zand of glasparels, maar ook vermalen eier- schalen of gemalen marmerbrokken werden vroeger vaak toegepast. Proeven ter bepaling van de korrel- vorm op basis van de uitstroomtijd In het algemeen kan worden gesteld dat de doorstroomtijd van een bepaald uitstroomvolume langer is naarmate de korrels hoekiger en ruwer zijn, en korter naarmate de korrels ronder en glad- der zijn. Diverse onderzoekers hebben ter definië- ring van de korrelvormwaarde van een bepaalde korrelmassa de doorstroomtijd daarvan t zvergele- ken met die van extreme referentiematerialen, zoals bijvoorbeeld glasparels t g(compleet ronde, gladde korrels) of brekerzand t b(compleet hoekige, ruwe korrels). In geval van een referentiemateriaal als brekerzand wordt de korrelvorm gedefinieerd als: Kz[%] = ( t b- tz) .100% / ( t b) Andere onderzoekers maken gebruik van twee referentiematerialen, bijvoorbeeld glasparels en brekerzand. In die gevallen wordt de korrelvorm K z in % gedefinieerd als: Kz[%] = ( t z- tg) .100% / ( t b- tg) Idealiter dient daarbij de korrelgrootteverdeling van het te onderzoeken zand overeen te komen met die van het referentiemateriaal; de uitstroomtijd wordt immers, behalve door de korrelvorm en oppervlakteruwheid mede bepaald door de relatieve hoeveelheden langs elkaar bewegende grote en kleinere korrels. Diverse onderzoekers raden daarom aan het te onderzoeken zand eerst in een aantal massafracties uit te zeven. Door de uitstroomtijden van elke fractie te vergelijken met die van een overeenkom- stige massa vergelijkingsmateriaal wordt de korrel- vormwaarde van die fractie verkregen. Die korrel- vormwaarden worden vervolgens samen met de per fractie gevonden specifiek-oppervlaktewaar- den gesommeerd tot de totaalwaarde van de korrelvorm van het zand. Bepalingen als deze blijken in de praktijk tamelijk bewerkelijk. Als het gaat om vergelijking van de korrelvormwaarden van diverse zandsoorten wordt vaak volstaan met simpele vergelijking van de doorstroomtijden van die materialen met die van een referentiemateriaal. Bij natuurlijke Nederlandse zandsoorten bestaat overigens geen grote variatie in korrelvorm en op- pervlakteruwheid; de meeste zijn te kwalificeren als matig afgerond tot matig hoekig. Proeven ter bepaling van de korrelvorm op basis van de minimumdichtheid Te r v a s t s t e l l i n g v a n e e n b e p a a l d e g e d e f i n i e e r d e dichtheid van een zandmengsel wordt in diverse disciplines gebruik gemaakt van een uitstroom- proef. Daarbij vloeien de korrels uit een opening aan de onderzijde van een container in een vat van bekende afmetingen; zie figuur 1b. Bijvoorbeeld ten behoeve van de bepaling van de minimumdichtheid worden de uitstromende korrels met een minimale impact gedeponeerd zodat nauwelijks verdichting optreedt en een zeer open korrelskelet resulteert. De minimumdichtheid wordt (al dan niet samen met de maximumdicht- heid) in de praktijk gebruikt als referentie bij de bepaling van de relatieve dichtheid van een zand- massa in het terrein. Diverse onderzoekers hebben vastgesteld dat de gelijkmatigheidscoëfficiënt D 60/D10en de korrel- vorm (bijvoorbeeld R volgens Powers) in combinatie met een bepaalde, gedefinieerde hoeveelheid verdichtingsenergie een reproduceerbare dicht- heid opleveren. Omgekeerd kan op basis van een bepaalde gelijkmatigheidscoëfficiënt en een gedefinieerd verdichtingsenergieniveau als bij een uitstroomproef op simpele wijze een indicatie worden gevonden van de korrelvorm. De bekende grafiek van Youd laat zien dat de door middel van een uitstroomproef geleverde minimumdichtheid een functie is van de gelijkmatigheidscoëfficiënt en de korrelvorm (in dit geval R volgens Powers). Figuur 4 toont de omgewerkte grafiek van Youd: de gelijkmatigheidscoëfficient C u= D 60/D10 en de bij een uitstroomproef verkregen (minimale) dichtheid geven een indicatie van de korrelvorm annex oppervlakteruwheid. Een andere bekende laboratoriumproef in dat verband is de zogenoemde “Fine Aggregate Angu- larity Test” of FAA-proef, die in de wegenbouw wordt gebruikt ter vaststelling van de weerstand tegen permanente deformatie van een asfaltmeng- sel (rutting) bij een bepaalde verkeersintensiteit. In de grondwerk- en wegenbouwpraktijk bestaan talrijke soortgelijke laboratoriumproeven die zijn gebaseerd op hetzelfde principe als de FAA-proef: van een monster met een bepaalde gradering vormt een bepaalde gedefinieerde droge dichtheid (vaak de onverdichte of minimum- dichtheid) een indi- catie van de relatieve korrelvorm en oppervlakte- ruwheid. In figuur 4, die gebaseerd is op de internationaal bekende grafiek van Youd, is één en ander gedemonstreerd. Deze en andere onderwerpen die voor de praktiserende geotechnicus interessant en belangrijk kunnen zijn, komen aan de orde in de door PAO Techniek en Management aangeboden cursus CGF-M (Masterclass ‘Handen aan de grond’) en worden behandeld in het bijbehorende boek ‘Grondgedrag’ (www.grondgedrag.nl) . ! COLUMN Figuur 3 – Lineaire verbanden tussen uitstroomtijd en uitstromend volume voor een willekeurig zand (Z) en twee referentiezanden (brekerzand en glasparels). Figuur 4 – Verband tussen de minimumdichteid van een zandmengsel en de korrelvorm volgens Powers als functie van de gelijkmatigheidscoëfficiënt. In diverse nummers van dit tijdschrift wordt aandacht besteed aan het Programma Bruggen en Kademuren (PBK) in Amsterdam, dat in 2018 van start ging. Ingenieur René Terpstra schreef als eer- ste in dit feuilleton een stuk onder de titel ‘Het Amsterdamse houten palenonderzoek’. Dit eerste deel doet vermoeden dat vooral de toekomst van dit Amsterdamse erfgoed onder de loep wordt genomen – in het bijzonder vanuit het perspectief van de veiligheid ervan. Het lijkt daarom zinvol in aanvulling hierop - als historisch-geograaf – een poging te doen iets bij te dragen over historische achtergronden van houten palen die als fundering dienen. In de eerste aflevering van de serie (september 2022) staat niet alleen dat de palen ‘vaak wel honderden jaren oud’ zijn, maar ook komt hierin het bekende rijmpje voorbij ‘Amster- dam, die groote stad / Die staat op honderd palen / En als die stad eens ommevalt / Wie zal dat betalen?’ Deze tekst wisselt iets in de overgele- verde varianten ervan; ik kon de gedrukte geschie- denis niet verder traceren dan tot in een Duits (!) boekje uit 1868 (figuur 1). Een bekend feit is dat het Koninklijk Paleis op de Dam (in 1648-1665 gebouwd als stadhuis) oorspronkelijk rustte op 13.659 palen, maar feite- lijk kan voor bebouwing, bruggen, kaden en versterkingen in vrijwel de gehele (binnen)stad worden aangenomen dat die op houten palen of masten rust. Er zijn door de eeuwen heen vele miljoenen stammen de grond in geheid – een proces dat zich in tijd heeft uitgestrekt van de oudste nederzetting aan de Amstelmonding in de middeleeuwen - en vervolgens over de 17de- en 18de-eeuwse gordel - tot ruim in de twintigste eeuw in de grote uitbreidingswijken daaromheen. To c h i s n i e t a l t i j d e n o v e r a l v a n a f h e t b e g i n i n s t e e n gebouwd en op palen gefundeerd. Bruggen en walkanten / kades waren tot in het begin van de 16de eeuw vaak van hout, maar vanaf ongeveer 1600 zijn ze toenemend in steen opgetrokken en onderheid. 1In het algemeen wordt gesteld dat in de binnenstad vooral vuren (= fijnspar) is gebruikt en in de (19de-eeuwse) stadsdelen van Oud-West en Oud-Zuid overwegend grenen (= grove den). Er bestaat echter nogal een naamsverwarring tussen deze beide, want pas vanaf het begin van de 17de eeuw wordt in ons land het hout van fijn- spar en zilverspar vurenhout genoemd – daarvóór heette juist het hout van de grove den vuren. De namen van deze beide houtsoorten zijn afgeleid van het Noorse ‘granen’, respectievelijk het Noorse ‘fueren’ / het Deense ‘fyrn’. 2Deze namen zeggen wel iéts over de herkomst ervan, maar niét alles, want de Amsterdamse en de Hollandse hout- import was toentertijd veel breder georiënteerd. Alle Scandinavische en Baltische (kust)gebieden leverden op grote schaal hout voor allerlei doel- einden: scheepsbouw, havenwerken, bruggen, sluizen, gebouwen, enz. De handelsvaart met de Oostzeelanden was zelfs dermate belangrijk dat ze de ‘moedernegotie’ werd genoemd. Ook in de tijden van de VOC en de WIC (ruwweg ca. 1600- 1800) bleef de Oostzeehandel veel belangrijker voor de Hollandse economie. Tegenover de export naar die gebieden stond destijds import van onder meer hout, graan, wapens, teer en huiden. Toch wordt in een boek uit 1694 expliciet gesproken van Noorwegen als herkomstgebied van de heipalen, die zo’n 30, 40, 50 of 60 voet lang zijn – dus zo’n 10 à 20 m. 3 Behalve sparren en dennen zijn van oudsher ook nog diverse andere houtsoorten benut voor (paal) funderingen; in het geval dat de paalkoppen (met enige regelmaat) boven water zouden uitste- ken en aan zuurstof zouden worden blootgesteld, was dat gewoonlijk eikenhout – dit was dus in 14 GEOTECHNIEK MAART 2023 IETS OVER DE GESCHIEDENIS VAN HOUTEN PALEN IN A MSTERDAM Figuur 1 – Een speel- gedichtje om af te tellen, dat in 1868 is afgedrukt in een Duits boekje van Hermann Meier (1868), Ostfriesland in bildern und skizzen: […], 233. Figuur 2 – Enkele mannen kijken hoe een paal met een heiblok in de grond geslagen wordt. Prent van Jan Luyken, getiteld ‘De Hey’. Boekillustratie uit De Bykorf des Gemoeds (1711), 346. P.D., Wikimedia, Objectnummer: RP-P-OB-45.623 A.F. J. Niemeijer Historisch-geograaf het bijzonder bij water-, haven- en oeverwerken. Verd e r i s h i e r e n d a a r e l z e n h o u t g e n o e m d , z o a l s bij de fundering van de Oude Kerk, die ligt nabij de Oudezijds Voorburgwal en aan de westzijde van de oude stad, langs het Singel. Ook zijn in de 17de eeuw elzenhouten palen aangetroffen bij graafwerk ten behoeve van de (nooit gebouwde) toren van de Nieuwe Kerk langs de Nieuwezijds Voorburgwal. Zulke elzenhouten palen (‘ slieten ’) – vermoedelijk van lokale oorsprong - waren aan- zienlijk dunner dan de latere grenen of vuren masten en ze werden daarom in bosjes van vier, vijf, zes of nog meer, bij elkaar geheid en gebundeld. 4 Nadat de palen of masten in rijen waren ingeheid, werden ze waterpas afgezaagd en door planken/ balken (via het zogenoemde ‘zwaluwstaarten’) met elkaar verbonden, waarna op het ontstane vlak bakstenen funderingen werden gemetseld. 5 (figuur 2) Toen vanaf de tweede helft van de 19de eeuw ook buiten de stadsversterkingen gebouwd ging worden, is min of meer hetzelfde systeem gehandhaafd: er werden grenen palen geheid – alleen op een veel ruimer schaal dan eerder. Zogenoemde ‘eigenbouwers’ en later ook de woningcorporaties pakten de zaken groots aan en zorgden voor talrijke (stoom)hei-installaties. Ze lieten naar behoefte grote velden van paalkoppen na, die als fundamenten voor meerlaagse woon- wijken zouden gaan dienen. Het houten palen- systeem werd zowel voor welgestelden als voor de snelgroeiende arbeidersbevolking toegepast; van bouwen op staal (= op vaste grond, zonder paal-fundering), kon in Amsterdam, met haar slappe bodem, nergens sprake zijn. Anders dan bijvoorbeeld in Den Haag. Verder zijn ook voor haven-, sluis- en andere waterwerken en bruggen vanaf het midden van de 19de eeuw op ruime schaal houten paalfunderingen geconstrueerd, waarbij in toenemende mate gebruik werd ge- maakt van stoomkracht. 6(figuur 3) Nadat vanaf de middeleeuwen tot in het begin van de 20ste eeuw overal in de stad exclusief hout was toegepast voor de heipalen, werd dit materiaal, mede door de Eerste Wereldoorlog, schaars en duur. Experimenten, die nog voor de eeuwwisseling waren begonnen, leidden toen al snel tot grootschalige fabricage en toepassing van gewapend betonnen palen, die vanaf de jaren ’20 langzaamaan het hout gingen verdringen. 7Dit had tot gevolg dat de hei-installaties steeds robuuster werden uitgevoerd en ook dat het werk almaar verder werd gemechaniseerd. 8Materiaalschaarste leidde er na de Tweede Wereldoorlog toe dat er gedurende ongeveer tien jaar toch weer op ruime schaal (Amerikaans) grenen is toegepast, maar vanaf omstreeks 1960 zijn houten heipalen in de nieuwbouw een zeldzaamheid geworden. Opmer- kelijk is intussen wel, dat er ten behoeve van het Amsterdamse houten palenonderzoek speciaal grenen- en vurenhouten palen zijn ingekocht om er onderzoek naar draagkracht aan uit te voeren. 9 De onderzoeksresultaten zullen te zijner tijd wel uitwijzen hoe de (eventueel) noodzakelijke herstelopties gedaan moeten worden en welke de meest geschikte materiaalkeuze(n) dan is / zijn: traditionele (oorspronkelijk, d.w.z. naar vorm – niet: authentiek, d.w.z. naar materiaal) of modern, d.w.z. in beton of in een ander hedendaags bouw- materiaal. Of beide? In een van de volgende afleveringen van het feuilleton zal hierover wel uitsluitsel of een advies volgen. 1Zie bv.: J.E. Abrahamse (2010), De grote uitleg van Amsterdam; Stadsontwikkeling in de zeventiende eeuw, 281-295. 2E.J. Haslinghuis & H. Janse (19973), Bouwkundige termen; Verklarend woordenboek van de westerse architectuur- en bouwhistorie, 202, 502. In deze bijdrage is verder met opzet gebruik gemaakt van historische, d.w.z. eigentijdse literatuur. 3In sommige bronnen worden andere gebieden genoemd of wordt gesproken van Noordsch – wat niet helemaal hetzelfde is als Noors. Houten palen werden in veel steden en dorpen als funderings- materiaal toegepast en we komen de herkomst- gebieden dan ook in talrijke historische geschriften tegen. 4Zie. bv.: C. Commelin (1694), Beschryvinge van Amsterdam; […], Boek III, Deel 1, 157, 422 [Een eerdere, anonieme editie verscheen in 1665; zie aldaar: 48, 161, 175-179, 273, 274, 295]; J. Hubner (de Jonge) (1769), Algemeene geographie, of, Beschryving des geheelen aardryks; […], 273, 479. 5Er bestonden verschillende systemen: in Amster- dam werden palen paarsgewijze in de grond gedreven, waarna elk tweetal bovenop door middel van zgn. kespen (dwarshouten) met elkaar werd gekoppeld; pas daarna volgden langshouten om de duo’s onder- ling te verbinden.6L. Zwiers [z.j., 1916], Bouwkundig woordenboek, Dl. I, 410-414.7In het Interbellum zijn ook zogenoemde ‘beton- opzetters’ toegepast – gewapend betonnen paal- koppen die ertoe dienden dat de houten palen beneden grondwaterniveau bleven. 8Zie bv.: L.A. Sanders (1901), Aanteekeningen over gewapend beton. In: De ingenieur; […], jrg. 16, no. 15, 13-04-1901, 259; A.S. Buisman (1919), Heien van palen van gewapend beton met de Hollandsche heistelling. In: De ingenieur; […], jrg. 34, no. 7, 15- 02-1919, 111-114; L. Zwiers [z.j., 1916], Bouwkun- dig woordenboek, Dl. I, 111-118. 9Zie ook: https://tinyurl.com/29ae5x5m ! 15 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 3 – Foto van de Oranjesluizen in Amsterdam-Noord in aanleg, september 1869. Aanzicht in de kistdam, met heiwerk met 3 gewone en 7 stoomheien, aanleg van fundering, gezien uit het zuidwesten. Nummer 22 in een reeks foto's die Pieter Oosterhuis maakte van de aanleg van het Noordzeekanaal. P.D., Archief Amsterdam, 010017000005, (Collectie A.M.J. Hendrichs) Het semi-probabilistisch Toetsmodel houten palen is de eerste versie van een nieuwe meer realistische beoordelingsmethode voor de toetsing van de draagkracht van houten funderingspalen onder Amsterdamse bruggen. De ontwikkelde methode en bijbehorende softwaretool is een van de eerste resultaten van het onderzoeksprogramma dat in opdracht van het Programma Bruggen en Kademu- ren (PBK) en in samenwerking met kennisinstellin- gen als Deltares en de Technische Universiteit Delft is opgezet. Het Toetsmodel kent, ten opzichte van de huidige Amsterdamse beoordelingsmethode (zie [1]), een aantal kwalitatieve en kwantitatieve verbeteringen. Het Toetsmodel biedt verder een raamwerk voor het opnemen van inzichten uit lo- pend en toekomstig onderzoek, zoals bijvoorbeeld lange-termijn houtsterkte of paal-grondinteractie van bacterieel aangetaste palen. Door de modu- laire opbouw kunnen componenten van het Toets- model aangepast of vervangen worden, of eraan toegevoegd. In dit tweede artikel van het feuille- ton gaan we nader in op de globale werking van en verbeteringen in dit innovatieve Toetsmodel en het onderliggende rekenhart (de methode). Waarom is ook weer een nieuwe beoordelingsmethode nodig? Amsterdam kent 270 bruggen en 125 kilometer kademuur op houten palen. Veel van de palen onder deze constructies zijn oud en bacterieel aangetast. Vanwege het ontbreken van heldere regelgeving weten we niet of deze oude aan- getaste palen nog sterk genoeg zijn. Reden voor Amsterdam om in 2018 een eigen beoordelings- methode te ontwikkelen [1]. Echter is deze Amsterdamse beoordelingsmethode zeer conser- vatief, gebaseerd op veel veilige aannames. Gevolg is dat bruggen en kademuren mogelijk onterecht rekenkundig afgekeurd en vervangen worden. Het nieuwe Toetsmodel is een eerste verantwoorde stap in het verkleinen van het conservatisme. Daardoor kunnen eventuele beheersmaatregelen doelmatiger geprioriteerd worden. Het Toets- model is de kapstok voor alle parameters die volgen uit de overige onderzoekthema’s. Wat is het Toetsmodel? Het Toetsmodel is een rekenmodel met een standalone softwaretool dat Deltares in opdracht en in samenwerking met PBK heeft ontwikkeld. Het Toetsmodel kan op basis van een beperkt SEMI-PROBABILISTISCH TOETSMODEL HOUTEN PALEN A MSTERDAM 16 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 1 – Schematische weergave werking Toetsmodel. Bron: Gemeente Amsterdam. FEUI LLET ON 2 René TerpstraIngenieur/Specialist Civiele ConstructiesIngenieursbureau Amsterdam Dr. ir. Timo Schweckendiek Senior Onderzoeker / Adviseur Geotechnische Betrouwaarheid en Risicos, Deltares aantal paalkopmetingen (paalkopdiameter en de dikte van de aangetaste schil) de draagkracht van de palen onder een specifieke Amsterdamse brug berekenen en deze toetsen aan de optredende belasting. De paalfundering voldoet rekenkundig als de Unity Check’s (UC-waarden) van alle palen kleiner is dan 1,0. In figuur 1 is de werking van het To e t s m o d e l s c h e m a t i s c h w e e r g e g e v e n . De User Interface In de User Interface van de software tool kan de gebruiker (meet)gegevens van een specifieke Amsterdamse brug invoeren en de resultaten van de door het rekenhart uitgevoerde berekeningen: de UC-waarden presenteren. De User Interface bestaat uit de volgende drie tabbladen: Ta bblad 1 - Het eerste invo er tabblad biedt de mogelijkheid (meet)gegevens van een specifieke Amsterdamse brug in te voeren die volgen uit het archiefonderzoek, de duikinspectie, het materiaal- onderzoek, de constructieberekening en het bodemonderzoek. Ta bblad 2 - Met het tweede invoer tabblad kan een representatieve sondering ter plaatse van de specifieke Amsterdamse brug als GEF- of CSV- bestand ingelezen worden en kan de bodem- opbouw met bijbehorende grondparameters ingevoerd worden. Op basis van alle invoergege- vens wordt in tabblad 3 het achterliggende reken- hart (met Monte Carlo sampling) gestart. Het aantal in te voeren samples bepaalt mede de betrouwbaarheid van de resultaten. 100 samples geeft een eerste indicatie van de UC-waarden; 10000 samples geven een robuust resultaat, echter met de nodige rekentijd. Ta bblad 3 - Met het uitvoer tabblad wordt het resultaat van de toetsing gepresenteerd. De paal- fundering voldoet als de UC-waarden van alle bemonsterde ‘uitgemiddelde’ palen en de on- bemonsterde ‘uitgemiddelde’ paal ter plaatse van de paalkop, de kritische doorsnede en de grond kleiner is dan 1,0. Ter ondersteuning zijn de bere- keningsresultaten als numerieke weergave op te nemen in de berekeningsrapportage van de gebruiker. Het rekenhart De methode die het rekenhart van het Toetsmodel vormt kent op hoofdlijnen drie stappen of elemen- ten in de analyse: (1) het bepalen van brug-speci- fieke schattingen (inclusief onzekerheid) van paal- kopdiameters en bacteriële aantasting met een combinatie van Amsterdam-brede data en brug- specifieke metingen; (2) een Monte-Carlo analyse van de in de individuele palen optredende krach- ten en de geotechnische draagkracht; en (3) het bepalen van de UC-waarden voor zowel bemon- sterde als onbemonsterde palen van de be- schouwde constructie met en zonder uitmiddeling van paalkrachten door herverdelingscapaciteit. Hieronder worden deze stappen en de onder- liggende componenten nader beschreven; voor specifieke technische details verwijzen we naar de achtergrondrapportage [2]. BAYESIAN UPDATING Niet alle palen onder een brug kunnen worden bemonsterd vanwege toegankelijkheid maar ook vanwege beperking in tijd en kosten. Desalniet- temin moet ook voor onbemonsterde palen een uitspraak worden gedaan voor de beoordeling van de constructieve veiligheid van de gehele construc- tie. Voor schattingen van de paalkopdiameters en bacteriële aantasting (c.q. dikte zachte schil) van onbemonsterde palen, inclusief onzekerheid en variabiliteit, wordt gebruik gemaakt van de Amsterdamse database. Hierin is data opgenomen van alle tot op heden bemonsterde palen. Deze wordt gecombineerd met de verzamelde data zoals paalkopmetingen aan de specifieke te toetsen brug. Figuur 2 – Histogrammen kopdiameters in database Amsterdam. Links: gehele database. Rechts: per brug. Bron: Deltares. SAMENVATTING Amsterdam toetst momenteel zijn bruggen en kademuren op constructieve veiligheid. 270 van deze bruggen en 125 kilometer kademuur is gefundeerd op houten palen. Vanwege het ontbreken van heldere regelgeving heeft Amsterdam een grootschalig wetenschappelijk en toegepast onderzoeksprogramma opgezet met kennisinstellingen als Deltares en de Technische Universiteit Delft. Opgave is de ontwikkeling van een betrouwbare en meer realistische beoordelingsmethode waarmee op basis van beperkte inspectiegegevens de resterende draagkracht van de ‘totale’ paalpopulatie onder een specifieke Amsterdamse brug of kademuur getoetst kan worden. In de editie van september 2022 van Geotechniek is in het eerste artikel van het feuilleton ‘Het Amsterdamse Houten Palenonderzoek’ de aanleiding van het onderzoek en de huidige beoordelingsmethode toegelicht. In deze editie wordt de eerste versie van de ‘nieuwe’ beoordelingsmethode gepresenteerd; het semi-probabilistische Toetsmodel houten palen. 17 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 3 – Principe schatting bruggemiddelde para- meters als combinatie van database Amsterdamse palen en lokale metingen met behulp van Bayesian updating. Bron: Deltares. Het histogram in figuur 2 links laat zien dat de paalkopdiameters in Amsterdam variëren tussen grofweg 150 en 350 mm. Tegelijkertijd wordt in de rechter histogrammen met inkleuring per brug duidelijk, dat de variatie in paaldiameter binnen een brugpopulatie veel kleiner is dan in de hele populatie in Amsterdam. Dat is plausibel omdat grotere, of zwaarder belaste bruggen met grotere paaldiameters zijn gebouwd dan kleine. Bij bouw van de bruggen is immers een minimale diameter (meestal bij het paalpunt) in het bestek voor- geschreven; de variatie in diameters aan de kop is dan het resultaat van de natuurlijke variatie in de beschikbare bomen die als palen zijn gebruikt. In het Toetsmodel maken we van deze kennis en data gebruik door middel van Bayesian updating, vergelijkbaar met de aanpak voor het schatten van grondparameters als combinatie van regionale proevenverzamelingen en lokale data zoals be- schreven in [3] en [4]. In dit geval is de aanpak als volgt. Er wordt uitgegaan van een bekende (en vergelijkbare) variatie tussen palen binnen een brugpopulatie, gebaseerd op de database, en een variabel gemiddelde waarde tussen bruggen. De schatting van de gemiddelde waarde van de te toetsen brug voor zowel paalkopdiameter als bacteriële aantasting is dan een combinatie van de a-priori schatting vanuit de database, en de lokale meetgegevens. De uitkomsten van de procedure zijn de kansverdeling van de onzekerheid in het bruggemiddelde (zie figuur 3), en de variabiliteit binnen de brug, die vervolgens in de Monte Carlo analyse worden gebruikt zoals hieronder beschreven. MONTE CARLO ANALYSE Naast de hierboven besproken kansverdelingen voor paalkopdiameter en bacteriële aantasting wordt ook de onzekerheid in andere variabelen probabilistisch met kansverdelingen gemodel- leerd, zoals bijvoorbeeld de tapsheid of de in- brengdiepte (c.q. lengte) van de palen (voor details zie [2]). Deze kansverdelingen worden vervolgens in een Monte Carlo analyse gebruikt om zowel bemonsterde als onbemonsterde palen te simule- ren. Sommige variabelen bij bemonsterde palen zijn bekend en daarmee deterministisch. Elke ge- simuleerde paal wordt vervolgens doorgerekend, waarbij voor de constructieve toets op houtsterkte (STR) de normaalspanning over de lengte van de paal bepaald wordt. Voor de geotechnische draag- kracht (GEO) wordt analoog per gesimuleerde paal de som van puntdraagkracht en schachtdraag- kracht bepaald. De realisaties (uitkomsten van de simulatie) van berekende spanning (STR) en draag- kracht (GEO) worden vervolgens gebruikt om UC- waarden met en zonder uitmiddeling te bepalen. UITMIDDELING Met de uitkomsten van de Monte Carlo analyse per paal zouden de palen al individueel kunnen worden getoetst. Dit leidt tot een conservatieve beoordeling van de constructie als geheel. In de praktijk zal er echter herverdeling van krachten plaatsvinden door de bovenliggende constructie- onderdelen (brugdek, metselwerk en kespen) op het moment dat een enkele paal wordt overbelast. Om dit in rekening te brengen bij de beoordeling van de gehele constructie kan in het Toetsmodel het aantal palen worden aangegeven waarover (minimaal) uitgemiddeld mag worden, gebaseerd op bepaling door de constructeur. De Monte Carlo simulatie combineert dan bemonsterde en onbemonsterde palen binnen de groep van palen waarover krachten worden uitgemiddeld (zie schematische weergave in figuur 4 en voor details [2]). Zo kunnen de normaalspanning op de kriti- sche doorsnede (STR) en de geotechnische draag- kracht (GEO) inclusief herverdeling van krachten worden bepaald voor de UC-waarden inclusief uitmiddeling. UNITY CHECKS (UC-WAARDEN) Voor de verificatie van de co nstructieve draag- kracht wordt de rekenwaarde van de (maximale) normaalspanning in de paal ( !n,a) vergeleken met de rekenwaarde van de houtsterkte ( fc,0,a ), waarbij subscript a staat voor assessment in plaats van d voor design. De Unity Check is dan de verhouding van belastingeffect en sterkte: waarbij de rekenwaarde van de normaalspanning zowel met als zonder uitmiddeling kan worden bepaald (zie hierboven). Te r w i j l v o o r d e r e k e n w a a r d e v a n d e h o u t s t e r k t e de waarden uit NEN 8707 worden gebruikt, afhankelijk van de belastingcombinatie 6.10a of 6.10b, wordt de rekenwaarde van de normaalspan- ning bepaald op basis van de resultaten van de hierboven beschreven probabilistische Monte Carlo analyse. De rekenwaarde wordt dan bepaald bij een zekere overschrijdingskans van de normaal- 18 GEOTECHNIEK MAART 2023 Figuur 5 – Bepaling rekenwaarden belastingeffect voor de toets op constructieve draagkracht (STR, links) en de geotechnische draagkracht (GEO, rechts) bij bepaalde, aan de norm gerelateerde over-/onderschrijdingskansen. Bron: Deltares. Figuur 4 – Principe uitmiddeling paalkop- diameters voor herverdeling van krachten geïllustreerd aan een voorbeeld met 4 palen, waarvan 1 bemonsterd. Hetzelfde principe wordt toegepast voor bacteriële aantas- ting. Bron: Deltares. spanning (belastingeffect). Dit is afhankelijk van de doelbetrouwbaarheid, en vergelijkbaar met de procedure voor het bepalen van rekenwaarden (of partiele factoren) op maat in [4], of de ‘design value method’ zoals beschreven in EN 1990 Annex C. Figuur 5 geeft schematisch de combinatie van probabilistisch bepaalde en op de norm geba- seerde rekenwaarden weer voor GEO en STR. Ta bel 1 toont de overschrijdingskansen voor ver- schillende gevolgklassen voor belastingeffect en sterkte, conform NEN 8700 en ISO 2394:2015. Een gevoeligheidsanalyse in [2] suggereert overi- gens dat de default waarden van "E= -0.7 uit ISO 2395:2015 (oorspronkelijk bedoeld voor belastin gen) voor de beoogde toepassing mogelijk (zeer) con- servatief is. Door middel van kalibratie met proba- bilistische analyses zou deze verlaagd kunnen worden. Wat zijn de kwalitatieve verbeteringen? Het Toetsmodel kent ten opzichte van de huidige Amsterdamse beoordelingsmethode [1] in elk geval de volgende kwalitatieve verbeteringen: – Het Toetsmodel is voorzien van een paal-grond interactie modellering die rekening houdt met krachtafdracht via positieve kleef naar de omlig- gende grondlagen. De huidige versie betreft een bovengrensbenadering voor de axiale krachten in de paal en is voor verbetering vatbaar. In de huidige systematiek was de axiale paalkracht overigens constant over de hele paallengte. –Het Toetsmodel berekent en toetst naast de bemonsterde palen ook de representatieve on- bemonsterde paal die ergens onder de brug kan staan. In de huidige systematiek werd alleen met de bemonsterde palen gerekend. –Het Toetsmodel toets niet enkel individuele palen maar biedt ook de mogelijkheid over een x-aantal palen uit te middelen vanwege herver- deling van krachten door de bovenliggende con- structieonderdelen (brugdek, metselwerk, paalkespen). Het aantal uit te middelen palen is afhankelijk van onder andere de opbouw van de brug, de geometrie van de constructieonderde- len en de toestand waarin de brug zich bevindt. Beoordeling hiervan vindt plaats door de con- structeur en is daarmee mogelijk subjectief. –De probabilistische bepaling van rekenwaarden voor het belastingeffect (axiale houtspanning) en de weerstand (geotechnisch draagvermogen) doet meer recht aan de onzekerheden dan de generieke partiële factoren in de NEN 8707. De overschrijdingskans is hierbij gerelateerd aan het vereiste betrouwbaarheidsniveau. –Er kan voor twee veiligheidsniveaus getoetst worden, te weten: afkeurniveau en gebruiks- niveau voor de gevolgklassen CC1b en CC2. Noot: Omdat de vereiste betrouwbaarheid van het gebruiksniveau niet is vastgelegd in de norm heeft PBK de betrouwbaarheidsindex #voor gebruiksniveau in het Toetsmodel vooralsnog gedefinieerd volgens de richtlijn van Rijkswater- staat [5]. Wat zijn de kwantitatieve verbeteringen? PBK heeft bij de start van het onderzoekstraject gekozen voor de benadering van conservatief naar realistisch waarbij aannames met voortschrijdend inzicht vanuit lopende onderzoekthema’s aan- gescherpt zullen worden. Uit de eerste toetsingen is het volgende op te maken: –Ondanks dat het Toetsmodel realistischer en min- der conservatief is dan de huidige Amsterdamse beoordelingsmethode heeft het nog een mate van conservatisme. Dit komt met name door aan- names betreffende parameters die onderwerp zijn van het lopende onderzoek (bijvoorbeeld draagkracht bacterieel aangetaste zachte schil). –Uitmiddeling van paalkrachten levert een signi- ficante winst op bij ‘slechte’ individuele palen binnen een steekproef paalkopmetingen. –De huidige paal-grond interactie modellering is een bovengrensbenadering en daarmee conser- vatief. De kritische doorsnede (daar waar de houtspanning het hoogst is) ligt veelal rondom de paalpunt, daar waar de effectieve paaldoor- snede het kleinst is. Een en ander betekent dat de rekenwaarde van de houtsterkte ( fc,0,a ) op dit niveau regelmatig (ruim) wordt overschreden on- danks dat we in de praktijk geen schadebeelden zien. –Op grond van bovenstaande concluderen we dat deze eerste versie van het Toetsmodel momen- teel nog niet geschikt is als ‘scherpe’ beoorde- ling om houten paalfunderingen definitief af te keuren. Het Toetsmodel kan echter wel voor screening, goedkeuring en prioritering worden ingezet. Conclusies en kansen vervolgtraject Resultaten van de verschillende onderzoekthema’s bieden inzichten die kansrijk zijn om in het vervolgtraject scherper te toetsen om zo onnodig afkeuren en vervangen van brugfunderingen te voorkomen. Analyses van belastingproeven op bestaande en nieuwe palen tonen namelijk het volgende aan: –De werkelijke draagkracht van de paal is hoger dan nu wordt berekend. –De werkelijke houtspanning ter plaatse van de kritische doorsnede is lager dan nu wordt berekend (dat komt deels doordat negatieve kleef tijdens een proefbelasting niet optreedt). –Het bezwijken van het hout in de paal lijkt niet op te treden wat blijkt uit het schadevrij trekken van de houten palen na doorlopen van de proef- belasting; de draagkracht van de ondergrond lijkt hieruit maatgevend ten opzichte van de materiaalsterkte van de paal. Daarnaast laat inspectie en monitoring van Amster- damse bruggen van verschillende leeftijd zien dat er in de praktijk géén significante verplaatsingen zijn opgetreden die wijzen op het bezwijken van de fundering van de constructie. Momenteel screent PBK met de huidige versie van het Toetsmodel de houten palen van bruggen op basis van alle beschikbare kennis. De resultaten van deze screening bepaalt onder andere de verdere aanscherping en doorontwikkeling van het To e t s m o d e l . Wo r d t v e r v o l g d ! Referenties [1] Artikel 1 in het feuilleton - ‘Het Amsterdamse Houten Palenonderzoek’, opgesteld door René Te r p s t r a v a n d e G e m e e n t e A m s t e r d a m , g e p u b l i - ceerd in Geotechniek editie september 2022. [2] Achtergrondrapport ‘Semi-probabilistisch toetsmodel houten palen’, opgesteld door Delta- res, versie 1.3, d.d. maart 2022, definitief. [3] Calle (2008). Representatieve waarden voor grondparameters in de Geotechniek, Geotechniek, d.d. april 2008. [4] CUR 2008-2. Van onzekerheid naar betrouw- baarheid. [5] Richtlijnen Beoordeling Kunstwerken RBK 1.2, opgesteld door Rijkswaterstaat. [6] Toetsingskader Amsterdamse Bruggen - Aan- vullingen op en specificaties van de CROW-CUR Aanbeveling 124:2019 voor de Amsterdamse situatie, betreffende de beoordeling van de constructieve veiligheid van bestaande bruggen en viaducten van decentrale overheden; opgesteld door de Gemeente Amsterdam, versie 2, d.d. 19 december 2019. ! 19 GEOTECHNIEK MAART 2023 Ta bel 1 – Onder-/overschrijdingskansen ter bepaling van de rekenwaarden van belastingeffect en geotechnische draagkracht als combinatie van doelbetrouwbaarheidsindices volgens NEN 8700 en invloed coëfficië nten volgens ISO 2394:2015.

Jaargang 26, 2022 - nummer 4

F. (Rik) BisschopSenior Specialist Geotechniek Arcadis Inleiding In het deltagebied van Nederland komen veel slappe grondlagen (veen en klei) voor, die gevoelig zijn voor bodemdaling. Bodemdaling draagt onder andere bij aan een verhoogde kwetsbaarheid voor overstromingen, verminderde begaanbaarheid en vernatting van landbouwgronden, beschadigingen aan infrastructuur, pijpleidingen en gebouwen door differentiële bodemdaling en problemen met houten funderingen die boven het grondwater aan- wezig zijn. Samen veroorzaken al deze problemen een verhoging in onderhoudskosten voor zowel waterkeringen als gebouwen en infrastructuur in Nederland. Verschillende oor zaken spelen een ro l bij bodem- daling waarbij verschillende processen optreden. Kimenai et al. (2020) hebben recent de relevante processen in kaart gebracht en gekwantificeerd voor bodemdaling bij een project waarbij de grondwaterstand verlaagd zou worden. Overigens veroorzaakt niet alleen een verlaging van de grondwaterstand bodemdaling, maar ophogingen vormen ook een belangrijke oorzaak. Om de effecten van bodemdaling te kunnen inschatten, is begrip noodzakelijk van de processen welke bijdragen aan de totale daling en hoe deze variëren in tijd en diepte. Als functie van de oorzaak van de bodemdaling en de processen die hierbij een rol spelen, zijn er verschillende strategieën mogelijk om de gevolgen van bodemdaling te beheersen. Een voorbeeld is het toepassen van licht ophoog- materiaal als de daling voornamelijk door belasting wordt veroorzaakt en het verhogen (of niet meer verlagen) van het waterpeil in (veen)-weide- gebieden. Kimenai et al. (2020) gingen in op de bodemaling in een gebied met relatief dunne veen- en leem- lagen op enige diepte (2 m) uit een warmere periode in de Weichselien-ijstijd, waarbij niet alleen rekening is gehouden met bodemdaling in de vorm van zetting, maar ook krimp en oxidatie zijn meegenomen. In dit eerste artikel is ingegaan op de verschillende processen die een rol spelen bij bodemdaling in veenweidegebieden (Holoceen). Hierbij is niet alleen rekening gehouden met aerobe oxidatie maar ook met anaerobe oxidatie. De modellen die hiervoor zijn ontwikkeld, zijn getoetst aan de hand van metingen op twee locaties, de Krimpenerwaard en Zeevang polder (achterland Markermeerdijken). Het tweede artikel gaat in op de bodemdaling bij ophogingen in de vorm van een weglichaam en waterkering. Bodemdalingsprocessen Figuur 2 laat voor drie verschillende situaties, (veen)weidegebieden, waterkeringen en bebouwd gebied de relevante bodemdalingsprocessen zien. Vo o r ( ve e n ) w e i d e g e b i e d e n s p e l e n m e t n a m e oxidatie (aerobe afbraak van organisch materiaal) en krimp (volumeverlies door uitdroging) boven de grondwaterstand een rol. Dit proces wordt versterkt door waterpeilverlagingen. Daarnaast veroorzaken deze verlagingen een verhoging van de belasting (korrelspanning) op de ondergrond onder de grondwaterstand. Dit heeft zetting tot gevolg welke bestaat uit initiële compressie, primaire consolidatie en kruip. Onder de grond- waterstand treedt daarnaast anaerobe afbraak van organisch materiaal op. Bij waterkeringen spelen onder de grondwater- stand dezelfde processen een rol. Het gedeelte van een dijklichaam boven de grondwaterstand dat bestaat uit klei en/of organisch materiaal ondervindt naast oxidatie en krimp ook zetting als gevolg van het eigen gewicht van het dijklichaam. Dit wordt ook wel klink genoemd. Bij bebouwde en opgehoogde gebieden zoals woonwijken en/of infrastructuur zal voornamelijk sprake zijn van zetting als gevolg van de verhoging van de belasting op de ondergrond. Oxidatie en krimp zullen alleen nog optreden zolang de oorspronkelijke ondergrond niet door de aange- brachte ophoging onder de grondwaterstand wegzakt. Klink van het ophoogmateriaal zal geen rol spelen, omdat zand een inert materiaal betreft waardoor oxidatie en uitdroging geen rol spelen. Een effect dat wel kan leiden tot klink van zand is de verdichting van los tot matig gepakt zand ten gevolge van trillingen. 16 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 Figuur 1 – Projectgebied in Krimpenerwaard polder. ZAKT N EDERLAND WERKELIJK ZO SNEL? DEEL 1 :HET VEENWEIDEGEBIED S. (Sofie) E. ten Bosch Scientific Assistant, EPFL (vml. student TU Delft) BODEMDALING PROCESSEN De belangrijkste processen die bodemdaling in het (veen)weidegebied beïnvloeden zijn oxidatie (vergaan van organisch materiaal), krimp (uitdro- ging) en zetting als gevolg van een belasting- verhoging (waterpeilverlaging). BODEMDALING DOOR OXIDATIE Modellen om de bodemdaling door oxidatie te berekenen, zijn over het algemeen gebaseerd op een empirische parameter die beschrijft welk bestandsdeel van een grondlaag boven het grond- waterpeil per jaar verdwijnt. Een voorbeeld hiervan is vergelijking 1 van Van der Meulen et al. (2007): Waarbij Δhox [m] de dalingscomponent betreft, geïntroduceerd door de afbraak van organisch ma- teriaal boven de grondwaterstand op tijdstip t [jaar], V ox[m/m/jaar] is de reksnelheid van de oxi- datie van het organisch materiaal, Δt [jaar] is de tijdstap en hdry [m] is de initiële totale dikte van de veenlaag boven de waterstand. Vaak wordt voor Vox een waarde van 0,015 m/m/jaar gebruikt voor de snelheid van de veenafbraak, maar in de studie van Van der Meulen et al. (2007) is niet duidelijk onderbouwd waar deze waarde vandaan komt. Sommige vergelijkingen, zoals beschreven in Fokker et al. (2019) en Bootsma et al.(2020), bevat- ten een factor die karakteriseert hoeveel rest- hoogte er van de grondlaag boven het grondwater overblijft. Veen bevat ook anorganisch materiaal of gestabiliseerd organisch materiaal dat niet beschikbaar is voor afbraak, waardoor er bij gelijk- blijvende omstandigheden sprake is van een rest- hoogte/laag boven de grondwaterstand. Fokker et al. (2019) heeft dit op de volgende wijze mee- genomen in de vergelijking van Van der Meulen et al. (2007) (vergelijking 2): Waarin h(t) de dikte is van de grondlaag boven het grondwater aan het begin van de tijd Δt die veran- dert door oxidatie, λr,ox [-] de fractie van de hoogte/dikte is die bestaat uit anorganische of gestabiliseerde organische delen en h 0[m] de initiële dikte/hoogte van de grondlaag boven het grondwater. Naast deze formules waarbij een specifieke component van de bodemdaling in het landelijke gebied wordt benaderd, worden ook de formules van Van den Akker et al. (2007) veel gebruikt, waarin indirect alle bodemdalingscomponenten voor een standaard situatie zitten verwerkt. De bij- dragen van verschillende processen kan met het gebruik van deze formules dus niet worden uitge- splitst. Het zijn lineaire relaties tussen het grond- waterniveau en de bodemdalingscomponent (vergelijking 3). De empirische formules zijn gebaseerd op metingen in veenweidegebieden (Zegveldpolder), waarbij onderscheid is gemaakt tussen de situatie voor een veenondergrond met of zonder een toplaag van klei op de veenlaag: Waarbij Δht [mm/jaar] de bodemdalingssnelheid betreft en de GLG [m onder maaiveld] de gemid- delde laagste grondwaterstand. Bovenstaand ge- noemde formules voor het benaderen van de afbraak van organisch materiaal, geven een versim- pelde versie van de werkelijkheid weer, omdat in realiteit factoren als temperatuur, pH, grondeigen- schappen en de compositie van het organisch materiaal ook een rol spelen. Naast oxidatie, de aerobe afbraak van veen waarbij koolstofdioxide (CO2) vrijkomt, kan afbraak van organisch materiaal ook anaeroob plaatsvinden waarbij methaan (CH4) het eindproduct is. Het anaerobe proces verloopt minder efficiënt dan de aerobe afbraak van organisch materiaal. Op dit moment wordt deze component vrijwel altijd verwaarloosd bij bodemdalingstudies. Om deze component in deze studie te introduceren is aan- genomen dat de snelheid van de anaerobe afbraak ongeveer 25% is van de snelheid van de aerobe afbraak van organisch materiaal, een schatting gebaseerd op Zander et al. (2020). KRIMP DOOR UITDROGING Krimp speelt ook een belangrijke rol bij de ontwa- tering van veen, maar het is lastig om hier oxidatie en krimp uit elkaar te houden. Deze component lijkt impliciet meegenomen te zijn in de formules opgesteld voor de bodemdaling ten gevolge van de afbraak van organisch materiaal. In bodemda- lingsstudies voor veenweidegebieden wordt krimp ook niet altijd als een specifiek losstaand proces benoemd. Voor krimp is in Fokker et al., 2019 de volgende vergelijking opgesteld analoog aan de empirische vergelijking voor oxidatie: Waarbij V sh[m/m/jaar] de krimpsnelheid van de ondergrond is en λr,sh [-] de fractie van de dikte van de kleiondergrond boven de grondwaterstand die overblijft na volledige uitdroging. De input voor deze empirische vergelijking is gebaseerd op metingen in de Flevoland polder voor zowel organische als niet organische klei. Zetting door belasting In veenweidegebieden veroorzaken waterpeilver- lagingen een verhoging van de korrelspanning. Voor de berekening van het ef fect hier van op de zetting zijn welbekende modellen beschikbaar in Nederland, het wat verouderde Koppejan model, het NEN-Bjerrum model en het abc-isotachen model (CROW, 2022). Deze laatste twee modellen zijn vergelijkbaar wat betreft theoretische achter- 17 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 SAMENVATTING Bodemdaling is tegenwoordig een veel besproken onderwerp binnen de geotechniek en speelt bij meerdere situaties in Nederland een rol. Vaak worden grove aannames gedaan en wordt niet in detail gekeken naar processen die in specifieke situaties relevant zijn. In deze tweedelige serie is voor verschillende situaties gekeken naar de relevante processen van bodemdaling en is nagegaan hoe goed bodemdaling ingeschat kan worden met de huidige rekenmodellen. In dit eerste deel gaan wij in op de bodemdaling in veenweidegebieden aan de hand van twee situaties, de Krimpenerwaard en de Zeevang polder (achterland Markermeerdijken). Figuur 2 – Drie algemene landschapssituaties in Nederland met verschillende bodemdalings- processen. 18 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 grond. Het NEN-Bjerrum model is gebaseerd op lineaire rek, terwijl het abc-isotachen model uit- gaat van natuurlijke rek. Deze modellen berekenen de bodemdaling die optreedt door consolidatie en kruip. Edil et al. (1979) beschrijven een tertiaire kruip component, die mogelijk veroorzaakt wordt door de samendrukbaarheid van de organische deeltjes zelf en/of gasbellen als gevolg van de afbraak van organische componenten. Deze component wordt tot op heden in Nederland verwaarloosd. Ook initiële compressie wordt vaak verwaarloosd. Discussie Vo o r d e b e o o rd e l i n g v a n d e b o d e m d a l i n g i n ve e n - weidegebieden kan uitgegaan worden van de beschikbare empirische modellen voor de snelheid van oxidatie. Krimp door uitdroging zal impliciet verwerkt zijn in deze modellen. Onderscheid in type veen is niet mogelijk. Vooralsnog is hier nog maar beperkte informatie over beschikbaar. In gebieden met een kleiondergrond daarentegen zal krimp waarschijnlijk het dominante proces zijn. Onderscheid is mogelijk tussen organische en schone klei. Oxidatie zal voor organische klei ook impliciet in deze modellen terugkomen. Oxidatie en krimp treden op boven de grondwaterstand. Bij een peilverlaging neemt de korrelspanning onder de oorspronkelijke grondwaterstand toe, met zetting tot gevolg. Deze zetting kan berekend worden met boven genoemde modellen. Onduide- lijk is of deze zetting impliciet in de modellen voor oxidatie en/of krimp is meegenomen. Bodemdaling veenweidegebieden Voor de genoemde locaties is geëvalueerd of het met de huidige modellen mogelijk is een betrouwbare inschatting te krijgen van de gemeten Figuur 5 – Vergelijking van de modelresultaten voor de Krimpenerwaardpolder met de veelgebruikte Van den Akker vergelijkin- gen. Het model is geba- seerd op de genoemde aerobe en anaerobe modellen met zowel het (a) het Koppejan model als (b) het NEN-Bjerrum. Figuur 3 – Projectlocaties in de Krimpenerwaardpolder. Figuur 4 – Het grondprofiel voor één van de locaties in de Krimpenerwaardpolder gebruikt als input voor het model (niet op schaal). Figuur 6 – Bijdragen van verschil- lende bodemdalings- componenten over de tijd voor de Krimpener- waardpolder, voor de genoemde aerobe en anaerobe modellen met zowel het (a) Koppejan model als (b) het NEN-Bjerrum model. 19 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 bodemdaling. In veenweidegebieden zijn over het algemeen geen betrouwbare satellietmetingen beschikbaar. De locaties waar metingen beschik- baar zijn betreffen verharde oppervlakken (wegen, erven, etc.), welke niet representatief zijn voor begroeide oppervlakken, zoals veenweides. Dit betekent ook dat de Bodemdalingskaart v2.0 voor deze situaties niet bruikbaar is. AANPAK Voor de twee veenweidegebieden in de Krimpe- nerwaard (Figuur 3) is op basis van hoogtemetingen uit 1984, de AHN-2 (2008) en AHN-3 (2015) de opgetreden bodemdaling afgeleid. Voor de Polder Zeevang (Figuur 7) is dit gedaan aan de hand van boorprofielen uit 1994 en wederom de AHN-2 (2011) en AHN-3 metingen (2016). Aan de hand van de grondopbouw (figuren 4 en 8) en informatie over de peilbesluiten van het Hoogheemraadschap van Schieland en de Krimpenerwaard en Hoog- heemraadschap Hollands Noorderkwartier is de bodemdaling berekend met de eerder geïntrodu- ceerde modellen. Per tijdstap is voor elke grond- laag een nieuwe positie berekend gebruikmakende van de berekende daling, die vervolgens gebruikt is als startpunt voor de nieuwe tijdstap, zoals weergegeven in de onderstaande vergelijking: In het model is uitgegaan van een tijdstap van 0,5 jaar. Deze is begrensd door de beschikbare informatie over de aanpassingen van het waterpeil, tijdstap enige (tientallen) jaren en doordat in de modellen de invloed van verschillende seizoenen niet zijn meegenomen. GEHANTEERDE MODELLEN Voor het berekenen van bodemdaling als gevo lg Figuur 7 – Project locatie achter de Markermeerdijken in Polder Zeevang, nabij Warder. Figuur 9 – Vergelijking van de model- resultaten voor de Polder Zeevang met de veelge- bruikte Van den Akker vergelijkingen. Het model is gebaseerd op de genoemde aerobe en anaerobe modellen met zowel het (a) het Koppejan model als (b) het NEN- Bjerrum model. Figuur 10 – Bijdragen van verschillende bodem- dalingscomponenten over de tijd voor de Polder Zeevang, voor de genoemde aerobe en anaerobe modellen met zowel het (a) Koppejan model als (b) het NEN-Bjerrum model. Figuur 8 – Het grondprofiel voor de locatie in Polder Zeevang gebruikt als input voor het model (niet op schaal). 20 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 van anaerobe afbraak van organisch materiaal zijn geen modellen bekend. Deze is globaal ingeschat op basis van theorie en enkele aannames, zie vergelijking 6. De vergelijking van Fokker et al. (2019) is gebruikt met een V anin plaats van de V oxparameter, waar- bij V an [m/m/jaar] de snelheid is als gevolg van anaerobe afbraak. De waarde van Van is gebaseerd op Zander et al. (2020) en de aanname is gedaan dat bodemdaling door anaerobe afbraak vooral komt uit de zone tussen de waterpeil uit het peil- besluit en de gemiddeld laagste grondwaterstand (GLG), (zone h0). In deze zone varieert het water- gehalte over de tijd, dat een versnellend effect kan hebben op de afbraak van organisch materiaal (Denef et al. 2001). Echter moet hier wel gezegd worden dat deze aanname, voor de berekening van de anaerobe afbraak, ook een indirecte secundaire aerobe afbraak kan representeren, die in het model verwaarloosd is omdat uitgegaan wordt van een gemiddelde grondwaterstand (= waterpeil peil- besluit). De zetting als gevolg van peilverlagingen is zowel met Koppejan als met het NEN-Bjerrum model berekend. De modellen gaven verschillende uitkomsten. Het NEN-Bjerrum zettingsmodel gaf een significante (niet realistische) initiële kruip. Deze overschatting is mogelijk veroorzaakt door het gebruik van een te lage POP waarde (7,5 kPa). Bij het Koppejan model treedt er geen kruip op voordat er enige grondwaterstandverlaging is geïntroduceerd in het model. Dit is ook niet correct omdat er voorgaande waterpeilverlagingen zijn geweest. RESULTATEN Figuur 5 geeft een vergelijking tussen de bere- kende bodemdaling, waarbij gebruik is gemaakt van zowel het Koppejan-model als het NEN- Bjerrum model voor de zetting en van Fokker et al. (2019) voor de oxidatie. Met de genoemde aannames en aanpak is de anaerobe bijdrage beperkt (ca. 10 tot 20% van de totale bodem- daling). Figuur 6 laat de bijdragen van de verschil- lende dalingscomponenten aan de totale bodem- daling zien. Met het Koppejan zettingsmodel is de bijdrage van oxidatie het grootst. Bij gebruik van het NEN-Bjerrum model domineert de initiële kruip de bodemdaling, waardoor er rekenkundig minder grond boven het grondwater aanwezig is. Dit vermindert de bijdrage van oxidatie aan de bodemdaling. Voor de tweede projectlocatie in de Krimpenerwaard zijn dezelfde patronen gevonden. De resultaten van de berekeningen en de gemeten bodemdaling voor de Polder Zeevang zijn weer- gegeven in figuren 9 en 10. Het verschil met de Krimpenerwaard is dat de veenlaag vanaf het begin al onder de grondwaterstand ligt en er geen of nauwelijks een bijdrage is van oxidatie in de totale bodemdaling. Conclusies Het model waarmee in beide situaties de actuele bodemdaling het best benaderd wordt is een combinatie van Fokker et al. (2019) voor de bijdrage van de aerobe en anaerobe oxidatie en het Koppejan model. Volgens het model van Fokker et al. (2019) zal de bodemdaling doorgaan tot al het organisch materiaal dat boven de grond- waterstand beschikbaar is voor afbraak worden afgebroken. Het inerte aandeel van de grond zal een bepaalde resthoogte boven het grondwater- stand geven. Genoemd model toont ook aan dat de snelheid van bodemdaling afneemt met de tijd, zolang het waterpeil niet verder verlaagd wordt. Door de uitbreiding van het model voor anaerobe oxidatie kan ook in het geval van een waterpeil- verhoging ingeschat worden wat dit voor gevolgen heeft voor de bodemdaling, al is er nog veel onbe- kend rondom deze bodemdalingscomponent. Overigens kan genoemd worden dat het NEN- Bjerrum model een meer geëigend model is voor de berekening van zettingen. Meer onderzoek is noodzakelijk naar de berekening van de kruip met dit model bij kleine toenames van de spanningen. De met dit model berekende kruip kan overigens niet zomaar gelijkgesteld worden aan de actuele bodemdaling, omdat dit vaak verschillende proces- sen zijn: kruip versus oxidatie en/of krimp. Echter kruip wordt vaak uit praktische overwegingen en gezien de onzekerheden over bodemdaling wel afgestemd op de autonome bodemdaling en daarmee het lange termijn gedrag. Ook de veelgebruikte formules van Van den Akker et al. (2007) zijn vergeleken met de gemeten bodemdaling in het landelijk gebied en gaven resultaten die in de buurt komen van de gemeten bodemdaling. Het blijft echter belangrijk te reali- seren dat dit empirische formules zijn waar alle componenten in verwerkt zitten en het dus niet mogelijk is de bijdrage van specifieke componen- ten te onderscheiden. Ook voor de andere eerder genoemde huidige modellen is het vaak nog ondui- delijk welke waarde voor parameters gebruikt moet worden en welke processen er precies in de componenten verwerkt zitten, doordat de waar- den in de papers soms via backfitting zijn bepaald of de definities van verschillende componenten niet altijd duidelijk worden toegelicht. Daarnaast kunnen we ons afvragen hoe de bodem- daling zal veranderen als een plot in het landelijk gebied bebouwd is of gaat worden voor een water- kering, infrastructuur of een woonwijk. De rele- vante mechanismen die de huidige autonome bo- demdaling in een landelijk gebied bepalen zullen niet meer of minder relevant zijn wanneer het ge- bied bebouwd (opgehoogd) wordt. Hiermee dient rekening te worden gehouden bij het opstellen van de restzettingseisen. Dit scenario is ook bekeken aan de hand van twee case studies en zal worden toegelicht in het volgende artikel. Graag willen wij de Alliantie Markermeerdijken, het Hoogheemraadschap Hollands Noorderkwar- tier en het Hoogheemraadschap Schieland en de Krimpenerwaard bedanken voor het gebruik van de data in dit onderzoek. Bronnen –Bootsma, H., Kooi, H., & Erkens, G. (2020) Atlan- tis, a tool for producing national predictive land subsidence maps of the Netherlands. Proceedings of the International Association of Hydrological Sciences, 382, 415-420. – CROW, (2022) CROW-CUR rapport 162 Constru- eren met grond, https:/kennisbank.crow.nl/ Kennismodule/. – Denef, K., Six, J., Bossuyt, H., Frey, S. D., Elliott, E. T., Merckx, R., and Paustian, K. (2001) Influence of dry–wet cycles on the interrelationship between aggregate, particulate organic matter, and micro- bial community dynamics. Soil Biology and Bioche- mistry, 33(12-13):1599–1611. – Edil, T.B., & Dhowian, A.W. (1979) Analysis of long-term compression of peat. Geotechnical engineering, 10:159-178. – Fokker, P. A., Gunnink, J. L., Koster, K., & de Lange, G. (2019) Disentangling and parameterizing shallow sources of subsidence: Application to a reclaimed coastal area, Flevoland, the Nether- lands. Journal of Geo-physical Research: Earth Surface, 124(5),1099-1117. – Kimenai, A.C.M., Bakker, G. & Tiggelman, L. (2020) Bepaling maaiveldzakking is meer dan alleen geotechniek, Geotechniek, 36-40. – Van den Akker, J. J. H., Beuving, J., Hendriks, R. F. A., & Wolleswinkel, R. J. (2007) Maaiveld- daling, afbraak en CO2-emissie van Nederlandse veenweidegebieden. Leidraad Bodembescher- ming, afl, 83, 83. – Van der Meulen, M. J., van der Spek, A. J., de Lange, G., Gruijters, S. H., van Gessel, S. F., Nguyen, B. L., Maljers, D., Schokker, J., Mulder, J.P.M. & van der Krogt, R. A. (2007) Regional Sediment Deficits in the Dutch Lowlands: Implica- tions for Long-Term Land-Use Options. Journal of Soils and Sediments, 7(1), 9-16. – Zander, F., Heimovaara, T., and Gebert, J. (2020) Spatial variability of organic matter degradability in Tidal Elbe Sediments. Journal of Soils and Sediments, pages 1–15. ! Op 4 augustus 2022 overleed prof. Arnold Verruijt. Prof. dr. ir. Verruijt was hoogleraar Grondmechanica van 1975 tot 2002 bij de sectie Geotechniek, later Geo-Engineering van de Te c h n i s c h e Un i v e r s i t e i t D e l f t . Arnold Verruijt promoveerde in 1969 bij prof. dr. De Josselin de Jong aan de TU Delft. Na een verblijf in Israël en een aanstelling als docent algemene mechanica, werd hij in 1975 tot hoogleraar Grondmechanica aan de Technische Universiteit Delft benoemd. Deze functie heeft hij met veel enthousiasme bekleed tot 2002. Arnold stond bekend om zijn boeiende en zeer toegankelijke colleges over grondmechanica. Hij was een uitstekende docent die lastige onderwerpen, zoals complexe wiskundige afleidingen, zodanig wist uit te leggen dat het voor een student eigenlijk best eenvoudig leek; totdat je er als student zelf mee aan de slag moest. Zijn motto was dat het vak om begrip gaat en niet om feitenkennis en dat begrip kon hij heel sprekend uitleggen en demonstreren, zoals de keer dat hij een student tot zijn middel in drijfzand liet zakken om aan te tonen dat drijfzand ongevaarlijk is. Hij ontving in 1994 voor zijn onderwijs de eerste Leermeesterprijs van de TU Delft. De prijs gaf hem de gelegenheid een half jaar in Sydney door te brengen om zijn werk in de elastostatica en elasto- dynamica samen met prof. Booker weer op te pakken. Als hoogleraar Grondmechanica had hij veel aanzien, zowel in het onderwijs als in onderzoek, nationaal en internationaal. Arnold stond bekend om zijn bijdragen aan de grondwatermecha- nica en de consolidatietheorie, en zijn vroege introductie van computers in het onderwijs. Hij stelde verschillende geotechnische computerprogramma’s en digitale versies van zijn boeken beschikbaar via zijn website: https://geo.verruijt.net/. Arnold was wars van bureaucratie en management, hij vertrouwde op het zelfsturend vermogen van zijn medewerkers. Als hoofd van de sectie Geotechniek maakte hij er een sport van om sectie- vergaderingen zo kort mogelijk te laten zijn. Niet zelden was een vergadering in 10 minuten klaar. Arnold Verruijt begeleidde tijdens zijn loopbaan een groot aantal MSc- en meer dan 25 PhD-studenten. Hij was belangrijk voor geotechnische bedrijven als Fugro en onderzoeksinstituut GeoDelft, nu Deltares, en voor de industrie. Niet alleen door het afleveren van vele goed begeleide studenten maar ook door deelname aan diverse commissies, waardoor hij bijvoorbeeld een begeleidende rol kreeg bij de bouw van de Westerschelde tunnel en delen van de Betuwelijn. Naar aanleiding van zijn keuze voor de grondmechanica stelde hij in een interview ter gelegenheid van zijn afscheid: Ik houd ervan uit te zoeken waarom iets zich op een bepaalde manier gedraagt. Grondmechanica is een aantrekkelijk vak, want daarin staat dat gedrag nooit vast. Je kunt van een dijk nooit echt voorspellen of hij afschuift of niet. Je weet niet wat mensen er jaren geleden mee hebben gedaan. Dat verklaart ook waarom hij, toen hem tijdens het extreme hoogwater in de Nederlandse rivieren in 1995 als weten- schapper met groot gezag werd gevraagd of de rivierdijken te vertrouwen waren, aangaf dat niet te kunnen zeggen. Daarop werden 200.000 mensen in Gelderland geëvacueerd. Gelukkig hielden de betreffende rivierdijken het – met een aantal noodgrepen – wel. Arnold Verruijt was van 1987 tot 1993 voorzitter van de afdeling Geotechniek van het KIVI en sinds 1991 lid van de KNAW en ere-lid van het KIVI na van 1996 tot 1999 vicepresident van het hoofd- bestuur te zijn geweest. In 1991 leidde hij de door het ministerie van Economische zaken gefinancierde studiereis naar Japan, gericht op de mogelijkheden van het boren van tunnels in slappe ondergrond. Deze studiereis vormde de basis van de vele nadien in Nederland geboorde weg- en spoortunnels. Arnold werd in 1997 geridderd tot Officier in de Orde van Oranje-Nassau. Arnold leed al langere tijd aan Alzheimer en is helaas aan de gevol- gen en complicaties daarvan op de leeftijd van 82 jaar overleden. We wensen zijn familie sterkte met het dragen van dit grote verlies. IN MEMORIAM PROF. DR. IR. ANOLD VERRUIJT 33 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 Henning Ehrenberg Naue GmbH & Co. KG Rijk Gerritsen Naue Prosé Geotechniek B.V. Kent von MaubeugeNaue GmbH & Co. KG 49 GEOKUNST DECEMBER 2022 Introduction Geosynthetics are high-performance construction products that replace or reduce the use of traditional mineral building materials, such as gravel, sand, clay or other soil materials. In contact with soils and other construction materials, geosynthetics are used for the functions of filtration, drainage, separation, reinforcement, protection, soil encap- sulation, erosion control, and sealing (barrier). The wide applications of geosynthetics can be found in the following segments. –Civil engineering: road building, working plat- forms, steep slopes, tunnelling. –Hydraulic engineering: flood defences, canal construction, coastal protection control, water collection structures. –Environmental protection: landfills, groundwater protection, contaminated soil encapsulation –Mining, waterproofing. Figure 1 shows a cross section of a flood defence construction, with multiple geosynthetics for various functions. These multiple geosynthetic applications at flood defences reduce the use of primary soil building materials, stimulate the use of locally available soil and reduce the environmen- tal impact by a significant lower CO 2emission. Climate change and the contribution of geosynthetics Due to climate change, humanity will face multiple and increasing challenges to keep safe and resilient living areas. The impact of climate change can be seen in the daily news. In July 2021, there were significant floods, e.g. in the cross-border region of Germany, Limburg (NL) and Belgium. Between April and August 2022, large parts of Europe were exposed to severe droughts. The levels of rivers like the Rhine were so low that this had tremen- dous impact to logistics by inland waterway vessels. The stagnation of the supply of sand/ gravel is a significant threat to construction. The good news is that applications with geosynthetics can significantly add value to limit the impacts of climate change. This can e.g. be realised with flood defences improvements, river bank restoration works, mitigation of eroding river beds and water containment systems for dry periods. With geosyn- thetic applications CO 2emissions for structures can be reduced significantly, which is one of the major goals of the EU (Green Deal) and programs GEOSYNTHETICS: RESPONSIBLE AND SUSTAINABLE SOLUTIONS TO REDUCE ENVIRONMENTAL IMPACT Figure 1 – Systematic section of a high-performance flood defence construction with soil reinforcement, geosynthetic clay liner as a barrier, nonwoven geotextile for filtration and separation and erosion control products on the embankments. What is a geosynthetic product? According to the ISO 10318-1 (2018) definition, a geosynthetic is a product where at least one of its components is made from a synthetic or natural polymer (authors note: also known as bio-polymer), in the form of a sheet, a strip, or a three-dimensional structure and is used in contact with soil and/or other materials in geotechnical and civil engineering applications. Geosynthetics are engineered materials with a focus on the long-term performance, robustness and durability, and can be permeable or imper- meable. Permeable geosynthetic products include nonwovens, wovens, geogrids, erosion control and geosynthetic drainage systems. Impermeable geosynthetic products (barriers) are geomembranes and geo-synthetic clay liners (bentonite mats). 50 GEOKUNST DECEMBER 2022 on national levels. Geosynthetics can reduce the negative impact, as will be shown with CO 2 footprints and Life Cycle Analyses (LCA). Examples will address flood defence structures, stable infrastructure solutions, groundwater and erosion protection applications. Standardisation and societies At the European and international level, standards on geosynthetics are being developed in various committees of CEN and ISO. Besides product and test standards it also implies application stan- dards. Important work is done by the European technical committee CEN/TC 189 Geosynthetics, the international technical committee ISO/TC 221 Geosynthetics and the corresponding working groups. National mirror committees reflect, align and approve on content, before a standard becomes normative. The German Geotechnical Society (DGGT) has its own specialist section on synthetics in geo- technics. Multiple agencies and societies in Germany have been working for decades on the proper use and applications of geosynthetics. In the Netherlands, there are several specific working groups from CROW (engineering technology platform for transport, infrastructure and public space). These working groups are dealing with geosynthetic subjects as sustainability and filtra- tion below stone revetments. The NGO (Neder- landse Geotextiel Organisatie) is the non-profit association in The Netherlands that connects various parties on the subject of geosynthetics. The NGO stimulates knowledge for sustainable design and construction with geosynthetics. The world-wide active, non-profit International Geosynthetics Society (IGS) is an industry society dedicated to the scientific and engineering development of geosynthetics and associated technologies. The IGS provides greater understan- ding of geosynthetic technology and stimulate the appropriate and responsible use throughout the world. Since 2019, there is also a separate IGS technical committee dealing especially with all aspects of sustainability. CROW working group sustainability In the Netherlands a CROW working group on the subject of sustainability of geosynthetics started in 2021. This Dutch working group consists of designers, researchers, contractors, members from authorities, and the building industry. The aim of the CROW working group is to make a guideline from the wide and comprehensive perspective of sustainability for the application of geosynthetics in civil engineering projects. The planned guideline will comprise applications, sustainable design considerations, environmental impacts (like micro-plastics, COO 2emissions, use of primary granular soils), life-cycle-analyses (LCA), construction/installation, maintenance, and end- of-life approach (circular building, recycling). From the CROW working group the full publication is to be expected in 2023. This publication will be writ- ten in English and translated to Dutch. Stable flood defences and ensuring water safety There are many possible solutions with geosyn- thetic materials for flood defences (see Figure 1). Levees or dykes are traditionally constructed with a 0.5 m to 1 m thick clay layer that functions as barrier. A bentonite mat (also known as geosynthe- tic clay liner, GCL) can replace such a clay layer. The benefits for this application can be summari- sed as follows: –Saving natural resources (no clay required), and stimulating the use of locally available soils. –Less sensitive to dry/wet cycles, so better resi- stant to periods of extreme drought which are expected due to climate change. –Lower transportation costs and therefore less CO 2emissions. –Faster installation and reduction of the overall construction time. At the location of Neer (Limburg, The Nether- lands), the Water Authority Limburg improved the foreshore of the dyke using a bentonite mat (geosynthetic clay liner, GCL) as a measure against piping (see Figure 2). The GCL panels were laid in connection with a natural clay top layer to lengthen the necessary seepage path. A second dyke impro- vement project is done in Beesel, where GCLs are applied on the crest and the slopes, replacing the full clay cover layer on the dyke (Figure 3). This project is unique for dyke building techniques in The Netherlands, as it is the first time ever that GCLs are applied directly at the core of the flood defence. The pilot project is closely followed by several other regional water authorities and the HWBP (Hoogwater Beschermingsprogramma – SUMMARY Using geosynthetics, more sustainable and economical structures can be built than with traditional methods using mineral aggregate, clay, steel or concrete. Geosynthetics can replace or significantly reduce the use of these primary building materials. They also increase the service life of structures, like roads, railways or dykes. Co mpared to traditional construction methods, building with geosynthetics means in most cases a lower total energy demand, substantial reduction of CO 2emissions and cost savings. Various applications and geosynthetic functions as well as the sustainability benefits are summarised in this article. It will be illustrated how responsible and sustainable solutions can be obtained by using geosynthetics. More important, the positive environmental impact of these solutions in comparison with traditional building methods are described. The contribution of geosynthetics to the construction of resilient structures as the big future challenge for climate change adaptation are outlined. Figure 2 – Dyke forela nd improvement with a bentonite mat creating sufficient length against the piping phenomena and meeting the Limburg Water Board design requirements for flood defence, Neer, The Netherlands. Flood Protection Program). The experiences will give input and learning points to other flood defence projects in future. Another important application in flood defence systems (levees or dykes) is the use of nonwoven filter geotextiles under stone revetments. The onwoven replaces the use of finer gravel and sand interlayers which otherwise are needed to build up a natural filter layer to the very coarse rock layer. In case of limited space, the slope of dykes can additionally be steepened by using geogrid- reinforced soil constructions. Long-term and stable substructure in road and railway construction The long-term functional efficiency of a separation and filtration geosynthetic in road construction is of fundamental importance so that the construc- tion task assigned can be fulfilled. As an example, if the filtration and separation function underne- ath the road or railroad track is not achieved, there will be a risk of local failure in the structure. A simple and proven methodology for establishing filter stability between the base course material and the underlying subsoil involves laying a geo- textile between these two layers. This can perma- nently prevent the migration of fine soil particles from the subsoil layer into the coarse aggregate of the base course, which otherwise would reduce the bearing capacity and frost resistance of the structure. In Figure 4 an example is given in a rail application, where a separating geotextile is installed between the fine-grained subgrade and the coarse-grained base course layer of the railway ballast bed. Figure 5 – EN ISO 12236 Geosynthetics – static puncture test (CBR test) - Simulation of the penetration of a stone through a geotextile for classification of the robustness class. Figure 4 – Separating geotextile between the fine-grained subgrade and the coarse-grained base course layer in railway construction. 51 GEOKUNST DECEMBER 2022 Figure 3 – Dyke improvement with installation of a bentonite mat on the crests and slopes of the flood defence to replace a full clay cover of 1 meter and stimulating re-use of local soil, Beesel, The Netherlands. 52 GEOKUNST DECEMBER 2022 In addition to the separation function, the geo- textile often also has a filtration function if ground- water can rise up to the subgrade or surface water seeps through the base course. If the subsoil layer does not achieve a minimum required bearing capacity, additionally a geogrid might be neces- sary to improve the overall bearing capacity. In this case, composite geosynthetic products are recommended, which have the required geogrid and the filter geotextile combined in one product to reduce installation work. Several national guidelines place great emphasis on the robustness of such a geotextile (like the German FGSV 535, 2016). Robustness can be tested by the static puncture test EN ISO 12236 (see Figure 5). The correct selection of the geotex- tile robustness class can ensure the service life of the structure to be built. In addition, the possible maintenance costs for the road/railway construc- tion can be reduced. Geogrids for stable infrastructure In infrastructure projects, subgrades with insuffi- cient bearing capacity can drastically reduce the service life of traffic surfaces and cause damage to the road pavement. The main causes are deforma- tions in the subgrade caused by traffic loads over the course of the service life. Higher loads due to increasing traffic accelerate the deformations and therefore an earlier failure of the road pavement. By using geogrids, the granular structure of the base course can be effectively stabilised and rein- forced by interlocking with the mesh openings of the geogrid. This interaction mobilises tensile for- ces in the geogrid (reinforcement) and activates ef- fective resistance to aggregate displacement in the base course. The load-bearing capacity of the over- all system is increased, the maintenance intervals are extended and the service life of infrastructure measures is significantly increased. As a result, the overall costs for the structure can be reduced and at the same time the design life of the structure is increased. With geogrids, the thickness of founda- tion layers can be reduced, so that less granular ma- terial is required. This results in less excavation and substantially limits the number of transport move- ments by trucks, thereby reducing CO 2, nitrogen (NOx) emissions and micro-plastic abrasion of truck rubber tyres. Geogrid-reinforced earth structures such as bridge abutments and retaining walls (Figure 6) contribute to extending the service life of structures due to their high stability and resistance. Geogrid-reinfor- ced earth structures are often a good alternative to concrete L-walls or steel sheet piles as soil retai- ning walls. Analysis shows that the environmental impact of a reinforced soil construction on CO 2 emissions can be reduced by appr. 65% – 69 % compared to a conventional design (GSI, 2019). This offers enormous potential for civil engineering Figure 8 – Sealing the subsoil for groundwater protection with a HDPE geomembrane and nonwoven protection layers at the railway Wendlingen-Ulm parallel to the A8 federal highway, Germany. Figure 7 – Use of a bentonite mat to protect ground water on the A33 motorway, Halle, Germany. Figure 6 – Large scale geogrid-reinforced earth structures as sound barriers and soil retaining walls at highway junction A2 Hooggelegen Utrecht, The Netherlands. projects to reduce the environmental impact by using geosynthetic reinforcement. An additional advantage is that geosynthetics can significantly reduce the use of primary granular building mate- rials (sand, aggregates). When geosynthetics are incorporated, it is often possible to work with local available soil, which would normally not be suitable for use in these structures. For projects, this means optimisation of soil transport logistics. Less transport movements reduce also the nui- sance for the surrounding area around the building site. Another advantage for this geosynthetic solution is the faster construction time compared to conventional methods. The time savings and also the construction material savings (because steeper slope inclinations are possible) lead to lower overall construction costs. Permanent and safe sealing for groundwater protection The solid, liquid and gaseous emissions caused by motor vehicle traffic contribute to the pollution of the subsoil, water bodies and groundwater. In areas of roads and railroads, waterproofing for environmental protection is intended to protect the subsoil and groundwater from water-polluting substance inputs, especially in water protection areas. If a road is routed through a ground water protec- tion area, a number of measures are necessary to exclude any risk to water resources as far as possi- ble. In Germany, these construction measures are described in details in the (FGSV 514, 2016). If the protective effect of the existing soil layers is not sufficient, the use of geosynthetic sealing systems is required additionally. A groundwater application with a bentonite mat and geomembrane is shown in Figures 7 and 8. A Geosynthetic Clay Liner (GCL, bentonite mat) is a geosynthetic barrier with a sealing sodium ben- tonite layer encapsulated between geosynthetics (cover and carrier geotextile). A new product de- velopment is the polyethylene-coated geosynthe- tic clay liner, a barrier composed of sodium bentonite sealing core and an additional polymeric sealing layer. These products are used where, for example, desiccation is to be permanently prevented, a root barrier is required, or the presence of gravelly subsoils. Another advantage of the coating on the GCL is that the bentonite can be protected against critical chemical liquids. Geomembranes made of high-density polyethy- lene (HDPE), similar to the ones used in landfills for decades, are durable barriers even against chemically aggressive media and have been already successfully installed for years in many applica- tions, also in groundwater protection applications (Figure 8). Erosion protection for stable slopes Newly constructed embankments in earthworks, traffic route construction or landfill construction are particularly at risk of erosion due to a lack of vegetation. Due to climate change, extreme rainfall events will occur more often and will be more intense. Due to these extreme rainfalls, soil erosion is becoming a more critical phenomenon which can dramatically increase the risk of instabi- lity to slopes. As result of extreme rainfall, soil par- ticles can be loosened and then transported downslope by run-off water. Depending on the soil type, the consequences are vertically running linear rills or gullies. Without immediate remedial action, initial small erosions can quickly regress to deep gully erosion. In the worst case, this can result in levee/dyke breaches or large-scale landslides, with possible hazards to adjacent traffic routes or even human casualties. The use of geosynthetic erosion control systems can counteract the effects of rainfall, like the impact of raindrops, softening of the surface and removal of soil particles by precipitation. Geo-synthetic erosion control systems are availa- ble in two-dimensional (nonwoven, woven, knitted materials) and three-dimensional structures (geo- composites, geomats, geocells). However, the important point with all systems is that immediate or subsequent revegetation is possible, which ultimately completes safe erosion control. If rapid revegetation and soil rooting can be assumed, biodegradable raw materials are suitable for temporary erosion control. For permanent erosion control on steeper slopes, a product suitable for permanent use is required. Especially for steeper slopes, the three-dimensio- nal geosynthetic products are used because they can stably embed the topsoil, seeding and vegetation development. In addition, if slope sliding forces have to be absorbed, special reinfor- ced erosion control mats can be used. On embankments with railways or roads, structure stability and soil erosion during extreme rainfall need to be investigated as well. At Groenekan (The Netherlands), the railway embankments are restored by installing a permanent erosion protection system. The embankments are then covered with soil and a grass/herbs mixture, creating a green surface. The application of these reinforced erosion control mats on railway embankments is unique in the Netherlands and makes this railway embankment resilient to severe climate conditions (see Figure 9). Biodegradable geotextiles geo-natural or biopolymer material A significant benefit of traditional geosynthetics is their extremely long durability. This ensures the functionality of the structure over long time peri- ods. On the other hand, where temporary solutions are required (e.g. for a few months or up to 5 years), geonatural or biopolymer products made of degradable materials can be used. At the end of the service life, these materials can remain on site or be composted. For these applications (Figure 10), biodegradable alternatives are therefore being specifically sought and their material beha- Figure 9 – Installation of a permanently reinforce d erosion control system, securing an embankment slope next to a railway, Groenekan, The Netherlands. 53 GEOKUNST DECEMBER 2022 54 GEOKUNST DECEMBER 2022 viour in the specific applications analysed. The raw materials for manufacturing such products can come from different renewable sources. There are already mechanically bonded nonwovens made from industrially processed fibres from natu- ral source that are fully biodegradable. Due to the uniform nature of the fibres used and their con- stant mechanical properties, it is possible to pro- duce such a nonwoven into e.g. the German robustness classes (GRK 3 to 5), which is a signifi- cant advantage in comparison with highly varying properties of biological products from natural fibres such as straw, coconut or jute. Over time, the non-woven will biodegrade in-situ without causing any effects to the environment, organisms or ecosystem. Another option is to remove the material from the construction site when it is no longer needed and allow it to decom- pose. With the right choice of raw materials, these products naturally degrade in the environment to biomass, water and CO 2. This degradable non- woven offers good opportunities in applications with a temporary function for layer separation, protection or filtration. It can be used in various applications, such as under pavements, in tempo- rary roads, shore sand dunes, bank protection, horticultural applications, green roofs or as bank protection with sandbags, etc. Figure 10 shows an example of an access road, where the separation nonwoven is used under the temporary road paving. The amount of CO 2released in the case of rene- wable raw materials corresponds to the amount of CO 2bound during the growth phase. This makes it the ultimate sustainable solution, totally mee- ting the EU/national goals on sustainable building, reducing waste and CO 2emissions. Responding to climate change - climate adaptation and mitigation Climate adaptation means anticipating the nega- tive impacts of climate change and taking appro- priate action to prevent further damage. There are two basic principles to respond on climate change: mitigation and adaptation. While mitigation aims to limit negative impacts by reducing greenhouse gases, climate adaptation aims to adapt life to changing environmental conditions. Before humans began to influence and significantly alter climate, they adapted to living in extremely dry regions, surviving in ice deserts, river flood plains or low-lying delta areas. Humans have deve- loped strategies to adapt to these inhospitable conditions. Today's population densities and re- source demands make adaptation by evasion less and less feasible. Concepts that enable and secure life in all parts of the world by increasing resilience and adaptation to new conditions are needed. Well-planned and early adaptation measures using geosynthetics save money, resources and lives later. Examples of these measures are given in the paragraphs before. In terms of mitigation, geosynthetics in retaining structures reduce CO 2release by approx. 70 % in comparison with traditional methods like concrete walls or steel sheet piles (GSI, 2019). This means that alternative and smarter designs with geosyn- thetics can reduce global warming effects. At the same time, such structures are robust, economical and ecological. For climate adaptation geosynthe- tics can be used in multiple ways (see Figure 11). Examples are embankment reinforcement, stabili- sing roads, structure waterproofing, slopes and flood defences. The hinterland can be protected from flooding by a double dyke / levee system. CO 2emissions and life cycle assessment (LCA) By using geosynthetics, CO 2emissions can strongly be decreased. In Figure 12, a CO 2emission compa- rison of a 36,000 m 3large barrier application (Figure 7) with a 50 cm thick traditional compacted clay layer and a technica lly equivalent 10 mm thick bentonite mat is shown. It turns out that the use of the bentonite mat is ecologically much more favourable than the use of traditional compacted clay layers, with at least identical or even improved effectiveness. The enormous soil masses of a traditional compacted clay liner have to be trans- Figure 11 – Cross-section illustration of climate adaptation with multiple options for geosynthetic applications. Figure 10 – Biodegradable nonwoven made from renewable raw materials as a separation and filter layer in a temporary construction road, Dettingen, Germany. ported. This requires a lot of energy, mostly in the form of diesel fuel, which of course emits huge amounts of CO 2(in this project 9.9 kg/m 3). The total CO 2emissions of the bentonite mat (geo- synthetic clay liner – GCL) are with 4.0 kg/m 2 significantly lower than the values of the compac- ted clay liner (9.9 kg/m 3- a factor of 2.5 higher). In principle, it is advisable to carry out an overall assessment, and this is possible with a life cycle as- sessment (LCA). For the (near) future LCA will be an important part of construction measures and will therefore become increasingly important. The me- thod of "ecological balancing" emerged from the balancing methodology following Stolz et al. (2019) and has been currently further developed. An important driver for the implementation of comparative LCA is the international and EU-inter- nal emission rights trading with greenhouse gases. Only the value of such CO 2certificates makes it clear how important t he intelligent selection of materials and construction methods can be for the environment. It would therefore be important in the EU to implement the issue of comparative LCA more strongly. The goal must be to introduce an as- sessment in construction measures that allows a comparison of building systems. As the consequences of climate change can be seen all around, reducing CO 2emissions is priority to regional, national and international agendas. With the European Green Deal set on 14 July 2021, governments in the EU are bonded to substantially reduce CO 2emissions. This complies the targets at 2030 with ≥ 55% CO 2reduction compared to the 1990 levels, and by 2050 no net emission of greenhouse gases. This emission reduction program to transform to green energy and related sustainable building techniques has already been called the third industrial revolution. Reducing CO 2 emissions is of significant importance to keep the global warming below 2° C, which could limit the impact for human society worldwide. It’s obvious that geosynthetics have a significant potential in civil engineering to contribute to these sustainability programs and achieve these goals for humanity. To illustrate the contribution, the International Geosynthetics Society (IGS) publis- hed a document on applications, related to sustai- nability goals of the United Nations (IGS, 2021). Related to EU legislation, the Ministry of Infra- structure and Water Management in the Nether- lands (Rijkswaterstaat) published an ambitious strategy on climate-neutral and circular govern- ment infrastructure projects. In order to reduce the emission of CO 2, the Ministry of Infrastructure and the Environment has set the ambition of becoming fully climate-neutral by 2030 and to work in a circular way. This governmental strategy is translated to tender contracts, where contrac- tors are awarded for having designs and construc- tion methods with minimised CO 2emissions and circular building techniques. The strategy with milestone 2030 can be summarised as follows: –Reducing the use of primary raw materials to infrastructure projects by 50%. –Producing as little waste as possible in applica- tion with products and materials. –Full circular operations with re-use of all materials. –Full climat e-neutral, 0% emission to civil engi- neering structures. In an extensive study (GSI, 2019), several geo- synthetic construction methods have been investi- gated and compared with traditional construction methods. It shows the geosynthetic construction methods to be environmentally friendly. This can be summarised as follows and is visualized in Figure 13. –The reduction in CO 2emissions when using a re- taining structure reinforced with geosynthetics compared to a concrete structure is 80% to 85%, and energy consumption is reduced by 70% to 75%. –For soil stabilisation with geosynthetics, the reduction in CO 2emissions accounts for approxi- mately 15% compared to a conventional gravel 55 GEOKUNST DECEMBER 2022 Figure 13 – Environmental impact (CO 2-emission) of traditional solutions (left grey column, benchmark to 100%) compared to geosynthetic solutions (right green column) plotted as average percentage values (adopted from www.ivgeobaustoffe.de). Figure 12 – Comparison of a bentonite mat (left) with a traditional compacted clay layer of 0.5 m (right) in terms of CO 2emissions from a 36,000 m 3barrier project (von Maubeuge et al., 2021). Naue Prosé Geotechniek B.V. PO box 564 8901 BJ Leeuwarden Netherlands netherlands@naue.com Sustainable groundworks, civil and hydraulic engineering Building on sustainable ground. naue.com Innovative solutions with high performance engineering materials • Numerous applications and advantages with geosynthetics in groundworks, civil and hydraulic engineering projects. For example, roads, working platforms, ﬂood defences and coastal protection. • Innovative and sustainable solutions with geosynthetic clay liners (GCLs), geomembranes (for barrier applications), geogrids (for soil and foundation reinforcement), nonwoven geotextiles (for ﬁltration, separation and protection), erosion control systems and drainage mats. • Proven solutions that can be adapted to challenging project site conditions. • Support from the ﬁrst feasibility, design with calculations and drawings, delivery of materials and installation. Anzeige_Geotechniek_04_2022_EN.indd 1 25.08.22 09:45 56 GEOKUNST DECEMBER 2022 or crushed stone base course. Compared to a cement- or lime-stabilised construction method, the value is even between 30% and 35%. The cumulative energy input with geosynthetics is as high as 64%. –A geosynthetic drainage layer for a landfill sur- face liner reduces CO 2emissions by 65% to 70% and has a 50% to 60% lower cumulative energy cost. –If a mineral gravel filter in road construction is replaced by a geosynthetic filter layer, CO 2emis- sions and cumulative energy consumption can be reduced by approximately 80% to 90%. Concluding remarks The use of the economic and ecological “geosyn- thetic” construction material has become wide- spread in many areas of geotechnical engineering in the past decades. Geotextiles, geogrids, geosyn- thetic sealing and drainage systems allow techni- cally accurate, low-cost, alternative solutions and offer advantages like reduced environmental impact. Geosynthetics are used in a wide variety of areas. They are used in road construction, hydraulic engi- neering, landfill construction, dyke construction, civil engineering, and many other applications. For each area of application, a geosynthetic developed for the individual requirements is to be selected properly. A geosynthetic used in landfill construc- tion has to meet different requirements than a geosynthetic used in dyke construction, and one used in hydraulic engineering has to meet different requirements than one used in civil engineering. Geosynthetics are multifunctional with functions such as separation, reinforcement, protection, filtration, drainage, sealing (barrier), soil encapsu- lation. It is also possible to combine different geosynthetics with each other in high-level engi- neered structures to ensure safer and long-lasting structures. The advantages of geosynthetics can be summarised as follows: •Reliability : high-quality control standards, life- time verification and multiple proven project applications. •Ecology : significantly lower CO 2emissions, supporting EU climate goals, lower energy consumption, reduction of transport amount or kilometres. •Sustainability : limit the use of all resources (like primary granular building materials, energy demand), less noise impact. • Cost-effectiveness : reduced building cost com- pared to traditional methods, longer service life, less maintenance. •Easiness : easy to handle and install on project sites, saving time in the construction process. •Resilience : improved structural behaviour with the ability to respond, absorb, adapt or recover from extreme load cases caused by climate changes. •Safety : increased serviceability and protection at dykes, groundwater, infrastructure, and envi- ronmental protection (waste management, chemicals). It can be concluded that the development of ge- osynthetics is one of the most significant develop- ments in geotechnical engineering, especially when looking at the positive environmental impact. Research and developments on these engineered materials are ongoing. The outcome and improvements are promising: new sustainable materials, bio-based products, smarter products with better and durable properties, innovative designs and structures realised with new building methods. Due to climate change, humanity will face multiple and increasing challenges to keep safe and resilient living areas. Applications with geosynthetics can add significant value to limit the impacts of climate change. This can e.g. be implemented to flood defences improvements, river bank restoration works, mitigation of eroding river beds, water 57 containment systems for dry periods, etc. With geosynthetic applications, CO 2emissions for structures can be reduced significantly. Geosyn- thetics contribute to the goals for sustainability set in the EU Green Deal and derived programs on national levels. Geosynthetics contribute to secure safe and convenient living areas today, also because of their resilient performance. References – Barrett, R.J. (1966), “Use of Plastic Filters in Coastal Structures”, Proceedings from the 16th International Conference Coastal Engineers,Tokyo, pp. 1048-1067. – Bundesgesetzblatt (2021), „Verordnung zur Einführung einer Ersatzbaustoffverordnung, zur Neufassung der Bundes-Bodenschutz- und Alt- lastenverordnung und zur Änderung der Depo- nieverordnung und der Gewerbeabfallverordnung (vom 9. Juli 2021)“; https://www.bvse.de/ dateien2020/ 2-PDF/03-Themen_Ereignisse/ 01-bvse/ bgbl121 s2598_79885.pdf. – EN ISO 10318-1: 2018-10, “Geosynthetics – Part 1: Terms and definitions (ISO 10318-1:2015 + Amd 1:2018)”; Trilingual version EN ISO 10318- 1:2015 + A1:2018; Beuth Verlag GmbH. – EN ISO 12236:2006-11, “Geosynthetics – Static puncture test (CBR test)”; Beuth Verlag GmbH. – EN 15382:2018-07, “Geosynthetic barriers – Characteristics required for use in transportation infrastructure”; Beuth Verlag GmbH. – European Green Deal, full program and back- ground information https://ec.europa.eu/info/ strategy/priorities-2019-2024/european-green- deal_en. – FGSV 514 (2016), „Richtlinien für bautechnische Maßnahmen an Straßen in Wasserschutz- gebieten (RiStWag)“, Forschungsgesellschaft für Straßen- und Verkehrswesen (Hrsg.). – FGSV 535 (2016), „Merkblatt über die Anwen- dung von Geokunststoffen im Erdbau des Straßenbaus (M Geok E)“, Forschungsgesell- schaft für Straßen- und Verkehrswesen (Hrsg.). – FGSV 559 (2017), „Merkblatt über Bauweisen für Te c h n i s c h e S i c h e r u n g s m a ß n a h m e n b e i m E i n s a t z von Böden und Baustoffen mit umweltrelevanten Inhaltsstoffen im Erdbau (M TS E)“, Forschungs- gesellschaft für Straßen- und Verkehrswesen (Hrsg.). – Geosynthetics Research Institute, (2019), GSI White paper #41, “Relative Sustainability (i.e., Embodied Carbon) Calculations With Respect to Applications Using Traditional Materials Ver s us G e o s y n t h e t i c s ” , h t t p s : / / g e o s y n t h e t i c - institute.org/papers/paper41.pdf – International Geosynthetics Society, “Preparing the ground for a brighter future – How geosyn- thetics have been serving society for half a century”, ebook: https://www.geosynthetics- society. org/wp-content/uploads/2021/05/IGS_ Ebook. pdf , may 2021. – Koerner, R. M. (2012), “Designing with Geosyn- thetics”, 6th edition vol 1, ISBN 978-1-4628- 8288-5, pp 33 - 35. – Lauritzen, C. W. (1963), “Plastic Films for Water Storage”, Journal of American Water Works Assoc., vol. 53, no. 2, pp 135-140. – Ministerie van Infrastructuur en Waterstaat, Naar klimaatneutrale en circulaire rijksinfrastructuur- projecten, https://open.overheid.nl/repository/ ronl-9a139fb8-3bbb-4710-91a0-ecd523266bae/ 1/pdf/bijlage-1-strategie-naar-klimaatneutrale- en-circulaire-rijksinfraprojecten.pdf, januari 2020 (in Dutch). – Stolz, P, Frischknecht, R. (2019), “Comparative Life Cycle Assessment of Geosynthetics versus Conventional Construction materials”, www.eagm.eu/_files/ugd/345956_ 2d895800c5b6409892cdf7d847bd6ab4.pdf – Von Maubeuge, K. P., Stoyle, J. (2021), “The ISO design guide for geosynthetic barriers and the use for safe and economic barrier solu- tions”,11th Int. Conference on Geotechnique, Construction Materials & Environment, Kyoto, Japan, 3-5 November 2021, ISBN: 978-4- 909106063 C3051, page 428 – 435. ! Reaching out to the Dutch and Belgian Geotechnical market ? Choose GEOTECHNIEK , independent and indispensible. Kwast Consult beschikt over specialistische geotechnische kennis van: - Lichte ophoogmaterialen infrastructuur en sportaccommodaties: toepassing van Bims, Argex, EPS, Schuimbeton, e.d. - Risicoanalyse en omgevingsbeïnvloeding: trillingsanalyses en grondvervormingen met Plaxis. - Spoorinfrastructuur: geotechnisch ontwerp spoorbanen, onderdoorgangen en bovenleiding volgens OVS/RLN. - Geokunststoff en infrastructuur: ontwerp folieconstructies, stabiliteits- en funderingswapening, e.d. Kwast Consult Geotechnische advisering en Innovaties Uitgeverij Educom Ask for more information about advertisements and sponsorships (including interesting publicity packages): info@uitgeverijeducom.nl. www.uitgeverijeducom.nl www.vakbladgeotechniek.nl GEOKUNST DECEMBER 2022 1. Introduction The rise in global temperature and consequent climate change require a reduction in greenhouse gas emissions by reducing the use of raw materials and fossil fuels. Sustainability is important, both in the production of building materials, as well as in the construction process. The use of geosynthetics can play an important role in this transition. The major advantage of using geosynthetics in a structure is the reduction in CO 2emissions. Compared to traditional construction products such as concrete, sand, gravel and steel the reduc- tion can amount to 32 – 89%, dependent on the application (table 3). In addition, there is also a large reduction of the required energy compared to the traditional construction method. This can be up to 85% depending on the chosen technology. The use of geosynthetics results in considerable reduction of transport, as less traditional (heavy) construction materials need to be transported, sometimes over large distances. Also energy savings as result of reduced quantities of used construction materials can be achieved. In addition to these advantages, there are some practical drawbacks. The use of plastic material creates waste that must be processed and removed from the environment. Geosynthetics have a long lifespan and are removed when the structure (e.g. a road) in which they are used is demolished. After use, they can in some cases be recycled, after which the polymer can be re-used as a base material for new plastic material to be produced. In other cases, it is incinerated. Although energy is generated by combined heat and power installati- ons, incineration leads to the emission of CO 2. When geosynthetics are used, nearly no fine particles are released in the environment, for example by leaching out in water. The composition of the polymer compound is designed in such a way that this does not happen since it would influence the material properties unfavourably. In addition, geosynthetics are tested for the release of environ- mentally harmful components and are only appro- ved for use if they meet strict requirements. Because geosynthetics are built into ground struc- tures and they are designed to meet the service life of these structures, in normal cases little or no material is released after installation that may end up in the environment as litter. There is no abrasive- mechanical or hydraulic stress to create microplastics from geosynthetics inside the earth structure. Only in case the geosynthetics are not covered, small particles can be torn off by wear or abrasion. When handled properly, the post-use disposal and processing of the waste material have no negative environmental effects. It is important that the correct geosynthetics are selected that suit the specific application. Selecting the wrong materials can cause problems in the long run. It is very important that the correct controls are made and management measures are taken in all project phases. This involves the design phase (specific expertise required), material delivery (manufacturer supplies materials accor- ding to specifications), execution phase (contrac- tor/installer with knowledge of geosynthetics) and operational phase (inspections, maintenance where necessary). Recently, some examples were reported of geotextiles that were not properly installed and that lay on the surface in riverbank structures. The movement of rocks caused wear and tear and pieces of geotextile were torn off. This is a typical example of overdue maintenance and poor operational management. The geotextile that has come to the surface must be covered in accordance with the regulations during the following maintenance rounds. Although these problems are rare, there is a perception that geotextiles can lead to substantial amounts of microplastics in the environment. This article demonstrates that this needs not be the case. 2. Durability of Geosynthetics Geosynthetics are building materials that are used as soil reinforcement in road construction or in hydraulic engineering applications. They are also used in filter constructions in dikes, as separating layers in road construction and in many more applications. The various types and applications of geosynthetics are described in many reports, for 38 GEOKUNST DECEMBER 2022 GEOSYNTHETICS, SUSTAINABILITY, DURABILITY AND THE ENVIRONMENT Dr-Ing. Jan Retzlaffmanaging director GEOscope GmbH & Co Wim Voskampretired director R&D and technicalmarketing of Colbond B.V. Ta ble 1 –Required minimum service life of geosynthetics (Voskamp, W. e.a., Durability of Geosynthetics, 2016, page 15, extended version). Separation layer only during the construction phase 0,5 - 1 year Permanent separation layer 80 - 100 years Replaceable filter layer 10 - 25 years Permanent filter layer (e.g. below stone revetment) 80 - 100 years Soil reinforcement under an embankment 10 years Reinforcement of retaining wall 80 - 100 years Pile-supported geosynthetic reinforced embankments 100 - 120 years Ver t i c a l d r a i n a g e 1 - 3 yea r s Geomembrane in a landfill 100+ years Waterproof tunnel lining 100+ years Figure 1 – Environmental factors, courtesy J.H. Greenwood (Voskamp et al., 2016). 39 GEOKUNST DECEMBER 2022 SUMMARY Major savings in CO 2emissions and in the use of energy are reached when ge- osynthetics are applied in construction projects. But there are also potential en- vironmental issues to be addressed, such as leaching and microplastics. This article examines the use of geosynthetics from different perspectives: the share of geosynthetics in the total use of plastics as well as the share in the waste stream in Europe and the Netherlands; the possible leaching of hazardous sub- stances from the geosynthetics during the life time and EU regulations in this respect; the various methods of recycling geosynthetics after the life time; and whether microplastics could potentially be generated from geosynthetics. example by Van Deen et al. (2019) and Voskamp et al. (2016). In many of these applications, the geosynthetics must maintain their function throug- hout the life of the structure, which can be more than 100 years. Geosynthetics can meet this requirement if they are made of polymers with an inherent durability, like polyester (PET) or a com- pound with the right additives like polyethylene (PE) or polypropylene (PP). Geosynthetics can be applied in the ground, above the ground, under and above water or on the waterline. These conditions significantly affect the service life of a geosynthetic material. Soil temperature, rainfall, soil type and particle size, installation method, soil chemical composition and intensity of UV radiation, may influence the geosynthetic service life (Voskamp et al., 2016). The main polymers from which geosynthetics are made, are polyester (PET), polypropylene (PP) and polyethylene (PE). Geosynthetics made of these polymers are discussed in this paper. In some cases, other polymers are used such as expanded polystyrene (EPS) and polyvinylchloride (PVC). For specific environmental information about these polymers, used as geosynthetics, we refer to Plastics Europe (2022). Additives are added to the base polymer, such as antioxidants, carbon black and/or other additives with specific properties. This is done to improve the processability of the polymer or to achieve the needed properties of the final product. The composition of the raw material can thus vary considerably. The additives can absorb UV radia- tion, be thermal stabilizers, antioxidants, etc. To e n s u r e t h a t t h e g e o s y n t h e t i c r e t a i n s t h e required properties during its life, these additives shall not disappear from the geosynthetic. This is a design requirement and the materials are tested for this and the properties are recorded in CE certificates. The main chemical degradation mechanisms are reactions resulting in polymer (chain) scissions or chemical modifications. Such reactions are affected by additives, oxygen, water, or dissolved substances in the soil. Special chemicals are added to polypropylene (PP) and polyethylene (PE), so-called antioxidants, which counteract oxidation. Oxygen will be inacti- vated by chemical bonding with the additives. In the long run, these antioxidants are used up or become ineffective, starting the oxidation process. Hydrolysis occurs when polyesters (PET) are exposed to humidity. This is a very slow process that depends on the temperature. The effect of water will be reduced with a low carboxyl end group content of PET, thereby counteracting possible cuts of the molecular chains. A high degree of orientation and crystallinity reduces the free volume of the amorphous phase where the reac- tion takes place and thus increases the resistance to hydrolysis. The effects of oxidation and hydro- lysis usually manifest as loss of strength. Both oxidation and hydrolysis can occur with polyamide (PA). Due to the lifetime design requirements for geosynthetics in a structure, it can be assumed that the chemical composition of the polymer compound is chosen in such a way that there will be no noticeable degradation of the polymer during the lifetime of the geosynthetics. (Voskamp et al., 2016) At the end of the service life of the structure, the geosynthetic is in most cases removed from the ground. After removal it can be incinerated or recycled. Recycling is not yet possible in all cases due to recycling limitations or the impurity of the polymer after use. Research continues to yield better purification results. Some geosynthetics are already fully recycled. Ta ble 2 –Case study results from WRAP report (2010) Case History Traditional approach Geosynthetic approach CO 2Footprint (tons) CO 2Footprint (tons) #1 Slope Stability 157 21 #2 Bridge Approach 500 346 #3 Crib Wall 35 11 #4 Sheet Piling Wall 433 69 #5 Concrete Wall 107 20 Ta ble 3 –Savings in energy consumption and CO 2emissions compared with traditional structures, (Stücki et al., 2019) Savings compared to traditional structures Application Energy consumption CO 2 emission Separation material in a road construction 85% 89% Road foundation reinforcement 5-10% 32% Drainage layer 56% 67% Retaining wall 85% 75% Ta ble 4 –Case studies from GRI-24 Conference (March, 2011) Application area No. cases described Average Carbon Savings Walls 6 69% Embankments and Slopes 4 65% Armoring 4 76% Landfill Covers 3 75% Landfill Liners 2 30% Retention 3 61% Drainage Pipe 3 40% To t a l s 2 5 6 5 % 3. Sustainability aspects of geosynthetics The traditional civil engineering materials con- crete, steel, clay and gravel, contribute greatly to the carbon footprint of any construction project. Avoiding or minimizing the use of these primary materials by using geosynthetics helps to reduce the inherent embodied carbon of these projects. Of course, the environmental impact of the geosynthetic solution must be calculated in the same way as this is done for the traditional material solution. Several studies show numerically that the use of geosynthetics will reduce the CO 2emissions and energy consumption considerably, we mention three of these studies: Quantitatively, the numeric decrease in carbon footprint using geosynthetics solutions for walls and slopes is shown in the Waste and Resources Action Program (WRAP, 2010) (Table 2). Ta b l e 3 s h o w s t h e s av i n g s i n e n e rgy co n s u m p t i o n and CO 2emissions compared with traditional structures found by Stücki et al. (2019) in an exten- sive study. The GRI-24 Conference on Sustainability in 2011 listed the average embodied carbon savings in 25 analysed applications in the USA. An overall average of 65 % reduction in carbon footprint using geosynthetic related alternatives was reali- zed (Geosynthetics Research Institute, 2019). Depending on the application it may be concluded that the use of geosynthetics reduces the carbon footprint with 32 – 89 % compared to the use of traditional civil engineering materials as concrete, steel and gravel. The savings in energy vary from 5 – 85 %, heavily influenced by the transport distance and the volume (and weight!) of the building materials. 4. Circularity of Plastic The plastic circular economy cycle consists of various steps: –Polymer raw material is converted into plastic products. !Waste material during production is fed into the process again as pre-consumer recycled plastic. –These products are used by consumers and in industrial applications. –They perform during their service life. –After completion of their service life they are collected and sorted. !Used for recycling. !Stored at landfills. !Burned with energy conversion. !Lost in the environment. –Post-consumer waste is after mechanically pro- cessing fed into the production process. The circular plastic economy is shown in figure 2. 4.1 AMOUNTS OF PLASTIC IN SOCIETY As shown in figure 2, plastic material is applied in many sectors of the society. The most important are: packaging material, household goods and construction material. Geosynthetics fall under the category construction material, but are only a small part of it. Systemiq (2022) analysed the European plastic market and concluded that the total demand in 40 GEOKUNST DECEMBER 2022 Figure 2 – Plastic circular cycle, with quantities of material in 2020, the percentages are the change between 2018 and 2020. The thickness of the arrows or bars is not to scale. Reference courtesy Plastics Europe, 2022. Ta ble 5 – Overview of the quantities of used plastic materials in Europe and the Netherlands. Packaging Construction Household Others / Total Source building goods unknown materials Plastics marketsize 16.7 Mt 10.3 Mt 9.9 Mt 12.5 Mt 49.4 Mt (Systemiq, Europe, 2020 2022) Plastics marketsize 627 kt 313 kt 836 kt 314 kt 2090 kt Calculated, Netherlands, 2020 based on (CE Delft, 2019) Ta ble 7 – Plastic waste processing in Europe and the Netherlands. Plastic waste Landfill Recycling Energy Total Source processes conversion / incineration Plastic waste 6.9 Mt 10.2 Mt 12.4 Mt 29. 5 Mt Plastics Europe, 2022 Europe, 2020 Plastic waste 13.9 kt (1%) 644 kt (39 %) 990 (60 %) 1650 kt CE Delft, 2019 Netherlands, 2020 Plastic waste 7 kt (10%) 17 kt (25 %) 44 kt (65 %) 68 kt CE Delft, 2019, construction sector, Plastics Europe, Netherlands, 2020 2022, NRK, 2018 Ta ble 6 – Estimate of the market size of geosynthetics. Geosynthetics market Area Weight Source Europe, 2020 650 mio m2 200 kt Estimate based on EAGM data The Netherlands 37 mio m2 11.4 kt Estimate based on EAGM data 41 GEOKUNST DECEMBER 2022 2020 was 49.4 Mt The division in categories packaging (16.7 Mt), construction (10.3 Mt), household goods (5.6 Mt) and others (industrial packaging, electronics and agriculture) (12.5 Mt) is shown in figure 3 (Mt = million tonnes). The construction sector sizes 10.3 Mt. Most geosynthetics are made of poly-olefins (PP and PE) or polyesters (PET). These categories are resp. 2.8 Mt and 2.6 Mt (in total 5.4 Mt). It is expected that the construction sector will grow with a long-term average of 1 – 1.5 %/yr. CE Delft estimated that in 2017 approximately 1900 kt (1 kt = 1000 t) of plastic material was used in the Netherlands. 40% of this is used in consumables, 30% in packaging, 15% in construction materials, 11% in clothing and textiles and 3% in cars and electrical appliances (CE Delft, 2019). With an average growth of 2% / year, that would be about 2090 kt of new plastic material used in 2022. In 2009, 523 million m2 of geosynthetic material was used in Europe. With an average weight of 300 g/m2, this gives 157 kt. Assuming a volume increase of 25% over the period up to 2022, the use of geosynthetics in Europe can be estimated at approximately 200 kt. Based on numbers above it can be concluded that the quantity of geosynthetics used in Europe is 1.9 % of the total use of plastics in the category construction materials (200 kt/10300 kt) and only 0.4% of the total quantity of used plastic in Europe (200 kt / 49400 kt). The size of the Dutch market in geosynthetics is estimated at about 5.7 % of the European market. This means that the quantity of new geosynthetics used in the Netherlands in 2022 can be calculated as 5.7% of 200 kt = 11.4 kt. Figure 4 – Overview of the quantities of used plastic materials in Europe and the Netherlands. Figure 3 – Composition of the European plastic market broken down in categories (Systemiq, 2022). Based on the numbers in table 6 it can be concluded that the quantity of geosynthetics used in the Netherlands is 11.4 kt / 313 kt = 3.6 % of the plastics used in the construction market and 11.4 kt /2090 kt = 0.5 % of the total amount of plastic used in the Netherlands. 4.2 DISPOSAL OF PLASTICS Waste from plastic material is the material that is left over during or after use and that is disposed of. It may be packaging material of, for example, food, or utensils after use, or construction material after demolition. It can therefore have a very short lifespan (packaging) or have a long service life in the case of construction materials in civil enginee- ring structures. Plastic waste material must be collected appropriately, recycled and re-used where possible. It is still partially incinerated because recycling is not yet sufficiently organized in many countries. Incineration in combined heat- and power plants recovers energy, but it results also in extra emissions of CO 2. The long-term goal is to recycle as much as possible. The total quantity of waste of plastic material in Europe was 29.5 Mt in 2020 (Plastics Europe, 2022). This is approx. 60 % of the supply of new products. 6.9 Mt was sent to landfills, 10.2 Mt was sent for recycling, and 12.4 Mt was incinerated. The waste in poly-olefins or polyester in Europe can be calculated as 1.7 Mt and 1.6 Mt, resp. 5.7 % and 5.4 % of the total quantity of waste. The quantity of plastic waste in the Netherlands in 2017 was about 1650 kt (CE Delft, 2019). 32% of this consists of plastic single-use packaging, 12% of consumer articles, 9% of clothing and textiles, and 4% of construction materials. The rest is from other, undefined, sources. The quantity of waste in the construction material sector is 68 kt. Of this 68 kt, 17 kt (25 %) was recycled, 44 kt (65 %) incinerated and 7 kt (10 %) landfilled. The construction material category consists of pipes, insulation material, window profiles and other plastics, including geosynthetics. Geosynthetics form 11.4 / 313 = 3.6 % of the plastics used in the construction market in the Netherlands. The quantity of waste resulting from the use of geosynthetics in the Netherlands can be estimated at 3.6 % of 68 kt = 2.5 kt, which is a very small percentage of the total plastic waste in the Netherlands ( 2.5 / 1650 = 0.15 %). The quan- tity of waste resulting from the use of geosynthe- tics in Europe can be estimated at 120 / 29500 = 0.41 % of the total plastic waste material. Geosynthetics are used in applications with a long service life, so it will take time before these products will reach their end of use, and the quantity of material that comes available as waste per year is still relatively small. The largest part of waste from geosynthetics in the Netherlands is incinerated (65%). Mechanical recycling is done in 25 % and dumping on landfills is done in 10%. The policy is to reduce the dumping on landfills as much as possible. The incineration is done in ovens, which generate power by coupling to a power plant. The investments in these ovens are rather recent and it will take time before they are phased out. Simultaneously mechanical recycling processes are improved enabling more waste material to be recycled. 42 GEOKUNST DECEMBER 2022 Figure 6 –Typical screw extruder (Reference: https://en.m.wikipe- dia.org/wiki/Plastic_extrusion) . Figure 5 – Overview of the quantities of plastic waste materials in Europe and the Netherlands. 5. Sustainability in the production of geosynthetics Geosynthetics are made of synthetic polymers, which are supplied by the chemical industry. Macro molecules are made by means of a polymerisation process in a reaction vessel. During the processing to the final granules or powder, additives like chain terminators, viscosity stabilizers, antioxidants, fire-retardants and others can be added to the polymer compound to create specific properties. The granules are melted by the producer of geosynthetics using an extrusion process and shaped through a fine opening, the die, to form filaments or sheets. In case of geotextiles, the filaments are stretched to improve the modulus of the final yarn. After that, mats or fabrics are formed by weaving, or by a mechanical or heat bonding non-woven process. Other production processes besides extrusion can be applied to manufacture geosynthetics, a.o. extrusion of a flat sheet or blown sheet extrusion, split fibre extrusion or calendaring. The polymer properties such as molecular weight, degree of crystallinity, melt flow index, viscosity, melting temperature etc. are important properties for the final product performance. Any contamina- tion of the polymer compound should be elimina- ted to prevent cutting of the yarn through the very small extrusion opening (100 – 25 µm). In case recycled polymers are used in the produc- tion process, they must fulfil stringent require- ments on the properties, no large variations are allowed. This results in high requirements in the recycling process. The production of geosynthetics implicates energy use and CO 2emissions. Improvements in the production processes may lead to significant reductions in emissions and energy use. Also environmental protection measures can be taken (Ramsey, 2022): - The use of packaging material can be greatly reduced; - The transport of semi-finished products in the factory and of finished products to storage and to the end-user can be organized more effi- ciently; - Generation of energy by means of solar panels on the roofs of factory halls will increase the process sustainability; - Extrusion of polymeric material is done at high temperature and the formed geosynthetic material must be cooled afterwards. In this process, heat can be recovered; In general, heat can be extracted from cooling water before it is discharged; - Waste material that results from the production process, such as cut off sides of polymer sheets, short rolls etc. are shredded and are fed into the production process again; - End-of-service-life material can be re-used after purification of contaminants as a separate raw material stream; - Production methods that allow the use of other post-industrial polymer waste and post-consu- mer polymer waste material can be developed. 6. Sustainability at the end-of-life of plastic material At the end-of-life of a structure, the geosynthetic material will have to be disposed of. The following paragraphs deal with four processes: removal, re-use, recycling and incineration. 6.1 REMOVAL In order to separate the material properly, a few conditions must be met: The geosynthetic material must have sufficient cohesion so as not to break down into small parts. This means that disassembly of the structure must be within the lifetime of the geotextile or that over-designed geosynthetics are used with sufficient strength end-of-life. This must be taken into account in the design stage and in the geosyn- thetic specification. During the execution and installation of the geosynthetic, it must be recorded and checked where exactly the material is in the structure, preferably by means of a laying plan (including changes ‘as built’). In addition to the selection of a contractor who will carry out the dismantling, it must also be known which waste disposal system will be used. Recycling should be preferred and stimulated. Incineration should not be preferred only for economic reasons (cheapest solution). Producers of geosynthetics should enter into agreements with a number of (high-level) waste processors and recycling companies about the recycling of their products. 6.2 RE-USE In addition to recycling end-of-life geosynthetics, it is also necessary to analyse whether a built-in product can be re-used as geosynthetics without any thermal treatment. This means that it must be analysed whether, in the case of polyethylene (PE) and polypropylene (PP), there are still enough antioxidants present in the polymer material to be able to function for a 43 GEOKUNST DECEMBER 2022 Figure 7 – Overview of recycling methods (Plastics Europe, 2022) . number of years. This can be done using an oxida- tion induction time (OIT) test (Voskamp et al., 2016). In the case of polyester (PET), it will have to be determined how much creep has already taken place under the long-term load. (Voskamp W., 1997) and if any change in molecular weight and Carboxyl Endgroup Content (CEG) has taken place. It is also important to check that no unaccep- table mechanical damage has occurred. 6.3 RECYCLING In case end-of-life geosynthetics cannot be re-used as they are, they must be processed to prevent that the material ends in the environment. There are basically three ways to process the waste: 1. Dumping at a landfill 2. Incineration of the plastic in combination with energy recovery. 3. Recycling the basic raw material All kind of measures are taken to reduce the quantity of material that is dumped in landfills. Recycling is promoted as much as possible and incineration is taking place to eliminate the rest. Recycling is the best method from the point of environmental protection. No new fossil raw materials are used, and the embodied carbon of the plastic material is preserved. Although incine- ration yields new energy, it results also in further CO 2emissions. Therefore, the long-term plans focus on reduction of the incineration in favour of increased recycling. Recycling can be done in various ways. An overview of the various recycling methods is given in the recycling diagram by Plastics Europe (2022). 6.3.1 MECHANICAL RECYCLING The mechanical recycling process consists of: 1. Collection and distribution of post-consumer, post-industrial materials or end-of-use construc- tion materials. 2. Sorting and categorizing, the different types of plastic are sorted, sometimes also on colour and use. This is done at the recycling plant. 3. Washing removes some of the impurities that can impede the operation, or completely ruin a batch of recycled plastic. The impurities targeted in this step are product labels and adhesives as well as dirt. 4. Shredding. The plastic is then fed into shred- ders, which break it down into much smaller pieces. These smaller pieces can be processed in the next stages for re-use. It allows also for any remaining impurities to be found, such as metal, which may not have been removed by washing but can be easily collected with a magnet at this stage. 5. Identification and separation of plastics. First, the plastic pieces are segregated based on density, which is tested by floating the particles of plastic in a container of water. This is followed by a test, which determines the thickness of the plastic pieces. The shredded plastic is placed into a wind tunnel, with thinner pieces floating while larger/thicker pieces stay at the bottom. 6. Extruding and compounding. This final plastic recycling process step is where the particles of shredded plastic are transformed into a usable product for manufacture. The shredded plastic is melted and crushed together to form pellets. The shredded plastic is divided per type, classification, and qualities of plastic. The mostly used polymers for geosynthetics and their recycling practice are: –Polyester (PET) – Polyethylene Terephthalate One of the most common types of plastic which is used for the manufacture of products such as food containers and plastic bottles for water or soft drinks. PET is widely recycled. Special soil-reinforcing materials are made of PET. –HDPE – High-Density Polyethylene This type of plastic is used in detergent bottles, food and drink storage, bottle caps, some thicker shopping bags, and non-single-use plastic products like toys, helmets, and piping. Again, this type of plastic is widely recycled. Most geomembranes are made of HDPE. –PP – Polypropylene Commonly used in injection moulding, this plastic can be found in products from bottle caps to surgical tools and clothing. PP is recyclable but not so easy to process. Most geosynthetics are made of PP yarns or sheets. These categories are easier to recycle than materials that are made from two different polymers e.g. food packaging. It must be noted that with each subsequent processing, the recycled material degrades and has a lesser quality than virgin materials. The quality of the polymer compound must be increased during the processing by adding additives or using a chemical recycling method. Also, the purity of the recycled compound is very important and often a decisive factor in the acceptance of recycled material to replace virgin polymer. Various types of geosynthetics are currently being marketed that are made from recycled polymer, for example, polyester non-wovens made from 100% recycled bottle scrap (Ramsey, 2022). Sheets of 100% recycled PP are also made as a semi-finished product in the production of drainage material. Post-industrial waste, i.e. waste that arises during the production of geosynthetics, is often immediately re-used in the production process after shredd ing. Until now, according to CEN regulations, no recycled raw materials may be used in the produc- tion of high-quality reinforcement mats due to uncertainty about the effects on the properties of these mats or for geosynthetics with an intended service life of more than 5 years in general. Also, there are limits given for the use of recycled material which have been thermally treated during the production. It is expected that these regulations are reconsidered based on the improved knowledge of the quality of (partly) recycled polymer compounds. 6.3.2 CHEMICAL RECYCLING Chemical recycling is the process of returning used plastic material to its original building blocks, such as polymers, monomers, etc., by means of chemical processes, so that it can be used again as a raw material for new plastic products. Various methods are being developed for this: –Solvent-based purification is a process in which the plastic is dissolved in a suitable solvent, in which a series of purification steps are under- taken to separate the polymer from additives and contaminants. The resulting output is the precipitated polymer, which remains unaffected by the process and can be reformulated into plastics. The technology is used in the recycling of EPS. –Depolymerisation is the reverse of polymerisa- tion and yields either single monomer molecules or shorter fragments. PET can be recycled with this technique. –Pyrolysis and gasification transform plastics and most of its additives and contaminants into basic chemicals. These technologies are based on heating up the plastics in an atmosphere of no (pyrolysis) or limited (gasification) oxygen content. In pyrolysis, plastics are broken down into a range of simpler hydrocarbon compounds. There are many conventional pyrolysis factories which produce oil or naphtha. The output of pyrolysis can be processed much in the same way as oil, using conventional refining technologies to produce value-added chemicals, including building blocks for polymers. Gasification is less sensitive to the input quality than pyrolysis, but it requires more energy and large-scale operations. Gasification is a process where mixed after-use materials are heated (~1000 - 1500 °C) in the presence of limited oxygen to produce syngas (a mix of predominantly hydrogen and carbon monoxide). The syngas can then be used to produce a variety of chemicals and plastics (Velis, 2019). Most polymers can be recycled in this way (Vollmer, 2020, CE Delft, 2019, Pl astics Europe, 2022). The quantities are not large at the moment. This 44 GEOKUNST DECEMBER 2022 is because the processes are often in the development phase of pilot plants. In addition, the (investment) costs are still high. It is expected that more and more of these techniques will be applied in the next 10 years, in particular to make high-qua- lity polymer as a raw material for critical products. McKinsey expects a considerable increase of chemical recycling in the coming years. (McKinsey, 2019). They expect that the percentage chemical recycling will grow from 1 % in 2017 to 17 % of the global polymer waste in 2030. With pyrolysis/ liquid feedstock from 1 % in 2017 to 13 % in 2030, monomer recycling (depolymerisation and solvent based purification) to 4 %. Mechanical recycling is expected to grow from 12 % to 22 % of the global polymer waste. Detailed data about the plastic industry invest- ments in a.o. chemical recycling can be found in (Plastics Europe, 2022). In 2020 the quantity was < 0.1 Mt. Due to 44 planned projects in 13 EU countries 3.4 Mt of recycled plastic are estimated to be produced via chemical recycling in 2030. 6.4 INCINERATION OF PLASTIC WASTE Until 2050, the incineration of plastic waste material will be the most important part of waste disposal. Incineration with energy recovery is being increasingly used as an alternative for landfilling. Over the last years in the Netherlands multiple state-of-art incineration plants were built, giving overcapacity in the market. This has effected in import of waste from abroad to keep the plants running. This situation is not really sustainable. It can recover energy within the waste and in doing so substitute emissions related to fossil fuel energy. It is however not a climate- neutral solution for end-of-life plastic. European policy is aimed at promoting recycling as much as possible, as this leads directly to a reduction in the use of fossil materials. It replaces the use of virgin plastic material that emits approximately 4 kg CO 2/kg plastic material. As a result, the incineration of residual plastic waste will also decrease. (in absolute terms, it may still increase slightly due to an increase in the total use of plastics). Incineration in itself leads to the emission of 2.6 kg CO 2/kg plastic, but at the same time it generates energy through recovery, which leads directly to a reduction of energy production based on fossil material and thus a saving of CO 2. (CE Delft, 2019) 7. Contamination of the environment as a result of the use of geosynthetics Residues of geosynthetic material can end up in the environment in a number of ways: –As litter, if residues are left behind after the end of its service life (microplastics). –Formation of small particles due to wear or surface damage during the service life (micro- plastics) –Contamination due to leaching of additives during the service life. Through implementation of guidelines, the creation of residual material after the end of its service life, which can lead to microplastics, needs to be avoided. Also, leaching contamination must be avoided, which means that the geosynthetic material used must comply with requirements regarding maximum quantities of leached material. These requirements are based on the EU Directive EU 2020/2184: On the quality of water intended for human consumption. 7.1 CONTAMINATION BY MICROPLASTICS AND NANOPLASTICS Microplastics are small plastic particles (< 5 mm), nanoplastics are very small particles (< 100 nano- metre). They consist largely of synthetic polymers to which additives, oils, fillers, flame retardants, etc. have been added during the production process. A distinction is made between primary microplastics, which are produced and used as a separate particle, and secondary microplastics which are particles formed from plastic material by weathering or damage. (Stowa, 2022). Microplastics from geosynthetics can come into the environment via land-based litter fragmenta- tion, as is shown in figure 8. When geosynthetics are installed in accordance with the methods described in the product installation guides nearly no litter is created during the installation of geosynthetics. The material is supplied in large rolls that are cut to size and built into the ground. Only packaging material of the rolls can lead to litter if not properly cleaned up. At the end of its life, when the geosynthetic is removed, litter can form. This can then consist of pieces of material left behind. The quantity will be small compared to the area of installed material and compared to the quantity of litter from packaging and other consumer goods. Execution guidelines for the disposal of used geosynthetics must ensure that the disposal takes place efficiently and that no residual material is left behind on the construction site. Of course, not all waste plastic material ends in litter. Most of it is collected and reprocessed. To g e t a n i d e a o f t h e q u a n t i t y o f p l a s t i c w a s t e material that can end up in the environment, the quantity of litter must be looked at. KIVD indicates that about 9 kt of plastic is present in the total quantity of litter in the Netherlands, of which about 8.3 kt consists of packaging (KIDV, 2017). Verschoor (2018) gives a margin between 1.4 kt and 11.kt with an average of 10 kt for the quantity of plastic in litter (quantities are per year). All this litter will ultimately not end up in the environment, a large part will still be removed by municipalities (street sweepers) and water boards. According to KIVD, 0.7 kt of plastic waste belongs to the other categories (non-packaging). The quantity of new plastic without the category pack- aging in the Netherlands is 2090 – 627 = 1463 kt. (see table 5). Geosynthetics form 11.4 kt / 1463 kt 45 GEOKUNST DECEMBER 2022 Figure 8 – Estimated emissions of microplastics in the Netherlands in tons/year (Verschoor, 2018) . 46 GEOKUNST DECEMBER 2022 = 0,78 % of this quantity (see table 6). This results in an estimate of 0.78 % of 0.7 kt = 5.46 t /year litter from geosynthetics. The total quantity of waste from geosynthetics in the Netherlands is calculated in section 4 as 2,5 kt. Therefore the percentage of litter that can arise from the quan- tity of waste material of geosynthetics is 5.46 t/ 2500 t = 0.21 % and 5.46 t / 11400 t = 0.05 % of the yearly installed new geosynthetics. This litter will partly be removed by (street/building site) cleaning operations and only partly end as microplastic parts in the environment. So, in order to address the general problem of (micro)plastic litter, the focus should be on reducing litter from the packaging category in particular. To this end, the EU 2019/904 directive has entered into force in 2021. This directive contains a ban on the marketing of a number of single-use plastic products. Deposit schemes for plastic bottles will further reduce the number of plastic bottles in litter and regulations are being developed in the EU requiring that by 2030 all packaging in Europe will be economically reusable, recyclable or biodegradable. Most geosynthetics are built in the ground and are not exposed to ultraviolet (UV) radiation or direct wear. Therefore, the chance of fine particles being released as a result of wear or abrasion is very small. Wear can occur in some applications, for example when a geosynthetic is built in as a filter layer in the bank of a waterway. Then wear could occur due to abrasion. This means that during the design of geosynthetics and the selection of the applied geosynthetics, requirements should be set for resistance to wear. Geosynthetics can be tested for this property. In ISO TC 221 a test method has been developed (ISO 22182: 2019-04), with which the resistance to wear can be measured. Requirements are then set at the national level. The Bundesanstalt für Wasserbau (BAW ) requirements in Germany can be mentioned as an example (Maisner, 2019). By setting limitations and specifications in this way the wear or abrasion of geosynthetics can be largely avoided. 7.2 CONTAMINATION DUE TO LEACHING OF ADDITIVES DURING THE SERVICE LIFE The application of construction material in the EU is regulated in Regulation EU 305/2011, the Construction Products Regulation (CPR). In 2011 the mandate of the Product Committee has been extended to include basic requirement 3 (Hygiene, health and environment) in the product standards. Te c h n i c a l Co m m i t t e e 1 8 9 i s r e s p o n s i b l e f o r s e t t i n g standards in the field of geosynthetics. With the test method CEN/TS 16637-2 Construction products – assessment of release of dangerous substances, a standardized method has become available to determine how much material is released through leaching. The maximum quantity of material that may be leached is based on the quantities laid down in EU-Directive 2020/2184: On the quality of water intended for human consumption. The exact values for all types of harmful substances will be fixed on national level. They must be less than the values of Directive 2020/2184. Only products that have a CE mark may be used. A CE mark may only be used after initial type testing and the declaration of performance procedure, which establishes that the product meets all requirements that apply under the CPR directive. In this way it is ensured that the quantity of harmful substances that could end up in the environment will never exceed the maximum allowed quantity. An example of the maximum permitted quantities can be found in MGeokE (2016). Geosynthetics which are used in road- and water- way applications in Germany must fulfil the requirements of MGeokE since 2005. Based on the results of these tests, it can be concluded that if a good formulation for the base polymer and the quantity and type of additives is chosen, the environment is not burdened by the release of hazardous substances from the geosynthetics. The base polymers are not soluble. Only the additives, such as oxidation stabilizers or residues or over dosage of, for example, catalysts used in the production of the polymer and which are not sufficiently integrated into the polymer com- pound, can be released. Examples of these are antimony-(III)-oxide as a catalyst used to improve the condensation of PET, or metals such as copper, molybdenum or zinc which are added for various reasons during the melting phase of PE or PP. In addition to the possible release of these inorga- nic substances, the release of a number of organic substances is also being investigated. The total quantity of organic carbon plays a key role in the assessment. The quantity released is measured after different periods of time, so that a good extrapolation can be made. Rules for this are laid down in the test procedure. Since the number of organics in polymers is quite large and because it is almost impossible to analyse them all, indicator parameters of the total organic hydrocarbon content are used to get the first indication of the quantity of organics that are re- leased. Total levels of polychlorinated biphenyls (PCB) and polycyclic aromatic hydrocarbons (PAHs) are suitable indicators to determine whether further testing is required on the polymer tested. Naphthalene, that falls in the category PAH, is a frequently formed chemical during the poly- merization process. A well-controlled production process will limit all these substances that can leach out, to below the critical limits. Incorrect dosing of the additives during production or contamination of the machine with oil or solvents after maintenance cause the critical allowable limits to be exceeded. The substances that can be released from geosynthe- tics are not parts of the polymer itself but are always additives that can be chosen freely. In recent decades under pressure from the rules of the EU Directive 1907/2006, replacements have been found for a number of hazardous additives, e.g. plasticizers for PVC. A number of other substances are also included in these tests, but the concentration of these in the eluate is often so low that the quantity cannot be measured even with modern analysis equipment. The list of assessment criteria and critical limits for the leaching of hazardous substances from geosynthetics into water is one of the most exten- sive that is used with testing of building materials. The German rule (MGeokE, 2016, section 7.6) requires evaluation of the concentration of 26 chemicals. Based on the measurement results collected in Germany in recent years, it can be concluded that the critical limits were only reached in an incidental case, mostly caused by failures during production. By performing these tests on geosynthetics during the CE initial type testing procedure, the Certified Body assessing the test results will, after these directives come into effect, be able to ensure that a good polymer formulation has been selected. If a product does not meet the requirements, the product will not be approved, it cannot receive a CE mark and therefore cannot be placed on the European market or used in Euro- pean building projects. Application of the test CEN/TS 16637-2 and assessing its results based on the criteria laid down in Directive EU 2020/2184 on the quality of water for human consumption, as part of the CE initial type testing of geosynthetics will, after these directives come into effect, ensure that only geosynthetics are used in Europe that are safe for the environment. 8. Conclusions 8.1 GEOSYNTHETICS SHARE IN TOTAL PLASTIC USE Geosynthetics belong to building materials used in environmental, civil and hydraulic engineering. They form 0.4 % of the total yearly use of plastic material in Europe. Geosynthetics are building materials, which can be removed adequately after end-of-life. They are robust and heavy compared to other plastic materials and are supplied and installed in large sheets, in contrast to consumer goods’ plastics. Therefore, rest material from geosynthetics is nearly absent in small litter pieces or microplastics. 47 GEOKUNST DECEMBER 2022 8.2 DEMOLITION AND REMOVAL OF GEOSYNTHETICS IS EXECUTABLE Removal of geosynthetics after end-of-life is a matter of good practice for civil engineering contractors. However, it is advised that rules about it become a standard part of building contracts. 8.3 RECYCLING Mechanical recycling is possible for geosynthetics. Promising are the chemical recycling techniques which would make it possible to upgrade used polymeric material to an acceptable level to be used as feed in the polymerisation process. 8.4 SUSTAINABLE EFFECTS OF THE USE OF GEOSYNTHETICS Geosynthetics have considerable sustainability effects in the form of energy savings and reduction of CO 2emissions. Compared to the use of other building materials, the use of geosynthetics will result in a reduction of embodied carbon and energy consumption due to the decrease in use of primary construction materials and due to the reduction of transport of building materials. 8.5 GEOSYNTHETICS ARE NOT A MAJOR SOURCE OF MICROPLASTICS. The percentage of litter that can result from waste material of geosynthetics in the Netherlands is estimated to approx. 0.21 % of the quantity of waste material from geosynthetics and approx. 0,05 % of the yearly installed new geosynthetics. This litter will partly be removed by street or building site cleaning operations and can potentially partly end as microplastic parts in the environment. 8.6 RESPONSIBILITIES TO LIMIT THE ENVIRONMENTAL IMPACT At the end-of-life of a structure, the geosynthetic material will have to be removed. In order to separate it properly, guidelines must be set and implemented for all phases of the application: during design (durable designs, appropriate and robust material selection), construction (respon- sible installation, handling of waste materials), maintenance (inspections to the well-behaviour of the structure, maintenance where needed) and removal (how to remove and recycle). A project owner can require that at the end of the service life of the structure, all geosynthetic materials need to be removed and recycled. The project owner has to include these requirements in the contract specifications and has to provide a budget for it. In this way, the forming of microplastics as result of the application of geosynthetics in earth structures is prevented. 8.7 LEACHING OF HARMFUL ELEMENTS FROM GEOSYNTHETICS Leaching of harmful elements from the geosyn- thetics during the service life can theoretically take place. However, only materials that fulfill the strict requirements on the quantities of leachate, based on the requirements listed in the EU directive for drinking water, are allowed to be used. In this way the environment is protected in accordance with the EU Construction Products Regulation EU 305/2011. Application of the test CEN/TS 16637-2 and asses- sing its results based on the criteria laid down in Directive EU 2020/2184 on the quality of water for human consumption, as part of the CE initial type testing of geosynthetics will, after these directives come into effect, ensure that only geosynthetics are used in Europe that are safe for the environment. 8.8 EUROPEAN REGULATIONS Geosynthetics may only be used after fulfilling the requirements of the EU Construction Products Regulation. This means tested according to the CEN requirements and the quality control proce- dures and supplied with a CE mark. In this way a good quality control system is in place which makes sure that the materials are applied in a safe way and do not form a risk for the environment. 8.9 NECESSARY UPDATE OF CEN NORMS The use of post-industrial and post-consumers recycled polymer in the polymer compound of geosynthetics with a required service life of 5 years and more is not allowed according to the applica- tion norms EN 13249 – 13257 Annex B. The state of knowledge of the effects of the use of recycled polymer feedstock, whether or not mixed with virgin material, develops quickly. CE rules shall not forbid in general the use of recycled material when similar behaviour can be proven. References –CE Delft (2019). Chemische recycling in het afvalbeleid. – CE Delft (2019). Plasticgebruik en verwerking van plastic afval in Nederland. Delft: Greenpeace Nederland. – Directive EU 1907/2006. (n.d.). REACH. – Directive EU 2020/2184: On the quality of water intended for human consumption. –Directive EU 305/2011. (n.d.). Construction Products Regulation. – EAGM, European Association of Geosynthetics Manufacturers, personal communication. – Egloffstein, T. ( 2009). Bauverfahren mit minera- lischen Baustoffen und Bindemitteln im ökologi- schen Vergleich mit dem Einsatz von Geokunst- stoffen. – Geosynthetics Research Institute (2019). White paper #41 Sustainability. – KIDV. (2017). Overzicht van de keten kunststof- verpakkingsmateriaal. Den Haag: Kennisinstituut duurzaam verpakken (KIDV). – Maisner. (2019). Geokunststoffe im Verkerhs- wegebau in Kontakt mit Grund- und Oberflae- chenwasser - Umweltaspekte. Geosources. – McKinsey. (2019). How plastics waste recycling could transform the chemical industry. Retrieved from https://www.mckinsey.com/industries/ chemicals/our-insights/how-plastics-waste-re- cycling-could -transform-the-chemical-industry. – MGeokE (2016). Merkblatt über die Anwendung von Geokunststoffen im Erdbau des Strassen- baues. Koln: FGSV. – NRK (2018) Fedratie Nederlandse Rubber en Kunststofindustrie, marktverkenning. – Plastics Europe (2022). The circular economy for plastics, A European overview. Brussels. – Ramsey, B. (2022, April 1). Geosynthetics and sustainability: How is our industry doing? Geo- synthetics Magazine, p. 4. Retrieved from https://geosyntheticsmagazine.com/category/ features. – Rebelgroep (2020). Roadmap chemische recycling kunststof 2030 Nederland. Den Haag: VNO NCW. – Stowa (2022). Microplastics. Retrieved from Deltafacts: https://www.stowa.nl/deltafacts/ waterkwaliteit/kennisimpuls-waterkwaliteit/ microplastics. – Stücki, M. e. a. (2019). Comparative Life Cycle Assessment of Geosynthetics versus Conventional Construction Materials. Uster: ESU-services Ltd. – Systemiq. (2022). Reshaping Plastics: Pathways to a Circular, Climate Neutral Plastics System in Europe. – TNO. (2020). Verspil het niet, pak de schaduw- zijde van plastics met urgentie aan. – van Deen J., Voskamp W. en Bezuijen A. (2019, september). Geokunststoffen en het milieu. Geokunst. – Velis, C. (2019). A circular economy for plastics : insights from research and innovation to inform policy and funding decisions, https://data.europa. eu/doi/10.2777/269031: Publications Office EU. – Verschoor. (2018). Potential measures against microplastic emissions to water. RIVM: 64. – Vollmer, e. a. (2020). Die naechste Generation des Recyclings - neues Leben fuer Kunststoffmu ell. Weinheim, Germany: Angewandte Chemie. – Voskamp, W. e. a. (2016). Durability of Geosyn- thetics. Leiden: CRCpress. – Voskamp, W. (1997). Proposed method to determine the safety capacity of reinforced soil structures during the lifetime. Earth reinforce- ment, Ochiai (pp. 1075 - 1080). Fukuoka: Bal- kema. – Voskamp, W. (2016). Duurzaamheid van geokunst- stoffen. Delft: CROW / SBRCURnet. – wikipedia. (2022, 6 16). Retrieved from https:// en.m. wikipedia.org/wiki/Plastic_extrusion. – WRAP, Waste & Resources Action Programme. (2010). Geosystems Report, Sustainable Geo- systems in Civil Engineering Applications. London: WRAP. ! Bij het automatiseren van rekenregels uit de NEN9997-1 voor paalfunderingen blijkt dat een aantal niet gemakkelijk zijn te vatten in program- meertaal. Daarbij leidt het nadenken over hoe we dit kunnen oplossen in universele principes die in alle gevallen gelden, tot onverwachte inzichten en tot het besef dat een aantal rekenregels met een praktische insteek (en niet perse een logische) is gekozen. We vonden deze opvallend genoeg om te delen in dit artikel. Groeperen We richten ons nu specifiek op het automatisch groeperen van sonderingen binnen een constructie met als doel de optimale !factoren (toets artikel 7.6.2.3) te vinden en het bepalen van de maximaal toegestane afstand tussen onderzoekspunten (toets artikel 3.2.3 (e)). In beide gevallen speelt de variatie van het berekende draagvermogen per sondering in vergelijking met alle sonderingen in de groep een rol. Voorafgaand aan het opstellen van de program- meercode zijn 2 voorwaarden gesteld waar de NEN9997-1 niet eenduidig uitsluitsel over geeft: 1. Sonderingen binnen een groep moeten altijd naast elkaar liggen en niet worden doorsneden door een andere groep (continuïteit van de groep). 2. Sonderingen kunnen in meerdere groepen voor- komen wanneer de variatiecoëfficiënt voldoet aan de norm. Te n a a n z i e n v a n v o o r w a a r d e 1 m e r k e n w e o p d a t sonderingen op de rand van een constructie ook samen kunnen vallen met een groep die zich op enige afstand bevindt in het bouwwerk. De variatie/ samenhang van de ondergrond laat zich namelijk niet beperken door het oppervlak van een con- structie. De vraag is alleen tot welke afstand dit argument kan worden volgehouden, we hebben dit daarom beperkt waardoor een aantal potentiële groepen afvalt. Voor voor waarde 2 geldt dat sonderingen geo- technisch binnen 2 of meerdere groepen kunnen vallen wanneer de variatie van de afzonderlijke groepen voldoet. Zo kan een sondering in een groep voldoen aan een paalbelasting op niveau x en in een naastgelegen groep bij dezelfde paal- belasting op niveau y. Uiteindelijk gaat het erom dat de variatie van de ondergrond op een funde- ringsniveau wordt getoetst. Coderen Door de regels voor de maximale onderlinge afstand van onderzoekspunten en de eerder gestelde voorwaarde 1 voor de continuïteit van de groep is het groeperen van sonderingen een driedimensionaal probleem. Door gebruik te maken van het juiste cluster algoritme is het mogelijk om groepen te vinden in deze puntenwolk van afzonderlijk draagvermogens. We kijken op basis van de afstand binnen de puntenwolk naar FUNDERINGS- DAG 2022 REKENREGELS = PROGRAMMEERREGELS? 24 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 ing. Johan Zwaan Senior Specialist | Partner CRUX Figuur A – Boven de uitkomst van het cluster algoritme voor 5 groepen. Linksonder de convexe polygoon afgedekt met vierkanten van 25 bij 25 meter. De oriëntatie van de vierkanten is 20 graden. Rechtsonder is een visualisatie van de ruimte controle. De zwarte punten zijn de middelpunten va n de Delaunay-triangulatie. Robin Wimmers MSc. Adviseur | Developer CEMS SAMENVATTING De rekenregels uit de NEN9997-1 voor paalfunderingen vertalen zich niet altijd naar programmeerregels. Om toch het groeperen van palen te automatiseren zijn aannames nodig die de geest van de rekenregels volgen. Dit leidt tot fundamentele discussies over de interpretatie van deze regels. In dit artikel worden een aantal aannames besproken die zijn gedaan tijdens de ontwikkeling van het cluster algoritme. 25 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 Figuur B – Resultaat van de groepen, sonderingen per groep en op welke niveaus wordt voldaan aan het vereiste draagvermogen. Middelste pan eel: groen geeft valide groep met correcte hart op hart afstand weer. combinaties van groepen. Als randvoorwaarden zijn twee uitersten toegekend, namelijk alle sonderingen zijn onderdeel van een groep of elke sondering is onderdeel van zijn eigen unieke groep. Omdat de voorkeur uitgaat naar zo groot mogelijke verzamelingen sonderingen, verhogen we het aantal te vormen groepen dat het algoritme zoekt in stappen met één. Wiskundig is dit n =+ 1 met n => 1 en n =< aantal onderzoekspunten. Waarbij n het aantal groepen is dat het algoritme vormt. Dit gebeurt net zolang totdat alle sonderingen in minimaal één geldige groep zijn geplaatst. Elke groep die door het cluster algoritme wordt aangedragen wordt gevalideerd aan de hand van de eisen van de NEN9997-1. In dit stadium wordt gekeken of de groep voldoet aan: 1. de variatiecoëfficiënt van het berekende paal draagvermogen binnen de groep 2. de gewenste draagkracht (vooraf opgegeven) 3. de ruimtelijke continuïteit 4. de hart op hart afstand conform artikel 3.2.3 (e) Continuïteit Om de continuïteit van een groep te controleren is ook enige interpretatie van de norm noodzakelijk om de toetsing te automatiseren. Een groep kan bestaan uit n sonderingen, hierdoor kunnen we de groep beschrijven als een punt, lijn of polygoon afhankelijk van het aantal sonderingen. Op basis van de geometrie wordt gekeken naar het middel- punt of de middelpunten van de Delaunay-triangu- latie van de groep. Zijn, ten opzichte van het middelpunt, de dichtstbijzijnde twee sonderingen onderdeel van de groep, dan is de groep continu. Zo niet dan wordt de groep doorbroken door een sondering van een andere groep. Ter verduidelij- king: groepen die een cirkel vormen met daar- binnen een sondering die geen onderdeel van de groep is, zijn niet continu. In figuur A is het resultaat weergegeven van het cluster algoritme voor vijf te vormen groepen. De kleur geeft aan in welke groep de betreffende sondering is geplaatst. Twee groepen voldoen ruimtelijk aan de voorwaarden, de overige groepen niet. Deze groepen, groep 3, 4 en 5 zijn niet continu omdat sonderingen aanwezig zijn in het domein van de groep die niet tot de groep behoren. De gekozen cluster methode leidt in theorie tot n faculteit aan groepen als alle sonderingen zelf voldoen aan het gewenste draagvermogen bij weinig variatie tussen de sonderingen. In de praktijk komt dit gelukkig zelden voor. Wel zijn subgroepen van groepen mogelijk, immers kunnen sonderingen onderdeel zijn van meerdere groepen. Door te prioriteren op groepsgrootte, funderings- niveau of opeenvolgende geldige paalpunt niveaus vinden we relevante groepen. Sondeerplan conform NEN9997-1 artikel 3.2.3 (e) Artikel 3.2.3 (e) stelt dat de onderlinge afstand tussen sonderingen gemiddeld niet groter mag zijn dan 25, 20 of 15 meter, gegeven een bepaalde variatie van de draagkracht op basis van de sonde- 26 GEOTECHNIEK DECEMBER 2022 PileCore Pile design made easy Automatically determines skin friction zones Smart grouping for a sustainable optimized design Visual feedback of all calculated results Visit https://nuclei.cemsbv.io to sign up and test our samples for free. cemsbv.nl info@cemsbv.nl ringen in een groep. Opvallend is hierbij overigens de term gemiddelde afstand tussen de onder- zoekspunten. Dit levert geen voordeel op omdat volgens hetzelfde artikel alle representatieve oppervlaktes van de verschillende sonderingen moeten overlappen en we deze afstand in de praktijk dus niet kunnen middelen. In artikel 3.2.3 (e) wordt gesproken over vierkanten die moeten overlappen. De lengte en breedte van de vierkanten moeten overeenkomen met de getoetste hart op hart afstand waarbij de sondering in het hart ligt. In figuur 3.a van de norm is als voorbeeld gebruik gemaakt van een regel- matig raster van sonderingen waar de vierkanten precies in passen. Maar wanneer de oriëntatie van de vierkanten draait voldoet het voorbeeld niet meer aan de gestelde eis, wat natuurlijk merk waardig is aangezien de sondering niet van locatie is gewijzigd. Door te definiëren dat het oppervlak een vierkant is, is naast afmeting dus ook de oriën- tatie van belang. Waarom tijdens het opstellen van de norm gekozen is voor een vierkant en niet voor cirkels, hexagonen of een andere polygoon wordt niet benoemd. Dit heeft vermoedelijk te maken met een praktische werkwijze waar men met deze regels eenvoudig een vast stramien konden tekenen over een constructie. Het hanteren van overlappende cirkels met een equivalente diameter zou hier echter pas- sender zijn. Het is logisch om te veronderstellen dat een sondering in alle richtingen representatief is voor dezelfde afstand. Het vierkant kan namelijk ook 360 graden draaien waarbij deze een cirkel beschrijft met een diameter gelijk aan de diagonaal van het vierkant. We hebben dit in de code opge- lost door ervan uit te gaan dat alle vierkanten dezelfde oriëntatie hebben en dat deze gelijk is aan de oriëntatie van de langste zijde van de constructie. Vervolgens wordt getoetst of de convexe polygoon op basis van de sonderingen in de groep wordt afgedekt door de vierkanten van de betreffende hart op hart afstand. Gezien de vorm van de gedefinieerde oppervlaktes moet hier altijd een adviseur een controle uitvoeren. De afstanden tussen de sonderingen toetsen we binnen de gevormde groepen. Het artikel gaat uit van delen van het bouwwerk waar de variatie van de draagkracht moeten worden getoetst bij hetzelfde paalpuntniveau, dus dit lijkt aan te sluiten op de gevolgde methode. Resultaten Het resultaat van het bovenstaande groeperen wordt getoond in figuur B. Alle sonderingen voldoen in 1 groep bij het opgegeven benodigde paaldraagvermogen (groep 1 in het oranje) op NAP -23 m. Simpelweg het combineren van sonde- ringen in een zo groot mogelijke groep hoeft echter niet per se te leiden tot de hoogste draag- kracht. Relatief goede sonderingen in een kleine groep met een hogere ksi kunnen alsnog tot een hoger paaldraagvermogen leiden. Dit is ook ditmaal het geval, omdat we 4 andere groepen vinden met een hoger draagvermogen. Dit leidt ertoe leidt dat één groep op NAP -22 m voldoet en 2 groepen op NAP -22,5 m. Conclusie Het automatiseren van delen van de NEN9997-1 dwingt tot het maken van interpretaties van de norm zodat deze voor alle berekende gevallen tot dezelfde resultaten leidt. Dit proces van de huidige rekenregels vatten in programmeerregels leidt tot inzichten dat de oorspronkelijke regels niet altijd even logisch zijn opgesteld of geen eenduidig uitsluitsel geven. Wellicht ligt hier voor de huidige normcommissie een taak om de regels enigszins om te buigen zodat dergelijke initiatie- ven worden ondersteund. Het resultaat (kortere palen) lijkt ons gezien de huidige uitdagingen in de bouw de moeite waard. !

Jaargang 26, 2022 - nummer 3

Carlos Fernandez TadeoAllnamics Espana Marcel BielefeldAllnamics Pile Testing Experts BV, NL Rob van DorpAllnamics Pile Testing Experts BV, NL Nicolas MoscosoAllnamics Pile Testing Experts BV, NL Gerald VerbeekAllnamics USA Introduction For a project in the old port of Barcelona large diameter (1.5 m) cast in-situ piles with design service loads 6 - 8 MN were constructed. The piles installed 28-35 m in a soil profile that mostly consisted of (silty) sand. On 2 of the first construc- ted piles full-scale bi-directional load tests were planned to check pile capacity. With this type of load test, an embedded jack assembly is embed- ded in the pile shaft, pushing the upper part (shaft) up and the lower part (toe) down, with parts using each other for reaction. An essential limitation of the method is that the maximum test load is limited to the ultimate capacity of either shaft or toe, so ultimate capacity of the other will remain unknown. Unfortunately, this is what happened with the bi-directional tests performed on the project: the pile toe failed before required capacity was reached, while the behavior of the shaft suggested that only a portion of its capacity was mobilized when the test had to be terminated. However, this could not be concluded from the available test results, so additional load tests were needed to be able to accept the pile design. These tests had to be performed on already constructed piles (50 pcs), which ruled out bi-directional testing. A different test method was needed, with the understanding that execution of the tests should take as little time as possible, in order to minimize the delay of the – already suspended – project. Possible Pile Load Test Methods Tr a d i t i o n a l s t a t i c l o a d t e s t s ( S LT ) a r e co n s i d e r e d the most reliable. However, performing takes a lot of transport and time, both for the construction of the reaction system and for the test itself. This results in high costs and a long execution time, especially in case of high test loads and multiple test piles, like in this case. This made SLT not viable. An alternative method is a dynamic load test (DLT), which offers high test productivity and eliminates the need for a reaction system. To perform a DLT, a single blow is applied to the pile head with an impact ram with a mass of 1%-2% of the required mobilized static capacity. The impact (5-15 msec) generates stress waves that are monitored by accelerometers and strain gauges mounted near the top of the pile. To estimate the mobilized static resistance, the recorded data is analyzed using signal matching techniques based on simulation of the stress wave propagation through the pile. However, the advantages of cost savings and short test duration are offset by a reduction in the accuracy of the test results as well as the relatively wide spread in results related to the user depen- dency of signal matching, especially for concrete piles. In addition, DLT involves peak loads on the pile that are much higher than the mobilized static capacity. So much higher, that DLT can damage a concrete pile. Simulations made for this project revealed that the required DLT was likely to damage the piles. RAPID LOAD TESTING OF FOUNDATION PILES IN BARCELONA Figure 1 – Rapid Load Te s t i n g o n s i t e . Figure 2 – Specifics of dynamic and rapid load testing. 10 l16 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL To a v o i d t h e s e d r a w b a c k s o f D LT , i t w a s d e c i d e d to use another alternative method: Rapid Load Te s t i n g ( R LT ) u s i n g a S t a t R a p i d d e v i c e . T h e d e v i c e s generates a load with increased duration (100-200 msec) by free fall of a drop mass of 5% to 10% of the required test load on a specially developed spring cushioning placed on the pile head. To prevent any rebound, a catching mechanism is activated after the drop mass impacts the pile head. For each load cycle, the applied force, displacement and acceleration at pile head level are directly measured. By varying the drop mass and drop height multiple, increasing load cycles can be applied. Apart from extending the load duration, the spring system also greatly reduces the stresses in the pile head. Therefore, it is a particularly convenient test method for concrete piles. Unloading Point Method (UPM) Due to the increased load duration during RLT the pile can be assumed to behave as a rigid body, where velocity and acceleration are the same along the entire length of the pile. To ensure this is the case, international standards specify a minimum load duration T load > 10 L/c where L is the pile length and c is the stress wave velocity through the pile. On that basis Middendorp developed the Unloading Point Method (UPM), which is the commonly used method to analyze data obtained from a Rapid Load Test. The UPM is straightforward and, more importantly, is independent of the person perfor- ming the analysis. Rapid Load Testing and UPM are implemented in various international standards, among which ASTM D7383 in USA and Eurocode EN-ISO-22470-10:2016, which was applicable to the project in Barcelona. The UPM centers around the point where the velocity of the pile equals zero (v upm = 0). At this point (t upm ), that can be easily identified in the mo- nitoring results (see picture), the displacement of the pile is maximal and the pile can be assumed to behave quasi-statically. The total pile resistance during a load test can be split into three components: static, dynamic and inertial. See [Eq. 1]: Fsoil = F static +Fdynamic +Finertia = (k ∙u) + (C ∙v) + (m ∙a) With k the static soil stiffness, C the soil damping, m the pile mass and with u, v and a respectively dis- placement velocity and acceleration of the pile. The fact that v = 0 at t upm implies that F dynamic = 0 at t upm in [Eq. 1]. Furthermore, given the equili- brium of forces, the measured force from the Rapid Load Test (F RLT) can be expressed as shown in [Eq. 2]. FRLT = F soil = F static + 0 + F inertia = (k ∙u) + 0 + (m ∙a) Rearranging [Eq. 2], the mobilized static resistance (Fstatic ) can be computed using [Eq. 3]. Fstatic = F RLT - Finertia = F RLT - (m ∙a) In this equation, the pile mass (m) is known and all other factors at tupm are measured directly; using load cells (F RLT ), accelerometers (a) and optical sensor (displacement). With all factors at t UPM known, the mobilized static resistance F static can be determined. Despite the quasi-static behavior, RLT is still a quick test, that does not capture time-dependent phenomena like creep or pore pressure dissipation. Therefore, the value of F static determined using [Eq. 3] needs some correction to take these so-called loading rate effects into account. See [Eq. 4], where ηrepresents the loading rate effects factor on soil type. Typical values for ηare 1.00 for rock, 0.94 for sand and 0.66 for clay. [Eq. 4] Fstatic,corrected = η· Fstatic Te s t s t r a t e g y a n d s a f e t y p h i l o s o p hy For load testing it is common to require a factor of safety (FoS) of 2.0 for the test piles. With design working loads 6-8MN that implied required test loads of 12-16 MN. The only StatRapid device that was available within the required time frame had a 40 ton drop weight with 10 MN nominal test capacity. Higher loads are also possible, but with shorter load duration, which can only be accepted as long as the criterion T load > 10 L/c remains fulfilled. Computer simulations performed in advance to establish the maximum possible test load that still fulfilled this criterion, revealed that loads up to 12-13MN could be achieved in this case. It should be noted that in foundation works, increasing safety is about reducing uncertainty. Uncertainty is better reduced by testing more piles with lower FoS than by testing less piles with a higher individual FoS. The client and local authori- ties acknowledged this and accepted the proposal to test 50% of the already installed piles (25 pcs) Figure 4 – Direct monitoring of force, displacement & acceleration. Figure 3 – Measurements needed to determine static resistance using the Unloading Point Method (UPM). SUMMARY After the planned bi-directional load tests for a construction project in the port of Barcelona showed inconclusive results, execution of a large number of additional pile load tests was required, at short notice and with heavy test loads. This was possible by performing Rapid Load Tests (RLT), using a StatRapid device. In total 25 tests up to 12 MN were executed within 9 working days, putting the project back on track. 11 l17 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL with test loads corresponding to a FoS of at least 1.20 – 1.30. Among the test piles were the piles that had also been subjected to the inconclusive bi-directional tests. Te s t e x e c u t i o n The 25 test piles were divided over 4 different load classes, with required minimum test loads varying between 8 and 11 MN. Rapid Load Tests were performed in accordance with a dedicated test protocol. The first test piles were tested in 5 load cycles with a gradually increasing test load, in order to establish a good understanding of the soil response. Given the small plot size and limited site variability, subsequent tests could then be optimized by applying only 2 load cycles: the first one to confirm the soil stiffness and the second to mobilize the required capacity. In cases where test results seemed different from average, additional load cycles were performed to obtain extra data for the load- displacement curve for that particular pile. Each load cycle took approximately 10 to 15 minutes to perform. For this project, a 400-ton crane was chosen, which was able to move the fully assem- bled device (63 ton) from one pile location to the next. Using this procedure the 25 load tests were performed within 9 working days, with an average of 3 tested piles per day. The last test pile was used for a small experiment, applying the maximum drop height of the device (4,0 m) and monitor load duration and maximum test load. Te s t r e s u l t s An overview of the main results is shown in the table. On average, the mobilized static resistance corresponded to FoS = 1.19 – 1.34. It should be noted that mobilized capacity is a safe lower bound value of ultimate capacity, because none of the piles failed during the tests. Conclusion After an inconclusive bi-directional load test at the start of the project, Rapid Load Testing was successfully applied to confirm the axial resistance of 50% of the already installed piles. By testing 25 piles in 9 working days, with test loads 8-12 MN and positive test results, the confidence in the pile design was restored and installation of the remaining 368 piles could be resumed. An open mind regarding safety philosophy on the side of client and authorities, as well as excellent coordi- nation between general contractor and testing contractor were key to the successful completion of this testing work, without any further impact to the overall project schedule. References –Hölscher P.; Tol van F. (2009). Rapid Load Testing on Piles, Boek, ISBN 978-0-415-48297-4 ; e-book: 978-0-203-88289-4 , P.1-180 , CRC Press/Balkema. –Jardin R.J., Chow.F.C., Overy.R.F. and Standing. J.R. (2005) ICP Design methods for driven piles in sand and clays. Thomas Telford London, 97. –Middendorp. P. (2000). Keynote lecture: Statnamic the engineering of art., International Conference on Application of Stress Wave Theory to Piles, Sao Paulo, Brazil, P.551-562 , A.A. Balkema. –Hölscher, P., van Tol, A.F., Middendorp, P. (2008). European standard and guideline for Rapid Load Te s t , 8 t h I n t . Co n f . A p p l i c a t i o n o f s t r e s s - w a v e theory to piles, Lisbon, P.699. ! 12 l18 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL Figure 5 – Cyclic load-displacement diagram from a Rapid Load Test. Figure 6 – Corresponding static load-displacement diagram derived from the Rapid Load Test. Figure 7 – Moving the fully assembled and loaded test device. Figure 8 – Cyclic load-displacement diagram from a Rapid Load Test. ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS Whether as a supplier of hardware and software for foundation testing and pile driving simulation or as a reliable advisor in these areas, Allnamics’ activities are founded on 50 years of experience with foundation piles, impact driven as well as vibro driven, onshore as well as offshore. During those years our staff was intimately involved in the development of multiple testing methods, such as low strain dynamic testing, high strain dynamic testing and Rapid Load Testing With these capabilities, Allnamics is ready to support the installation of deep foundations around the world. • STAT RAPID PILE LOAD TESTING • STATIC AND DYNAMIC LOAD TESTING (SLT/PDA) • SIMULATIONS OF PILE INSTALLATION FOR IMPACT AND VIBRATORY HAMMERS • QUALITY CONTROL OF NEW AND EXISTING FOUNDATIONS • MONITORING PILE INSTALLATION (PDA/VDA) • ALLWAVE DRIVEABILITY SOFTWARE • PDR PILE MONITORING EQUIPMENT ALLNAMICS.COMALLNAMICS.COM AMI ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS testing and pile driving simulation or as a reliable advisor Whether as a supplier of hardware and software for foundation ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS in these areas, Allnamics’ activities are founded on testing and pile driving simulation or as a reliable advisor Whether as a supplier of hardware and software for foundation ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS in these areas, Allnamics’ activities are founded on testing and pile driving simulation or as a reliable advisor Whether as a supplier of hardware and software for foundation ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS TIC AND DYNAMIC LOAATSTTA • PILE LOAD TE RAPID D TATS• ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS T/PDA ) OAD TESTING (SLLT PILE LOAD TESTING With these capabilities, Allnamics is ready to support the 50 years of experience with foundation piles, impact driven With these capabilities, Allnamics is ready to support the testing and Rapid Load T as low strain dynamic testing, high strain dynamic in the development of multiple testing methods, such During those years our staff was intimately involved as well as vibro driven, onshore as well as offshore. 50 years of experience with foundation piles, impact driven in these areas, Allnamics’ activities are founded on With these capabilities, Allnamics is ready to support the esting testing and Rapid Load T as low strain dynamic testing, high strain dynamic in the development of multiple testing methods, such During those years our staff was intimately involved as well as vibro driven, onshore as well as offshore. 50 years of experience with foundation piles, impact driven in these areas, Allnamics’ activities are founded on PDR PILE MONITORING EQUIPMENT VE DRIVEABILITY SAAWWA ALL LW • A MONITORING PILE INST TA • TIONS EXI STIN G FOU ND AAT QUALITY CONTROL OF NEW AND • TORY HAMME AND VIBRA AT TIONS OF PILE IN SIMUL AAT • PDR PILE MONITORING EQUIPMENT ARE SOFTW WA TION (PDA/VDA) ALLA AT QUALITY CONTROL OF NEW AND TORY HAMMERS ACT TION FOR IMP ALLA AT STTA installation of deep foundations around the world. installation of deep foundations around the world. PDR PILE MONITORING EQUIPMENT• PDR PILE MONITORING EQUIPMENT 13 l19 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL 1 INLEIDING 1.1 OEVERCONSTRUCTIES Het is niet ongebruikelijk dat oude open mijngroeves of braakliggende terreinen worden omgevormd tot aantrekkelijke recreatie- en toeristengebieden door de aanleg van kunstmatige lagunes met pro- menades en stranden. Vaak worden keerwanden gebruikt om hoogteverschillen op te vangen. Con- ventionele betonnen keerwanden worden steeds vaker vervangen door keerwanden van gewapende grond met een blokkenwand-facing (figuur 1). Naast lagere bouwkosten bieden deze blokken- wanden in veel gevallen voordelen op het gebied van bouwtijd, flexibiliteit met betrekking tot de geometrie en de hellingshoek van de wand. Dit artikel geeft een overzicht van de kenmerken van kademuurconstructies en beschrijft twee op- merkelijke projecten met innovatieve oplossingen. 1.2 KENMERKEN VAN KADEMUURCONSTRUCTIES Keerwanden als oeverconstructies worden speci- fiek belast en moeten aan hogere eisen voldoen dan keerwanden ‘op land’. In de eerste plaats is bescherming nodig tegen erosie vóór de wand om de stabiliteit op lange termijn te waarborgen. Dit wordt nog kritischer als er sprake is van golfbelasting of van hydraulische belastingen door motorboten of -jachten. Boven- dien kunnen onderhoudswerkzaamheden aan de waterbodem, bijvoorbeeld baggerwerkzaam- heden om sediment te verwijderen, schade toe- brengen aan de wanden. Te n t w e e d e d i e n t r e k e n i n g g e h o u d e n t e w o r d e n met instantaan vallend water. In het ontwerp moet worden uitgegaan van een grondwaterpeil aan landzijde dat gelijk is aan hoogwater en een water- niveau dat gelijk is aan laagwater. Dit verschil in waterpeil leidt tot een waterdruk aan de binnen- zijde van een dichte kademuur. In het algemeen zijn blokkenwanden van beton vrij drainerende constructies, doordat water door de voegen tussen de blokken kan stromen. Grof materiaal, bijvoorbeeld grind, dient te worden gebruikt als drainagelaag direct achter de blokken om de drainagecapaciteit van de constructie te vergroten. Tussen het drainage- en het aanvul- materiaal moet een scheidings- en filtervlies worden aangebracht om uitspoeling van het aan- vulmateriaal te voorkomen. Indien er sprake is van snel (‘instantaan’) vallend water als gevolg van gol- ven, getijden of aardbevingen, moeten extra drai- nagevoorzieningen worden overwogen om een snellere aanpassing van het grondwaterpeil moge- lijk te maken. Bovendien hebben aanmerende schepen invloed op de kademuur. De blokkenwanden moeten ofwel tegen deze invloeden worden beschermd, ofwel zodanig zijn ontworpen dat ze ertegen bestand zijn. Daarbij is het van belang dat herstelwerk aan de wand tijdens de gebruiksfase praktisch moge- lijk blijft. 2 OPWAARDERING VAN EEN VERLATEN BOVENGRONDSE MIJN 2.1 INLEIDING In de gemeente Großpösna aan het Störmthalmeer ten zuiden van de stad Leipzig, Duitsland, wilde men een verlaten dagbouwmijn omvormen tot een recreatie-gebied van 12,6 hectare, inclusief water- sportcentrum met hav enfaciliteiten, een surf- strand en pieren voor boten. Dit project, ‘Gruna Bay Marina’ genaamd, vormt een hoogtepunt in de opwaardering van de voormalige mijn en de integratie ervan in het merengebied van Leipzig. De projectontwikkelaar en eigenaar is LMBV (Lausitzer und Mitteldeutsche Bergbau Verwaltungsgesellschaft mbH). De haven- muren en de uitkijktoren aan het noordoostelijke uiteinde zijn ontworpen en uitgevoerd in een gewapende-grondconstructie met blokkenwand- facing. Doorslaggevend bij de keuze van dit ontwerp waren onder meer de te verwachten bouwkosten, die in totaal circa 25% lager zijn dan bij conventionele keerwanden, zoals van gewapend beton of staal. Een ander voordeel is de hoge tolerantie van het systeem voor zettings- verschillen. 2.2 ONTWERPCONCEPT VOOR HET HAVENGEBIED Vo lgens het ontwerpco ncept van de architect (DENK Architectural Engineers, Leipzig) moest de havenmuur aan de Gruna-baai aan twee belangrijke eisen voldoen. Enerzijds moest de muur zo harmo- 46 GEOKUNST SEPTEMBER 2022 Figuur 1 – Doorsnede van een gewapende blokkenwand als kademuurconstructie. Figuur 2 – Gruna Bay Landschappelijk Ontwerp. KADEMUURCONSTRUCTIES VAN GEWAPENDE GROND MET EEN BLOKKEN-FACING Dr. O. DetertHuesker Synthetic GmbHGescher, Duitsland Ir. J.H. van den BergHuesker Synthetic B.V.Rosmalen, Nederland nieus mogelijk in het landschap worden ingepast. Anderzijds moest een bouwmethodiek worden gevonden die, ondanks een uitdagend vormenspel van de havenmuur en het uiterst krappe bouw- schema, een snelle en effectieve uitvoering moge- lijk maakte. Er werd gekozen voor een keerwand van gewapende grond. In dit specifieke geval werd een 4 m hoge blokkenwand gebouwd en verankerd met geogrids. Het modulaire systeem biedt relatief veel flexibiliteit bij de vormgeving van de muur, met verschillend gevormde stenen in diverse kleuren en oppervlaktestructuren, waardoor volledig aan de esthetische wensen van de archi- tect kon worden voldaan. De ontmantelingswerkzaamheden en het daarop- volgende vollopen van de bruinkoolmijn leidde tot een hoog sulfaatgehalte in het water. Daardoor verzuurde het water sterk met pH-waarden varië- rend tussen 2,5 en 3,5. De kerende constructie diende hier dus bestand tegen te zijn. Anderzijds is sprake van een alkalisch milieu (hoge pH-waarde) in de stenen. Deze begincondities stellen hoge eisen aan de bestendigheid van de toegepaste verankeringselementen. Geogrids van polyvinyl- alcohol (PVA) die mogen worden toegepast in zowel een zeer zuur als een alkalisch milieu waren hiervoor de oplossing. Met de tijd zal een neutrale pH-waarde worden bereikt. In 2012 bedroeg de pH-waarde van het water 5,9. 2.4 CONSTRUCTIEF ONTWERP De fundering van de blokkenwand ligt op 114,5 m boven zeeniveau. De blokkenwand heeft een kerende hoogte van 4,0 m en zal in de eindfase 1,5 m boven het waterniveau uitsteken. De eerste laag van de hollewandblokken werd gefundeerd op grofkorrelig materiaal. De hollewandblokken zelf zijn opgevuld met steenslag met een korrelgrootte van 5/32 mm (figuur 1). Dezelfde steenslag werd ook gebruikt als drainerend aanvulmateriaal achter de keerwand. De Fortrac® MDT geogrids werden tussen de blokken gelegd op elke tweede rij. De connectie tussen het geogrid en de blokken ontstaat door wrijving en interlock tussen het aangevulde steenslag in de holle ruimte in het blok en het geogrid. De Allan Block® hollewandsteen heeft het niet nodig verbindings-elementen toe te passen om de geogridlagen vast te zetten. De wand kan hierdoor gesteld worden op een hoek van in dit geval 87°. De lengte en treksterkte van de geogrid wapening en de afstand tussen de lagen zijn bepaald door een geotechnische stabili- teitsbeschouwing conform DIN 4084:2009 en de Duitse richtlijn voor ontwerp van gewapende- grondconstructies (EBGEO 2010). Dit type blokkenwand heeft zich in talrijke projecten wereldwijd bewezen en wordt gebruikt als gewa- pende-grondconstructie in grootschalige infra- structuurprojecten (Hangen et al., 2009) Lokaal gewonnen zand werd achter de gewa- pende-grondconstructie aangebracht en door middel van een nonwoven van het opvulmateriaal gescheiden. De bovenzijde van de blokkenwand werd bedekt met stenen, die door middel van 47 GEOKUNST SEPTEMBER 2022 Figuur 3 – Blokkenwand Kademuurconstructie bij oplevering. Figuur 4 – Drie maanden na oplevering was het waterniveau gestegen tot ca. 115,0 m boven zeeniveau. SAMENVATTING Dit artikel behandelt twee projecten van kademuurconstructies, waarbij het gebruik van een met geogrid gewapende grondconstructie met een blokken- wand-facing de beste oplossing is gebleken. Het artikel belicht relevante ontwerpaspecten van kademuurconstructies van blokkenwanden, met aandacht voor specifieke eisen in termen van esthetische kwaliteit, omgevingscondities zoals dynamische belastingen door aardbevingen, aanvaarbelasting en aan- tasting in een agressief milieu. Het gebruik van gewapende-grondconstructies met blokken-facing is in beide projecten zeer succesvol gebleken. Dit artikel is gebaseerd op de bijdrage van Detert en Schmidt (2012) aan EUROGEO 2012. Figuur 5 – Zeshoekig gevormde uitkijktoren. Figuur 6 – Legplan zeskantige blokkenwand uitkijktoren. 48 GEOKUNST SEPTEMBER 2022 een duurzame, waterbestendige steenlijm zijn verbonden met de steen eronder. Ten slotte werd bij de teen van de kademuurconstructie een stort- steenbekleding aangebracht tot 50 cm hoog. Door de korte bouwtijd kon de profilering van de bodem in droge omstandigheden worden voltooid. Het definitieve waterpeil van 117,0 m boven zee- niveau, dus een waterdiepte van 2,5 m, werd eind 2011 bereikt. 2.5 ARCHITECTONISCHE KENMERKEN Naast de gebogen kademuur met schelpkalk- stenen afwerking, vormt de uitkijktoren een bijzondere toeristische attractie. De zeshoekige vorm is geïnspireerd op een oud vestingwerk. Bij de bouw van de uitkijktoren vroeg het ontwerp van de hoekzones extra aandacht, de blokken wer- den hiervoor nauwkeurig gesneden. De geogrid verankering werd van wand tot wand, over het vol- ledige oppervlak van de uitkijktoren, doorgelegd. De geogrids werden in twee banen over elkaar heen doorgelegd. Een derde geogrid, zie het blauwe vlak in figuur 6, werd 20 cm hoger gelegd om de wrijving tussen het aanvulmateriaal en geogrid te waarborgen. 3 LANDSCHAPPELIJK INPASSING MET GEOGRID VERSTERKTE BLOKKENWANDEN - AYL A OAS E , J O R DAN I Ë 3.1 INLEIDING In het zuiden van Jordanië, direct aan de Rode Zee, ligt de stad Aqaba, de enige havenstad van Jordanië. Het aangename klimaat het hele jaar door maakt Aqaba een populair recreatie- en va- kantieoord. Direct voor de kust ligt een populair duikgebied met koraalriffen. Dit was een belang- rijke reden voor de investeringsmaatschappij Ayla Oasis Development Company om hier te investeren in de ontwikkeling van ca. 430 ha woestijngebied tot een groen landschap. Centraal tussen de recreatievoorzieningen en woningbouw is een strandmeer aangebracht bestaande uit 3 lagunes op verschillende niveaus, welke verbonden zijn door middel van watervallen (figuur 7). De lagune met het laagste bodemniveau is bevaar- baar en heeft een directe toegang tot de Rode Zee. De bovenste en middelste lagune zijn volledig waterdicht, om overmatig waterverlies en verzil- ting van de bodem te voorkomen. Het water van de bovenste en middelste lagune wordt continu opgepompt vanuit de Rode Zee. De laagste lagune is onderhevig aan de schommelingen van het waterpeil van de Rode Zee. In totaal is 17 km strand en een promenade aangelegd, waarvan ongeveer 15 km van de kademuurconstructie bestaat uit blokkenwanden. 3.2 CONSTRUCTIEF ONTWERP De grenzen van de lagunes en eilanden hebben een zeer onregelmatig vormgeving. Deze vormgeving is eenvoudig te construeren met blokkenwanden (figuur 8). Om esthetische redenen hebben de blokkenwanden verschillend gekleurde blokken, waardoor ze goed in de omgeving passen. Dit wordt bereikt door lokaal gewonnen grond toe te passen in het beton- mengsel van de blokken. Een ander voordeel van met geogrid verankerde blokkenwanden is hun bestendigheid tegen aard- bevingen. Onder andere Kano et al. (2018) en Bezuijen et al. (2018) rapporteerden over het uitstekende gedrag van met geokunststof gewa- pende grondconstructies bij aardbevingen in Japan. Ling et al. (2003) onderzochten in het laboratorium het gedrag van met geogrid veran- kerde blokkenwanden onder seismische belastin- gen en stelden vast dat de structuur zich opvallend goed gedroeg. 3.3 BASIS VOOR HET ONTWERP VAN DE BLOKKENWANDEN IN JORDANIË Het ontwerp van de keerwanden is uitgevoerd con- form Eurocode 7 en 8, inclusief de nationale (Duitse) bijlagen. De wanden varieerden in hoogte van 2 tot 6 m. Aan de actieve zijde liggen wegen en staan op staal gefundeerde gebouwen. Aqaba ligt in een tektonisch actief gebied (zie figuur 9). De Afrikaanse plaat verwijdert zich met ongeveer 1 cm per jaar van de Aziatische plaat. Aardbevingen met een moment magnitude van 7 Mw komen voor (UNDP/ASEZA, 2011). In dit gebied wordt een grondversnelling van 0.2g verwacht met een kans van 10% dat deze waarde binnen 50 jaar wordt overschreden. De berekeningen worden uitgevoerd met horizon- tale en verticale seismische coëfficiënten met een pseudo-statische benadering. De seismische coëfficiënten kunnen als volgt worden berekend. De lokale bodemgesteldheid kan, volgens Eurocode (EC) 8 - Deel 1 (Ontwerp en berekening van aardbevingsbestendige construc- ties), worden omschreven als ‘Grond type C; Diepe afzettingen van verdicht tot zeer verdicht zand, grind of stijve klei met een dikte van enkele tientallen tot enkele honderden meters’. In de berekening wordt het (elastische) respons- spectrum Type 2 gebruikt. Dit geeft voor de grond- parameter ‘S’ een waarde van 1.5 . De factor r voor de berekening van de horizontale seismische coëf- ficiënt is afhankelijk van het type keerwand. De keerwandconstructie is ingedeeld in de categorie ‘Free gravity walls with a displacement capacity of up to d r= 300* α*S (mm)’. Dit levert volgens EC 8 - deel 5 voor de factor r de waarde 2 op. De horizontale seismi sche coëfficiënt wordt dan voor quasi-statische berekeningen: kh= α*S/r = 0.2*1.5/2 = 0.15 Vo lgens EC 8 - Deel 5 kunnen de ef fecten van ver- Figuur 7 – Overzicht van het strandmeer met lagunes. Figuur 8 – Gerealiseerde lagune. 49 GEOKUNST SEPTEMBER 2022 ticale versnellingen worden verwaarloosd als de constructie geen gewichtsmuur-constructie is. Dit geldt ook voor keerwanden van gewapende- grondconstructies. Niettemin is in dit project besloten om toch rekening te houden met de verticale seismische coëfficiënt. De verticale seismische coëfficiënt bedraagt in dit geval: kv= ± 0.5 * k h= ± 0.075 Bij een aardbeving kan een plotselinge daling van het waterniveau voor de muur optreden. Hiermee werd rekening gehouden door het waterpeil vóór de wand 60 cm lager te schatten dan achter de wand. Tevens zijn drainagebuizen in de voorkant van de blokkenwanden geïntegreerd om een snelle afname van waterpeilverschillen mogelijk te maken. Bovendien is er rekening gehouden met 50 cm ‘ongecontroleerde extra erosie’ voor de wand als gevolg van baggerwerkzaamheden, die regelmatig worden uitgevoerd om het dichtslibben van de lagunes tegen te gaan. Deze strenge doch realistische uitgangspunten leidden tot een verhouding van verankeringslengte en kerende hoogte van maximaal 2; dat is ruim boven de typische vuistregel van ‘0,7* wand- hoogte’. Deze vuistregel is dan ook van toepassing voor een eerste beoordeling van wanden, die zich niet in aardbevingsgebieden bevinden. 3.4 AFDICHTING VAN DE KEERWAND Keerwanden van blokkenwanden en gewapende grond zijn gewoonlijk waterdoorlatende, vrij afwa- terende constructies. Het water in de middelste en bovenste lagune ligt echter boven zeeniveau en wordt permanent door pompen op peil gehouden. Om te voorkomen dat er water verloren gaat door de grondconstructies naar de achterliggende grond zijn maatregelen nodig. Om dit te bereiken is een geomembraan rond de gewapende grond gewikkeld (zie figuur 10 en 11). Aangezien wegen en gebouwen enkele meters achter de blokkenwand worden gebouwd, is het geomembraan direct achter het gewapend grond- massief aangebracht. De gebouwfunderingen kun- nen zodoende in den droge worden gerealiseerd. Aangezien de onderste verankeringslaag relatief lang is in vergelijking met de rest, is de afdichtende geomembraan boven deze laag geplaatst en vervolgens teruggevouwen om de benodigde hoeveelheid geomembraan te beperken. Om onbedoelde beschadiging van de geomem- branen door latere graafwerkzaamheden te voor- komen, zijn bovenop de geomembranen ter bescherming een nonwoven vlies en betonnen bak- stenen gelegd (figuur 11). Door toevoeging van de geomembranen ontstaat onder de blokkenwand een potentieel glijvlak door de verminderde schuifweerstand. In de berekeningen is hiermee rekening gehouden. 3.5 IMPACT VAN SCHEPEN TEGEN DE BLOKKENWANDEN De jachthaven bevindt zich in de laagstgelegen lagune. Vanwege de aanwezigheid van scheeps- verkeer moest rekening worden gehouden met eventuele aanvaarbelasting op de blokkenwanden. Er waren zorgen over de robuustheid van de blok- kenwanden vanwege het relatief lage gewicht van de blokken. Daarom is besloten om direct achter de blokken een laag van 30 cm beton aan te brengen (figuur 12). Aanvulmateriaal met hoge pH-waardes, zoals bijvoorbeeld betonmortel, kan schadelijk zijn voor polyester. Dit is nog onderwerp van onderzoek. Om deze reden is de opbouw en verankering van deze blokkenwanden enigszins afwijkend. De wandafwerking bestaat uit een blokkenwand en een schil van beton, daarachter is een gewa- pende-grondconstructie aangelegd volgens een Figuur 9 – Seismische overzichtskaart van Jordanië. Figuur 11 – Afdichting en afdekking van het geomembraan achter het gewapend grond massief. Figuur 10 – Vo o r b e e l d d o o r s n e d e van een blokkenwand met een afdichtend geomembraan. Figuur 12 – Doorsnede van de blokkenwand met een betonnen schil van 30 cm als aanvulling. Uitgeverij Educom Ask for more information about advertisements and memberships (including interesting publicity packages): info@uitgeverijeducom.nl. EDUCOM Publishers, P.O. Box 25296, 3001 HG Rotterdam, The Netherlands. www.uitgeverijeducom.nl www.vakbladgeotechniek.nl Yo u w a n t t o r e a c h t h e Dutch and Belgian ground-, road- and hydraulic engineering market ? Choose for GEOTECHNIEK: independent and indispensible. SINCE 19 8 7 techniek die bekend staat als de omslagmethode. De wand wordt verbonden aan het gewapende- grond-massief door middel van korte stroken van geogrids gemaakt van polyvinylalcohol (PVA). Dit type geogrid heeft een hoge pH-bestendigheid. De wand wordt in lagen opgebouwd, waardoor de omgeslagen geogrids tijdens de aanleg kunnen steunen op de blokkenwand. De PVA-geogrids (in rood weergegeven in afbeelding 13) zijn aan de ene kant in beton gestort en aan de andere kant tussen de omgeslagen geogrids gelegd, waardoor een duurzame verbinding tussen blokkenwand en gewapende grond tot stand komt. Deze opbouw zorgt er voor dat, in geval van schade aan de blokkenwand, de stabiliteit van de totale constructie gewaarborgd blijft. De afzonderlijke beschadigde stenen kunnen naderhand zonder problemen worden vervangen. Wel moet er rekening mee worden gehouden dat de opname van thermische vervormingen minder is dan die van een traditionele blokkenwand. De relatief hoge temperaturen in Aqaba en de grote afmetingen maakten het toepassen van dilatatievoegen in de wand noodzakelijk. 4. CONCLUSIE Het artikel beschrijft niet alledaagse ontwerp- oplossingen die zijn toegepast in kademuurcon- structies. Er worden twee projecten beschreven waarbij met succes met geogrid gewapende grond- constructies en een blokkenwand-facing als kade- muurconstructie zijn toegepast. Concluderend: –Kademuurconstructies met blokkenwanden zijn door hun aanpasbaarheid in vorm, alignement en uiterlijk breed inzetbaar. –De duurzaamheid van de blokken en de geogrid verankering is hoog, ook in een agressief milieu. –Deze constructie vereist een uitvoering in den droge. –De wanden kunnen zowel waterkerend als water- doorlatend worden ontworpen. –De opnamecapaciteit van dynamische belastin- gen door seismische effecten is relatief hoog. Beide gepresenteerde projecten zijn mooie voor- beelden van de voordelen van met geogrid gewa- pende grondconstructies met een blokken-facing. 5. REFERENTIES –Bezuijen, A., van Eekelen, S.J.M., Nods, M., (2018). 11th ICG conferentie Geokunststoffen in Seoul, Zuid-Korea. In: Geokunst december 2018, pp 64-67. – Detert, O., Schmidt S. (2012), Case studies: Geogrid reinforced block walls in waterfront projects under special boundary conditions, EuroGeo5, Valencia 2012. – DIN 1054:2005: Baugrund – Sicherheitsnach- weise im Erd- und Grundbau, Beuth Verlag. – DIN 4084:2009: Baugrund – Geländebruch- berechnungen, Beuth Verlag. – EBGEO (2010): Empfehlungen für den Entwurf und Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen, DGGT, Essen, 2. Auflage, Ernst & Sohn Verlag GmbH. – Hangen, H., Herold, A. (2009): Kunststoff- bewehrte Erde (KBE) an der Südbrücke in Riga, Lettland; Geotechnik 3/2009. – Ling, Hoe I., Leshchinsky, D., Burke, C., Matsu- shima, K., Liu, H.: Behavior of a large-scale modular-block reinforced soil retaining wall sub- ject to earthquake shaking, 16th ASCE Engineering Mechanics Conference, Seattle, 2003. – LMBV (Lausitzer und Mitteldeutsche Bergbau- Ver w a l t u n g s g e s e l l s cha f t m b H ) : w w w . l m bv . d e . – NEN-EN 1998: Eurocode 8, Ontwerp en bereke- ning van aardbevingsbestendige constructies. – Tatsuoka, F., Koseki, J., Tateyama, M., Munaf, Y. and Horii, N.: Seismic stability against high seis- mic loads of geosynthetic-reinforced soil retaining structures’ Keynote Lecture, Proc. 6th Int. Conf. on Geosynthetics, Atlanta, Vo.1, pp. 103-142, 1998. – UNDP / ASEZA, Disaster Risk Assessment for Aqaba, 2011. – Wittekoek, B., Van Eekelen, S.J.M., Terwindt, J., Korff, M., Van Duijnen, P.G., Detert, O., Bezuijen, A., 2022. Geogrid-anchored sheet pile walls; a small-scale experimental and numerical study. Geosynthetics International. Geaccepteerd voor publicatie. ! 50 GEOKUNST SEPTEMBER 2022 Introduction Worldwide awareness of climate change continues to increase, as do calls for action. Reducing our carbon footprint is a priority if we hope to minimize the impact of global warming. Concrete produc- tion is responsible for 5% to 7% of total CO 2 emissions worldwide. The construction industry, and in particular the foundation industry, can take steps to reduce their contribution. Accurate foundation design is a critical area for efficient use of concrete and steel in the ground. Calibration of the design of foundations can unlock huge savings in terms of material usage and project timescales and these are best done by full-scale load testing to evaluate the pile or barrette behaviour. Bi-directional pile load testing Full-scale static load testing can be performed by either applying the full test load at the head of the foundation in the traditional manner, with kentledge or a reaction beam and anchor piles, or performed bi-directionally by casting the loading element within the foundation itself. O-cell ® bi-directional load testing can be used to verify the pile performance and compare it against the design in the most efficient, safe and cost- effective manner of all types of foundations – particularly for larger test loads. The following project examples illustrate some of the benefits of using bi-directional load tests and how effective they are at reducing carbon emissions. Two construction projects in Switzerland Foundations for an extension to the Rolex factory are being constructed in Geneva. Ground conditions in the area are characterised by soft post glacial deposits with the moraine layer found at more than 50 m. With a traditional nominally cylindrical pile design the toe of the piles would be found in the moraine. Instead an alternative pile installation technique using a ream was considered and the behaviour of two test piles verified with O-cell ® tests. The reamed design piles have a significantly smaller diameter considerably reducing the volume of the piles and therefore the material extracted, concrete used, transport requirements etc. Table 1 below shows the comparison between the initial BI -DIRECTIONAL O -CELL ® FOUNDATION TESTING: TO OPTIMISE FOUNDATION DESIGN SAFELY AND SUSTAINABLY Photo 1 – Construction work in Geneva; the carbon footprint on the project was reduced by one third (420 tonnes) using, among other things, electric concrete trucks. Ta b e l 1 – Savings due to base enlargement (Source: Implenia/ Fugro). Photo 2 – Photo 2: BAUER Spezialtiefbau GmbH verified the foundation design for a more cost-efficient and less time-consuming solution. Maarten ProfittlichFugro Foundation Te s t i n g ( L o a d t e s t ) Melvin EnglandFugro Foundation Te s t i n g ( L o a d t e s t ) 14 l20 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL traditional pile foundation plan and the alternative solution. On another project for the Swiss private bank, Pictet, three barrettes were load tested, at different depths, to optimise their design. In addition to the benefits of using bi-directional load testing the contractor used electric concrete trucks (see photo1). Elbtower Hamburg Fugro has completed a successful load-testing programme on Germany’s longest rotary bored piles as part of the foundation design verification for the planned Elbtower construction in Hamburg. On completion, the 244 m high Elbtower will be the third tallest skyscraper in Germany and forms part of a 157 hectare megaproject to redevelop the former harbour and industrial areas of HafenCity. Located on low load-bearing ground near the Elbe river, the Elbtower’s foundations will rest on long piles to transfer the load to a deep load-bearing soil layer and prevent long-term settlement. Deep foundation contractor BAUER Spezialtiefbau GmbH constructed several bored test piles up to 111.4 m long and 1850 mm in diameter, and Fugro provided unique load-testing and measurement technology for the pile-testing programme. The advantage of Fugro’s in situ load testing, especially on piles of this size and ultimate load-bearing capacity, is that clients can verify and potentially optimise their foundation design without the need for costly and time-consuming installation of reaction piles used in traditional load testing. High speed rail lines across Europe Fugro is also involved at numerous sections of HS2, the UK’s new high speed rail network, including foundation testing programs. HS2 will integrate new railway lines and upgrades across Britain’s rail system to deliver faster travel to many towns and cities not directly on the HS2 route, including Liverpool, Sheffield, Leeds, Nottingham and Derby. 170 miles of new high-speed line is already under construction between Crewe and London, employing around 25,000 people. In total, the Government is planning over 260 miles of new high-speed line across the country. HS2 trains will be powered by zero carbon energy for a cleaner, greener future. Some of the first contributions for the tests in the chalk of the Chilterns has provided a possible foundation size reduction of 70 % when compared with the original design. One of the most recent projects is the foundation test program at Birming- ham Curzon Street Station (photo 3). This station will be at the heart of the high-speed rail network in the West Midlands. It will be one of the most environmentally friendly stations in the world. Two key benefits of our full-scale pile testing program are the saving on materials due to shorter pile lengths and increased design confidence. Summary and conclusions Worldwide awareness of climate change continues to increase, as do calls for action. Reducing the carbon emissions for buildings and infrastructure can help to limit global temperature rise and achieve a net zero future. Concrete production is responsible for 5% to 7% of total CO 2emissions worldwide. The construction industry, and in particular the foundation industry, is able to take steps to reduce their contribution. One potential saving is through optimising the foundation of (high-rise) buildings, bridges and infrastructure projects. Accurate foundation design is a critical area for efficient use of concrete and steel in the ground. Calibration of the design of foundations can unlock huge savings in terms of material usage and project timescales and these are best done by full-scale load testing to evaluate the pile or barrette beha- viour. O-cell ®bi-directional load testing can be used to verify the pile performance and compare it against the design in the most efficient, safe and cost-effective manner of all types of foundations – particularly for larger test loads. The project exam- ples described in this article show that using full-scale static load testing with O-cell ®bi-direc- tional testing can reduce carbon emissions and improve project efficiencies. ! Photo 3 – Artist impression of Birmingham Curzon Street Station where pile design is being verified with O-cell ®bi-directional testing (source: hs2.org.uk). 15 l21 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL DEVELOPMENT OF ADVANCED PILE INTEGRITY TEST METHODS FOR CAST IN-SITU PILES 1. Introduction Tr a d i t i o n a l s o n i c t e s t i n g o f c a s t - i n s i t u fo u n d a t i o n piles is cheap and reliable. However, for deeper or less pronounced defects the reliability is limited. Measurements often lead to discussion on the question whether the defect is acceptable or not. To s o l v e t h i s , a d d i t i o n a l m o r e a c c u r a t e i n d e p e n - dent methods to determine the real size of the defect is desired. New methods are suggested (e.g. [2][5]) but the reliability of these methods is unknown. In this research we tried to get more insight, by compa- ring the results of all methods on 20 test piles with intentionally created defects. Two new methods are discussed in more detail. 2. Field-test A field test with 20 cast in-situ piles had been created. The site is located at the office of Deltares in Delft. The soil profile has about 8 m soft soil with some peat and clay layers above a sand layer of about 4 m. The piles (10 m length) had their toes in this sand layer, but had been designed for testing only, not for bearing capacity. Seventeen piles had one or two realistic defects such as bulges, necks and fractures. The bulges were created by injection of concrete through in advance installed pipes. The necks were prepared by tires filed with clay that were placed in the pile during installation. The fractures were created by a heavy lorry that hits the pile softly. The piles were prepared for application of several advanced inspection methods (see Figure 1): – Sixteen piles had a single tube in the centre of the pile. This facilitates Single Hole Sonic Logging (SHSL, see e.g. [5]) and Seismic Tube (ST). The seismic tube will be discussed in Section 4. – Four piles had three equidistant holes facilitating Cross-Hole Sonic Logging (CHSL). – All piles had one or two deep accelerometers for Deep Acoustic Check (DAC). This method will be discussed in Section 3, – Some piles had Discrete Temperature sensors (DT) and Fibre Optics (FO) to measure tempera- ture. – The distance between the piles was large enough to facilitate pushing a seismic cone along the pile to test Parallel Seismics [2]. – All piles were tested by traditional sonic testing by several experienced companies. Based on the measurements all involved parties made a blind judgement of all piles, using their own methods. Based on the comparison of the predictions and the created defects, and expe- rience of the field test the applicability of methods is discussed. – The traditional PIT with one transducer and a hammer blow at the pile top turned out be the most reliable. – The temperature measurements by the fibre optics and the acoustic SHSL give comparable results. The temperature method requires the installation of a fibre in the pile, the SHSL method requires a central hole. Both methods did not yet give additional information on the size of a defect. The temperature method is very fast, it measures during the curing. This gives the shortest response time after pooring the pile, since there is no need to wait for pouring of the concrete. – The PS gave reasonable results, under the condi- tion that the transducer is not coupled to the rod. This requires an uncoupling mechanism, that can coupled again in the soil, or the measurement should start at sufficient depth. The advantage of the method is that it doesn’t require prepara- tion in the piles, but the site must be accessible for heavy equipment. – ST, DAC and CHSL didn’t give results. ST measu- rements required additional interpretation. DAC was hindered by failure of the transducer that was used at the pile head. The number of piles with three tubes was too low to give a judgement over CHSL. Figure 1 – Overview of the methods that are tested. 4l10 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL Victor HopmanDeltares Paul HölscherDeltares Aukje VeltmeijerDelft University of Technology After the tests, seven piles have been removed. The selected piles had the largest difference between the intended defect and the defect detected by the measurements interpretation or had very different answers from the measurments. After removal, these piles were inspected visually and (later on) the circumference has been measu- red. It shows that the creation of a neck with a rubber tire worked well, although some tires were damaged and felt down to the toe of the pile. In- jection by concrete to did create some bulges but was hampered by blockage of the pipes. It turns out to be important to regain the piles to check the defects precisely. 3. Deep Acoustic check The basic idea of the Deep Acoustic Check is to add cheap (lost) transducers (Mems) deep in the pile. The signals that are measured by these deeper transducers, can be interpreted by similar methods as the traditional transducers at the pile head. The method has been tested experimentally in the field-test after the initial work. The applied Mems accelerometers are sufficient sensitive to get (after integration) velocities in the pile that can be inter- preted. Ta b l e 1 s h o w s a s u m m a r y o f t h e d e fe c t s i n t w o piles that were excavated and inspected after testing. The piles had been selected on discussion about the real defects. This inspection showed that the intended defects were often not as expected. Ta ble 1 – Summar y defects in piles Pile 6 8 Length pile [m] 8.94 9.15 Depth transducer 1 [m] 4.4 5.7 Derived wave speed [m/s] 4541 4341 Depth transducer 2 [m] 6.4 6.7 Derived wave speed [m/s] 4451 4376 Shallow defect none none Deep defect bulge bulge Depth defect [m] 7.5 8.0 Figure 2 shows an example of a measurement on Pile 6. The figure is presented as a seismogram, with on the horizontal axis the time, and on the vertical axis the position and amplitude. Pile 6 has one transducer at the pile head and two deep transducers at 4.4 m and 6.4 m under the pile head. Figure 3 shows similar results for pile 8.The signal of the transducer at the head suffers from the integration. This suggest that for this position the mems require a very high sampling rate to be able to integrate to velocity. A traditional transducer might be preferable. Deeper transducers have less influence of this aspect, presumably since the very high frequencies are damped during propagation. Figure 2 shows that the actual wave speed can be determined accurately. The determined propaga- tion of the waves is shown by dashed lines. For this short pile this is not very relevant, but for longer piles the uncertainty on wave speed hinders the accurate determination of pile length. The deep transducers solve this quandary. Figure 4 shows the diameter on depth for both pile 6 and 8. The circumference had been measured, Cast in-situ piles are sensitive for defects during installation. Therefore, integrity of the pile-shaft must be tested. Traditional sonic testing often leads to discussion on the acceptance of piles. More advanced methods that give reliable information on concrete quality and diameter of the pile at distrusted locations are required. This paper describes a field test in which several of these methods have been evaluated. Two methods (Seismic Tube and Deep Acoustic Check) are presented in more detail. SUMMARY Figure 2 – Results of Deep Acoustic Check at pile 6. Figure 3 – Results of Deep Acoustic Check at pile 8. Figure 4 – Diameter of piles from measured circumference for pile 6 and pile 8. 5l11 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL and under the assumption of a circular cross-sec- tion, the diameter is derived. Pile 6 has a clear bulge close to the toe. The transducers are well above the defect, but this defect is close to the toe. The toe reflection hinders the interpretation. Pile 8 has two bulges. The two transducers are in the highest (closest to the pile head) bulge. This complicates the interpretation. The interpretation shows that the transducer should be located a sufficient distance above the defects. This distance should be at least the length of the impact wave in the pile. In this case, the wave speed is 4500 m/s and duration of the blow is 0.7 ms. The length of the wave is thus 3.1 m. The transducer is 1.6 m above the neck, so the incoming wave and reflected wave are interfering. However, the different shape of the measured signal at top and at depth shows that there is a neck below. Since the bulges in these piles are close to the pile toe, the interpretation is challenging. This shows that tests on short piles have limited value for re- search, since the signals are interfering too much. 4. Seismic tube The Seismic Tube has been specially designed to gain detailed information of defects, by the appli- cation of high-frequency (about 50 kHz) acoustic waves. The seismic tube has two acoustic sources and 8 equidistant acoustic receivers in between. The idea is based on the methods used for seismic surveys. The presence of two sources makes it pos- sible to use two acoustic signals at one position. The present of 8 receivers makes it possible to cre- ate a seismic profile. The instrument is lowered into a tubular hole in the pile, see Figure 5. By performing the measurement with the Seismic Tube at different heights, a mea- surement is obtained that is comparable to the Sin- gle Hole Sonic Logger. However, the presence of eight transducers (instead of one, as with the SHSL) makes it possible to apply seismic interpre- tation techniques. Figure 6 shows a measurement as seismogram, i.e. the time signals are presented at the position where it is measured. The signals are multiplied with a factor that is proportional with the distance between the transducer and the source. This avoids that the decay of the signals makes the signals further away almost invisible. This figure suggests that the decay is quadratic with distance. However, the cumulative energy in the signals shows that the energy decay is less, about amplitude multiplied with square toot of amplitude. The signals that had been measured in the test field have been analyzed more in detail by Veltmei- jer [4]. One of the methods tested is the well- known surface wave inversion (e.g. MASW), but this did not lead to a useful result. This analysis lead to the conclusion that several wave types are propagating in the pile. They can be picked by the arrival times: – a direct wave propagating parallel with the pile axis (straight characteristic) – a “surface” wave (Stoneley wave) propagating parallel with the pile axis (straight characteristic) – a refraction wave (curved characteristic) – a reflected wave (curved characteristic) – a reflected refraction wave (curved characteristic) Veltmeijer also created an interpretation tool that can be used for picking the waves from the measu- red signals Figure 7 shows an example. The tool shows that the complex structure of the waves propagating in the pile can be understood. The first arrivals give information on the wave speed in the concrete and thus the quality of the concrete in the core. To determine the diameter of the piles locally the reflected waves must be deter- mined, while these waves interfere with the direct waves that arrive in positions further away only slightly earlier. 6l12 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL Figure 6 – Measurement in Pile 13 at 5.67 m depth presented as seismogram. The legend presents the multiplication factors for the signals. Figure 3 – Example of wave picking tool, showing the complex wave system [7]. Figure 5 – The seismic tube is placed in the hole in a pile. This research also shows that the frequency about 50 kHz of applied source of the seismic tube seems sufficient. The tool was tested for practical engineering but turned out to be too sensitive for user choices. This means that the method has been proven to be pos- sible, but improvement is still required. This can be carried out by improvements of the instrument or automation of the interpretation procedure. Espe- cially an approach which is based on source charac- teristics. If the direct wave and surface waves are distinguished from the other waves, the seismic tube offers the possibility to get insight in the thickness of the piles. The results of this analysis also have consequences for the interpretation of Single Hole Sonic Log- ging, where only one transducer is used. The waves that carries information on the diameter of the pile are the reflected and refracted waves. These waves are not very strong and always in the shadow of the direct waves. This suggests that SHSL is a useful tool for checking the concrete quality, but not for evaluation of the pile diameter. This agrees with the findings by Palm [5]. Application of a seismic tube is expected to give more precise information on quality of concrete. 5. Conclusion The experience during the installation of the test piles shows that the creation of artificial defects is complicated. Removal of the piles after testing and proper inspection is essential to evaluate the real defects. The new advanced technologies described in this paper have potence to give more insight than experienced engineers get by traditional PIT. However further development and more expe- rience are needed. The DAC method seems useful for longer piles. The position of the transducers must be optimised for the pile length and the expected positions of the defects. The Seismic Tube gives good information on the co ncrete quality (from the wave speed). To derive the diameter, the interpretation needs the discrimina- tion of direct waves and waves that are reflected form the edge. This research will start with experi- mental work at the demonstration day at the Stress Wave Conference in September 2022. Acknowledgement This work has been founded by the companies that were participating in the project: van ‘t Hek, Brem, Hektec,Volker Staal en Funderingen, Fugro, Profound, Leiderdorp Instruments and Directo- rate-General for Public Works and Water Manage- ment and the research program Geo-impuls [3] References [1] Hopman, V., Hölscher, P., report Opzet test- locatie voor in de grond gevormde palen - COB, 2016. [2] de Groot, P.H., report The parallel Seismic detection of defects in pile foundations, MSc report TU-Delft, the Netherlands, 2014 https:// repository.tudelft.nl/. [3] Geoimpuls, see http://www.geoimpuls.org [4] Veltmeijer, A., Seismic Properties of Founda- tion Piles, Diameter determination of in-situ created foundation piles using the Seismic Tube, MSc-thesis Applied Geophysics Research, IDEA league Delft University of Technology/Deltares, August 2019 [5] Palm, M., Single-hole sonic logging, A study of possibilities and limitations of detecting flaws in piles, MSc report, Royal Institute of Technology (KTH), Department of Civil and Architectural Engineering, Stockholm, Sweden, 2012, www.diva-portal.org/smash/get/diva2:542054/ FULLTEXT01.pdf. ! 7l13 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL www.deltares.nl From experimental research to practical application We work on geotechnics in • • • • Deltares is an independent institute for applied research in the ﬁeld of water and subsurface. Worldwide, we work on smart technological innovations and sustainable solutions for societal challenges Adv-Geotechniek-From experimental research to practical application-Geotechniek-2022-208x134mm.indd 1 15-03-2022 08:29 h claetic so fors onitlu so noitavo nn ialcigool hn ect , wediwdlro . Wecafrusbus e ﬁh n th icraese d reilppa denep den in a isseralteD .s genlela el abniats sud ansn t ram n s k oro e w , w d n r aeta f w d ole e ﬁ foretuittsn itn de sertu ucrts snoitad unoF• nl aia, rdaoR• ol f nd aeskiD• ork on geot e wW d unogrred undn a erutcurtsarfne inilepi d p cesneffee ddoo echnics in ork on geot www oor petamilC• sertu ucrts .nl es deltar. www skrowt neff oo T he family owned company Van ‘t Hek was founded in 1945 in the Netherlands as a General civil contractor. In the 1970’s the company put focus on the execution of Deep Foundations by Piling and sheet pile retaining structures as a sub-contractor. Back in the day it were mainly timber - and precast concrete piles for civil works, housing and commercial building projects that Van ’t Hek drove with self build dragline based piling rigs. To d a y V a n ’ t H e k i s m a r k e t l e a d e r i n t h e N e t h e r l a n d s a n d h o l d s this position for already a decade. It is part of the Van ’t Hek Group, together with other subsidiary that focus on Piling or related services, each with it’s own specialization. Van ’t Hek Group is still family owned and the third generation is in charge. Van ’t Hek is seen around the world offering it’s specialist service that, dependent on the client’s wishes can extend from pile design, through execution to pile testing and environmental monitoring and the design and construction of Special Purpose Equipment. This selection of “groundbreaking” projects reflects Van ’t Hek’s current capabilities, however not exhaustive as it is usually the client’s dreams that make us push the boundaries even further. VAN ’T HEK: OFFERING SPECIALIST SERVICES AROUND THE WORLD Ing. Patrick IJnsen MBA, IEng Executive Board Member Van ’t Hek Groep Kobelco CKE 2500 Piling Rig Some clients ask us to do the works, other ask us if they can rent our rig, this client ask us to build one… So we did! On the base of a 250 tons dragline crawler crane, we build a piling rig with a maximum capacity of 72 ton for the Pile + hammer weight, able to install piles in a rake position up to 3:1 and even 1:1 with the optional “Flying Leader” configuration. Amsterdam “Sluishuis” Project To e n a b l e t h e c o n s t r u c t i o n o f t h i s I c o n i c b u i l d i n g i n a l a k e , V a n ‘ t H e k p l a c e d a temporary sheet piled double cofferdam to create the construction pit in which steel screw injection piles with a tip diameter of 1000 mm and a length of 65,0 m were installed in order to support the cantilever structure of the building. A large number of precast concrete piles were driven into the construction prior to dredging and draining the building pit as foundation for the parking basement, before the construction pit bracing was applied. Piles with a temporary function were placed between the sheet piles of the building pit to hold up the formwork and scaffolding for the overhanging part of the building. Port of Poti, Georgia For a Quay wall reconstruction in the Port of Poti in Georgia, Van ’t Hek installed not only Z- shaped sheet piles but also some cellular cofferdams as part of a pier extension. The modular guiding frame based on separate adjustable piling platforms were designed by our in-house mechanical engineers (Hektec) and built in our own steel workshop. 9l15 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL WWW.VANTHEK.COM Vrijdag 24 juni 2022 overleed Ber t Ever ts, een bijzonder mens en zeer gepassioneerd geotechnicus. Bert begon zijn loopbaan in de geotechniek in 1977 bij Grondmechanica Delft, later GeoDelft (nu Deltares). Sinds 1998 combineerde hij dat met het docentschap bij de TU Delft. In die functie gaf hij les en heeft hij honderden studenten begeleid in de vakken funderingstechniek en bouwput- ten en eveneens tientallen begeleid met afstuderen. Hij schreef hierover ook regelmatig in dit vakblad. Bert was zeer goed in staat op een toegankelijke en begrijpelijke manier de nuances van ons soms lastige vakgebied uit te leggen. Door zijn enorme kennis en praktijkervaring in het vakgebied wist hij de studenten op een boeiende manier te onderwijzen en voor het vak warm te maken. Veel van de huidige vakgenoten hebben mede vanwege zijn enthousiasme gekozen voor een loopbaan in de geotechniek. Bert was een bijzonder loyale medewerker en een keiharde werker. Wat de studenten zeer waardeerden is dat hij hun werk altijd zorgvuldig door nam en van zinnig commentaar voorzag. Wat hem ook sierde was zijn oog en inzet voor alle studenten. Iedereen kreeg de benodigde aandacht, voor hoogvliegers stevige opdrachten en voor wie het nodig had extra steun. Als adviseur in het vakgebied had Bert een duidelijke visie en belangrijke inbreng in vele projecten, zowel voor het ontwerp van een groot aantal funderingen, zoals bijvoorbeeld voor hoogbouw- projecten en bij veel diepe bouwputten. Op dat gebied was Bert een van de topadviseurs in NL. Er zijn weinig bouwputten en ondergrondse parkeergarages waar Bert niet bij betrokken was. Zijn ervaringen deelde hij behalve op de TU Delft ook binnen CUR commissies en als cursusleider en docent bij PAO, waar de cursisten zijn inbreng altijd hoog waardeerden. Van 2006 tot 2017 werkte Bert voor ABT. De kroon op zijn werk daar was het Mauritshuis in Den Haag waar hij al zijn kennis en ervaring in het ontwerp kwijt kon en de Funderingsprijs 2014 mee won. Bert stond bij ABT mede aan de wieg van de uitbreiding van het werkveld naar dijkversterkingen, waarbij hij op bevlogen wijze en met een frisse blik vaak aan de kant van de aannemer adviseerde. Bert ging eigenlijk nooit echt met pensioen. Ook na zijn officiële pensionering in 2017 was hij nog actief in de geotechniek, in commissies zoals de Advies Commissie Schade Grondwater en ook als zelfstandig adviseur o.a. rondom de beoordeling van schade gevallen in Groningen en met gastcolleges en cursussen. Dit heeft hij tot op het laatst volgehouden, want het contact met de collega’s in het vakgebied gaf hem altijd de meeste voldoening. Dat verklaart ook de vele reacties die we van vakgenoten hebben gelezen na zijn overlijden; voor velen was hij een inspirator en een mentor, die graag jonge mensen de weg wees in het vakgebied en steunde in hun ontwikkeling en carrière. Bert was vriendelijk, behulpzaam en toe- gankelijk voor iedereen die met hem sprak. Hij was een zeer bekend gezicht in onze geotechnische gemeenschap, met zijn overlijden gaan we hem als collega en goed mens zeer missen. We wensen zijn familie sterkte met het dragen van dit grote verlies. Namens allen, Frits van Tol, Mandy Korff en Vasco Veenbergen. IN MEMORIAM BERT EVERTS 19 51– 2 0 2 2 33 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 35 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 Op 4 mei 2022 is Maarten Smits op 60 jarige leeftijd overleden. Maarten heeft veel betekend voor het vakgebied Geotechniek, voor toegepast onderzoek rondom maatschappelijke thema’s op het gebied van Delta’s, Water en Ondergrond en vele professionals geïnspireerd. Daarom staan we graag kort stil bij de grote bijdragen die hij heeft geleverd, specifiek aan ons vakgebied. Maarten was - als toenmalig bestuurslid van de KIVI afdeling Geotechniek - een van de oprichters van het tijdschrift Geotechniek. Hij besefte dat het delen van kennis door middel van publicaties belangrijk was voor de ontwikkeling van ons vakgebied. Zelf droeg hij daar actief en met flair aan bij. Maarten was dol op ontwikkelen van kennis en hield van techniek, maar wilde tegelijkertijd zaken simpel en begrijpelijk maken. Na zijn studietijd heeft hij een imposante carrière gehad bij Fugro. Hij leidde onder andere de centrale adviesafdeling Geotechniek en Geohydrologie en groeide door tot lid van de directie in Nederland. Na enkele jaren in de Holding van Fugro gewerkt te hebben werd hij in 2007 directeur van Fugro in Californië, waar een geotechnische land en water groep, maar ook een in aardbevingen gespecialiseerd expertteam actief was. Hij heeft hier met zijn gezin een intense en gelijk fantastische periode beleefd. In 2010 keerde hij terug als algemeen directeur van Fugro Nederland. Voor Maarten gingen leiderschap en techniek hand in hand en hij toonde grote interesse in innovaties, technologie en onderzoek. Toen hij in 2012 de mogelijkheid kreeg om algemeen directeur van kennisinstituut Deltares te worden, zag hij dit als geweldige kans om zijn passie voor het ontwikkelen en uitdragen van kennis op het hoogste podium te etaleren. Bijzonder detail was dat zijn vader een van de eerste werknemers van een rechtsvoorganger van Deltares is geweest. De recent geopende Deltagoot en GeoCentrifuge van Deltares zijn zichtbare resultaten van het internationale imago van Nederland als kennisland op gebied van Water en Grond. Zijn gevoel voor de essentie en zijn vermogen om met iedereen te verbinden maakten de relaties met buitenlandse opdrachtgevers, zoals de Wereldbank en de diverse Nederlandse verbonden partijen sterker. De interesse van Maarten voor Geotechniek was divers: hij was een buitengewoon expert op het gebied van trillingen en dynamica in de bodem, was behendig met geo-statistiek en hij doceerde jarenlang CGF cursussen van het KIVI-NIRIA. Maarten heeft de hand gehad in talloze (internationale) normen, richtlijnen en rapporten van onder andere NEN, CUR en COB en was tegelijkertijd de bescheidenheid zelve, wanneer het ging om de hoge kwaliteit van zijn bijdrage. Maarten had de gave om enorme hoeveelheden onderzoek te beoordelen en te evalueren en de essentie op een eenvoudige wijze te formuleren én over te brengen op anderen. Zo liet hij zich graag vastleggen naast een meterhoge toren COB- onderzoeken, met zijn kenmerkende glimlach, die uitstraalt dat hij weet waar het echt om gaat. Hij geloofde intens in de verbonden- heid en uitwisseling van hoogwaardige technische kennis en onder- zoek enerzijds en de praktische uitvoering anderzijds. Mensen die met Maarten mochten werken zullen hem herinneren als een zeer intelligente conceptueel denker en rustige, scherpe en bijzonder sympathieke collega, die velen inspiratie gaf door zijn heldere en motiverende visie op het professionele werk. Naast zijn technische kwaliteiten, eta leerde hij in zijn leidinggevende functies kenmerken van een uitgesproken ‘people-manager’, die goed inzicht had in de capaciteiten van mensen en ontwikkeling en opleiding stimuleerde om hen verder te brengen in hun carrière. Hij durfde mensen de ruimte te geven om vanuit hun eigen stijl het beste uit zichzelf te halen. Ook na zijn afscheid bleef Maarten betrokken en in contact met zijn collega’s bij Deltares en Fugro. Maarten was oprecht in zijn communicatie en bovendien een taal- purist. Op eenvoudige wijze en altijd met interesse en respect voor anderen communiceerde hij met eenvoudige woorden en met veel betekenis. Een adviesrapport, zei hij, eindig je niet met de hoop dat het probleem is opgelost, nee, we vertrouwen erop! Wij hebben diep respect voor wat hij heeft betekend in het geotechnisch veld en vertrouwen erop dat zijn inhoudelijke bijdrage aan Delta’s, Water en Geotechniek en de inspiratie die hij vele professionals heeft gegeven, nog lang zal voortbestaan. IN MEMORIAM MAARTEN SMITS Amsterdam kent 1800 bruggen en 600 kilometer kades. De afgelopen decennia heeft er vooral reac- tief beheer plaatsgevonden waardoor er onvol- doende inzicht is in de huidige staat, en of de veelal oude bruggen en kademuren nog veilig zijn. Aan- leiding voor Amsterdam om in 2018 te starten met het ‘Programma Bruggen en Kademuren’ (PBK) waarin onder andere 850 verkeersbruggen en 200 kilometer kademuur getoetst worden op construc- tieve veiligheid. 270 van deze bruggen en 125 kilometer kademuur is gefundeerd op houten palen, vaak wel honderden jaren oud. Het reken- kundig aantonen of deze palen nog veilig zijn is niet eenvoudig. De palen staan namelijk onder water en in de bodem waardoor inspectie en onderzoek lastig is. Daarnaast geven de huidige normen en richtlijnen onvoldoende houvast om eenduidig te kunnen toetsen. Reden genoeg voor Amsterdam om, als onderdeel van PBK, te starten met een grootschalig wetenschappelijk onder- zoeksprogramma met kennisinstellingen als Delta- res en de Technische Universiteit Delft (TU Delft). Het onderzoek richt zich op het ontwikkelen van meer betrouwbare onderzoek- en beoordelings- methoden om houten palen onder een specifieke Amsterdamse brug of kademuur rekenkundig te kunnen toetsen op constructieve veiligheid. Doel om de marge tussen wat de palen in werkelijkheid aankunnen, en wat rekenkundig aangetoond kan worden, zo klein mogelijk te maken. Het onder- zoek omvat een viertal onderzoekthema’s die uniek zijn in Nederland en aanleiding zijn om als feuilleton in dit vakblad te behandelen. Het betreft hier de volgende vier thema’s: Thema 1 Alternatieve meetinstrumenten voor funderingsonderzoek Thema 2 Het semi-probabilistische toetsmodel houten palen Thema 3 De (resterende) constructieve draag- kracht en bijbehorend bezwijkgedrag Thema 4 De geotechnische draagkracht In deze editie van Geotechniek wordt de huidige Amsterdamse situatie beschreven en de globale opzet van het onderzoeksprogramma en de beno- digde input. In de volgende en laatste editie van 2022 wordt thema 2 het semi-probabilistische toetsmodel houten palen toegelicht: de eerste versie van een ontwikkelde softwaretool waarmee de gebruiker op basis van beperkte inspectie-gegevens een uitspraak kan doen over de resterende draagkracht van de totale paalpopulatie onder een specifieke Amsterdamse brug. In de eerste editie van 2023 wordt het resultaat van thema 1 toegelicht: een doorontwikkeld meet-instrument waarmee inzicht verkregen kan worden in de kwaliteit van houten palen onder water. De tweede editie van 2023 lichten de resultaten van thema 4 toe: het proef- belasten van nieuwe houten palen voorzien van glasvezelrekstroken en de proefbelastingen op bestaande houten palen van honderden jaren oud. Tussent ijdse resultaten van thema 3 moeten uitwijzen of deze aanleiding zijn om volgend jaar in dit vakblad te publiceren. De houten funderingspalen, de feiten en omstandigheden Amsterdam, die grote stad, Die staat op honderd palen, En als die stad eens ommevalt, Wie zal dat betalen? Amsterdam staat, anders dan in het versje van Van Vloten, niet op honderd palen. Onder de bruggen en kademuren zelf bevinden zich al circa een miljoen houten palen. Veel van deze palen staan in de eerste zandlaag, op een diepte van ongeveer 12 meter. Veel palen zijn oud en stammen nog uit de tijd dat Amsterdammers zich met paard en wagen door de stad bewogen. In de loop der tijd is de intensiteit en het type verkeer in de stad toegeno- men, waardoor ook de belasting van het verkeer (F) op de bruggen (en kades) is toegenomen. Anderzijds neemt de draagkracht (R) van de houten palen af naarmate de brug veroudert. Bacteriële aantasting is een factor die leidt tot een afname van de draagkracht van het hout. In figuur 1 is de combinatie van belastingtoename en draagkracht- afname als functie van de tijd schematisch weerge- ven. Zolang de draagkracht (R) groter is dan de belasting (F) kan de brug veilig worden gebruikt. Moet Amsterdam zich nu zorgen maken? Het antwoord hierop is volmondig ‘JA’. Er is namelijk onvoldoende inzicht in de ontwikkeling van de toe- name van de belasting en de afname van de draag- kracht van de houten palen in de loop der tijd. Hierdoor worden bij de toetsing conservatieve waarden aangehouden als inputvariabelen voor de belasting en draagkracht met als gevolg dat brug- gen en kademuren mogelijk onterecht worden af- gekeurd en vervangen moeten worden. Heldere regelgeving ontbreekt Waarom is er onvoldoende inzicht? De landelijke normen en richtlijnen bestaande uit de NEN 8700- reeks, de CROW-CUR aanbeveling 124:2019, de SBRCURnet publicatie Binnenstedelijke kade- muren en de F 3O/SBRCURnet Richtlijn houten paalfunderingen onder gebouwen geven onvol- doende handreikingen/regels mee om houten palen onder een bestaande Amsterdamse brug of kademuur te beoordelen, zie figuur 2. De beoorde- lingsmethoden zijn vrij te interpreteren, berusten op veel aannames en dekken niet de gehele Am- sterdamse situatie. Amsterdam heeft daarom een eigen Amsterdamse richtlijn opgesteld, zie figuur 2. Echter is de gehanteerde beoordelingsmethode in deze richtlijn momenteel nog te onbetrouwbaar en gebaseerd op te veel aannames. Figuur 1 – Weergave krachtswerking bestaande brug in de loop der tijd. Bron - Gemeente Amsterdam 36 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 HET AMSTERDAMSE HOUTEN PALENONDERZOEK René TerpstraIngenieur/Specialist Civiele ConstructiesIngenieursbureau Amsterdam FEUI LLET ON 1 Amsterdam toetst momenteel zijn bruggen en kademuren op constructieve veiligheid. 270 van deze bruggen en 125 kilometer kademuur is gefundeerd op houten palen. Vanwege het ontbreken van heldere regelgeving heeft Amsterdam een grootschalig wetenschappelijk onderzoeksprogramma opgezet met kennisinstellingen als Deltares en de Technische Universiteit Delft. Opgave is de ontwikkeling van een betrouwbare en meer realistische beoordelings- methode waarmee op basis van beperkte inspectiegegevens de resterende draagkracht van de ‘totale’ paalpopulatie onder een specifieke Amsterdamse brug of kademuur getoetst kan worden. In deze editie van Geotechniek wordt de huidige beoordelingsmethode toegelicht. Aan de hand van onderzoekthema’s wordt de ontwikkeling van de beoordelingsmethode uitgevoerd. Deze onderzoeksthema’s leveren inzichten op die in een feuilleton zullen worden gepresenteerd. 37 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 SAMENVATTING De huidige Amsterdamse beoordelingsmethode: de aannames De huidige Amsterdamse beoordelingsmethode om houten palen onder een Amsterdamse brug of kademuur te toetsen is gebaseerd op veel aanna- mes en onzekerheden. Hieronder wordt de beoor- delingsmethode globaal omschreven. FUNDERINGSONDERZOEK Duikers meten van 10% van de palen onder een brug of kademuur de paalkopdiameter en nemen van de paalkop houtboormonsters ( O/9mm). De houtboormonsters worden in het laboratorium in submonsters verdeeld en geanalyseerd op de mate van de bacteriële aantasting. Daarnaast wordt het verloop van de houteigenschappen (vochtgehalte en dichtheid) over de doorsnede bepaald. Er bestaat een sterkte relatie tussen het gemeten vochtgehalte en de druksterkte in door bacteriën aangetast hout. Op basis van de formule f c= 38,543 e -0,6965w uit bijlage D van de NEN 8707:2018 [1] kan bij vochtmetingen aan hout- boormonsters een ‘indicatie’ worden verkregen van de druksterkte over de paaldoorsnede. DE CONSTRUCTIEVE DRAAGKRACHT De resultaten van het funderingsonderzoek vormen de basis voor de bepaling van de constructieve draagkracht. Aangenomen wordt dat de dikte van de aangetaste schil i volgt uit de aangetaste houtfracties met een druksterkte f c< 8 N/mm2. Van deze zogenaamde ‘zachte schil’ wordt aan- genomen dat f c;d;aangetast niet bijdraagt aan de constructieve draagkracht. De constructieve draag- kracht ter plaatse van de kritieke doorsnede wordt bepaald op basis van de volgende uitgangspunten/ aannames, zie figuur 3: –D e l o c a t i e v a n d e k r i t i e k e d o o r s n e d e b e v i n d t z i c h ter plaatse van het omslagpunt. –D e d i k t e v a n d e z a c h t e s c h i l i a a n d e p a a l v o e t i s de helft van de dikte van de zachte schil i aan de paalkop en verloopt lineair over de paallengte L. –De diameter ter plaatse van de kritieke door- snede D krit volgt uit de tapsheid !van de paal. Vo o r !wordt de tabel van Frans Sas [3] aange- houden. –D e c o n s t r u c t i e v e d r a a g k r a c h t v a n d e p a a l R w o r d t berekend door het resterende paaloppervlak Aeff te vermenigvuldigen met de sterktewaarde fc;d;gezond behorende bij gezond rondhout. GEOTECHNISCHE DRAAGKRACHT De geotechnische draagkracht van de grond door de afdracht van de belastingen via de paal wordt bepaald door de som te nemen van de draagkracht van de grond aan de paalpunt en de draagkracht van grondwrijving langs de paalschacht, rekening houdend met de paaldimensies. De geotechnische draagkracht wordt bepaald op basis van de volgende uitgangspunten/aannames, zie figuur 3: –Bacteriële aantasting van de paal heeft géén effect op de rekenkundige bepaling van de geotechnische draagkracht. –D e p o s i t i e v e g r o n d w r i j v i n g l a n g s d e p a a l s c h a c h t dient in rekening te worden gebracht vanaf aanzet eerste zandlaag tot paalpuntniveau. Het is toegestaan deze zone op te rekken tot boven- zijde van de zogenaamde wadzandformatie, waarbij voor deze zone een paalklassefactor geldt behorende bij zandig leem. –N e g a t i e v e k l e e f w o r d t n i e t i n r e k e n i n g g e b r a c h t , mits er géén maaiveldophoging plaatsvindt. Hierbij is de aanname dat de negatieve kleef die zich ooit ontwikkeld heeft, is weggevloeid in de loop van de tijd. –D e d i a m e t e r v a n d e p a a l p u n t D paalvoet volgt uit de tapsheid !van de paal. Voor !wordt de tabel van Frans Sas [3] aangehouden. Figuur 2 – De vier landelijke normen en richtlijnen (links) en de Amsterdamse richtlijn (rechts). Bron - Gemeente Amsterdam. Figuur 3 – Overzicht huidige Amsterdamse beoordelingsmethode voor bepaling van de draagkracht op basis van houtmonsteranalyse. Bron - Gemeente Amsterdam . Waarom snijdt de huidige Amsterdamse beoordelingsmethode geen hout? De huidige Amsterdamse beoordelingsmethode is de vertaling van funderingsonderzoek aan de paalkop naar een lager deel in de paal op basis van een groot aantal aannames voor de paal-, materiaal- en grondeigenschappen. Daarbij wordt de toetsing van de constructieve draagkracht en geotechni- sche draagkracht los van elkaar beschouwd terwijl in werkelijkheid interactie tussen paal en grond plaatsvindt. Daarnaast lijkt afkeur van enkel individuele palen onterecht aangezien er in de bovenliggende constructie vaak géén scheurvor- ming is waar te nemen. Een integrale beschouwing is daardoor noodzakelijk om meer inzicht te krijgen in de werkelijke krachtswerking. Wat houdt het wetenschappelijke onderzoeksprogramma in? Het Amsterdamse houten palenonderzoek richt zich op het ontwikkelen van een meer realistische en betrouwbare beoordelingsmethode voor de toetsing van de ‘totale’ houten paalpopulatie onder een specifieke Amsterdamse brug of kademuur. Het onderzoeksprogramma omvat de volgende vier onderzoekthema’s, zie ook figuur 4: Thema 1 Alternatieve meetinstrumenten voor funderingsonderzoek Thema 2 Het semi-probabilistische toetsmodel Thema 3 De (resterende) constructieve draag- kracht en bijbehorend bezwijkgedrag Thema 4 De geotechnische draagkracht De onderzoekthema’s zijn hieronder kort toegelicht. THEMA 1 ALTERNATIEVE MEETINSTRUMENTEN VOOR FUNDERINGSONDERZOEK De huidige methode van funderingsonderzoek op basis van de houtmonsterboor geeft slechts een lokaal beeld van de mate van aantasting. De aan- vullende laboratoriumanalyse is arbeidsintensief en foutgevoelig. Om deze redenen heeft PBK verschillende alternatieve hout penetrerende instrumenten onderzocht die inzicht kunnen geven in de mate van aantasting en geschikt zijn voor onder water. De ontwikkelde onderwater variant van de IML-RESI PowerDrill, die in Amsterdam de ‘Palenproever’ heet, heeft de voorkeur gekregen om ingezet te worden tijdens funderingsonder- zoek naar de houten palen onder de kademuren in Amsterdam. De bruggen met houten palen zijn on- dertussen al onderzocht met de houtmonsterboor. De palenproever zal in de eerste editie van 2023 worden toegelicht. THEMA 2 HET SEMI-PROBABILISTISCHE TOETSMODEL PBK heeft, in samenwerking met Deltares, onder- zoek verricht naar een rekenmodel waarmee op basis van beperkte inspectiegegevens (paalkop- diameter en aantasting) een uitspraak gedaan kan worden naar de draagkracht van de ‘totale’ paal- populatie onder een specifieke Amsterdamse brug of kademuur. Dit onderzoek heeft inmiddels geleid tot het semi-probabilistische toetsmodel houten palen dat momenteel wordt ingezet bij de toetsing van Amsterdamse bruggen. Het toetsmodel is een standalone softwaretool dat de gebruiker lokaal op zijn computer kan zetten en laten runnen. Het toetsmodel kent, ten opzichte van de huidige Amsterdamse beoordelingsmethode, een groot aantal kwalitatieve en kwantitatieve verbeterin- gen. Het toetsmodel zal in de volgende editie van dit vakblad uitgebreid toegelicht worden. THEMA 3 DE (RESTERENDE) CONSTRUCTIEVE DRAAG- KRACHT EN BIJBEHOREND BEZWIJKGEDRAG PBK verricht, in samenwerking met de Technische Universiteit Delft - afdeling Biobased Structures and Materials, onderzoek naar de werkelijke paal- en materiaaleigenschappen als input voor een levensduurmodel houten palen. Met dit model kan de ‘resterende’ constructieve draagkracht van een bestaande axiaal belaste houten paal realistischer berekend worden en kan een toekomstpredictie worden gegeven. Voor dit onderzoek zijn be- staande houten palen uit de grond getrokken en nieuwe houten palen geselecteerd en op locatie en in het laboratorium onderzocht. Tussentijdse resultaten moeten uitwijzen of deze aanleiding zijn om in 2023 gepubliceerd te worden. THEMA 4 DE GEOTECHNISCHE DRAAGKRACHT PBK heeft, in samenwerking met Deltares, onder- zoek verricht naar de werkelijke paalklassefactoren voor de puntweerstand ( "p) en schachtweerstand ("s) voor bestaande houten palen die onder invloed zijn van biologische degradatie en gefundeerd in een grondopbouw (eerste zandlaag) specifiek voor 38 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 Foto 1 – Horizontaal funderingshout van brug 30 uit 1727. Bron - Gemeente Amsterdam . Figuur 4 –Weergave relatieonderzoekthema’s.Bron - Deltares en Gemeente Amsterdam. de Amsterdamse binnenstad. Hiervoor zijn twee proeftuinen ontwikkeld waar (belasting)proeven zijn uitgevoerd op zowel bestaande houten pa len als nieuwe houten palen. De resultaten van dit onderzoek zullen mogelijk in een volgende editie van dit vakblad verder toegelicht worden. Het bestaande ‘Goud’ van Amsterdam Om inzicht te krijgen in de werkelijke paal-, materiaal- en grondeigenschappen is voor het onderzoeksprogramma een grote hoeveelheid onderzoeksmateriaal verzameld. Er zijn bestaande houten palen uit de grond getrokken en nieuwe houten palen ingekocht die representatief zijn voor de Amsterdamse bruggen en kademuren. Daarnaast zijn bestaande kespen en horizontaal funderingshout, soms in segmenten van wel tien meter, van de houten palen gedemonteerd, zie foto 1. Deze zijn opgeslagen en zullen mogelijk in de toekomst nader onderzocht worden. De afgelopen twee jaar zijn 177 bestaande houten palen uit de grond getrokken bij verschillende brug- en kademuurvervangingen in Amsterdam. Voor het trekken van de palen zijn vooralsnog de volgende twee methoden gebruikt: 1. De verbuisde-methode en 2. De klem-methode. 1. DE VERBUISDE-METHODE Amsterdam heeft in de jaren 90 voor de Amster- damse binnenstad het verbuisd trekken van bestaande palen ontwikkeld [4] om daarmee de negatieve invloed op de grondwaterhuishouding en de draagkracht van aangrenzende paalfunderin- gen te beperken. Een stalen buispaal met speci- fieke afmetingen wordt met een hoogfrequent trilblok over de houten paal getrild tot de eerste zandlaag. Door de trilling van de stalen buispaal wordt de kleef rondom de houten paal opgeheven zodat de houten paal naderhand in een éénparige beweging, zonder trillen, getrokken kan worden. Het ontstane gat wordt gevuld met een cement- bentoniet mengsel tot circa 1 meter onder de waterbodem. Tot slot wordt de stalen buispaal vervolgens trillend weer verwijderd. Deze methode is toegepast bij het trekken van de palen van de kademuur aan de Oudezijds Achterburgwal en van de basculekelder van brug 149. 2. DE KLEM-METHODE Bij de klem-methode wordt de paalkop over een lengte van minimaal 1,5 meter vastgeklemd met een bek van halfronde schaaldelen en al trillend uit de grond getrokken zonder dat daarbij de boven- ste grondlagen door trilling worden gedicht, zie foto’s 2 en 3. Direct na het verwijderen van de paal wordt een spuitlans in het achtergebleven gat ingebracht tot de eerste zandlaag en wordt het gat gevuld met een cement-bentoniet mengsel tot circa 1 meter onder de waterbodem. Deze methode is toegepast bij het trekken van de palen van brug 39 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 Foto 4 – Variatie in getrokken palen. Bron - Gemeente Amsterdam. Foto 2 en 3 – Uitvoering van de klem-methode bij brug 30 en 41 in de Vijzelstraat. Bron - Gemeente Amsterdam. U wilt toch geen nummer missen van Geotechniek? Maak dan uw bijdrage in de verzendkosten € 27,50 over naar NL95 ABNA 0426 4761 31 (BIC: ABNANL2A) t.n.v. Uitgeverij Educom, Rotterdam, Nederland. O.v.v. ‘Ontvangst Geotechniek 2023’ met vermelding van uw naam en adresgegevens. 35 JAAR 30 en 41 en van de kademuren aan de Singelgracht, Duivendrechtsevaart en Buiksloterham. De ene methode is succesvoller gebleken dan de ander. De verbuisde-methode werkt niet optimaal bij palen die geschoord en/of gekromd in de grond staan. Gekromde palen zijn vooral een gevolg van vervormde (oude) kademuren die in horizontale richting zijn verplaatst. De palen worden dan door de rechte stalen buis schuin over de lengte door- gesneden. De klem-methode is daarentegen zeer effectief gebleken. 152 bestaande palen van verschillende leeftijd, afmeting, houtsoort en vorm zijn volledig uit de grond gekomen, zie foto’s 4 en 5. Het ‘Goud’ van Amsterdam is na getrokken te zijn in ruimschuiten afgevoerd naar de tijdelijke opslaglocatie van ICL in het Westelijk Haven- gebied. Hier zijn aan de palen metingen verricht, houtboormonsters van paalkop en paalvoet genomen, verzaagd tot drie gelijke delen, gela- beld, gebundeld en in omgevingswater onder water opgeslagen in waterdichte containers voor- dat ze afgevoerd worden naar de TU Delft voor het laboratoriumonderzoek. Naast het bestaande ‘Goud’ zijn er ook 60 nieuwe grenen en vurenhouten palen ingekocht voor de onderzoekthema’s 3 en 4. 27 van deze palen zijn gebruikt voor het uitvoeren van (belasting)proeven in het kader van het onderzoek naar de geo- technische draagkracht (onderzoekthema 4). De overige 33 palen liggen nog opgeslagen bij een houtleverancier in Hierden. Deze zullen afgevoerd worden naar de TU Delft voor het laboratorium- onderzoek ten behoeve van het onderzoek naar de (resterende) constructieve draagkracht (onder- zoekthema 3). Het onderzoek ‘hout’ niet op Het Amsterdamse houten palenonderzoek heeft inmiddels mooie resultaten opgeleverd. De ‘Palen- proever’ wordt vooralsnog ingezet tijdens het funderingsonderzoek naar de kademuren in Amsterdam. Daarnaast gebruiken marktpartijen de softwaretool van het semi-probabilistische toetsmodel houten palen bij de toetsing van Amsterdamse bruggen. Bij het toetsmodel heeft Amsterdam gekozen voor de benadering van conservatief naar realistisch, waarbij aannames met voortschrijdend inzicht vanuit lopende onder- zoekthema’s verder aangescherpt zullen worden. Met het toetsmodel wordt realistischer en ‘minder’ conservatief getoetst dan met de ‘oude’ Amsterdamse beoordelingsmethode. Echter heeft het toetsmodel nog een mate van conservatisme. Tussentijdse analys es van de getro kken palen en het onderzoek naar de (resterende) constructieve draagkracht en geotechnische draagkracht bieden inzichten die hoopvol zijn voor verdere aanscher- ping van het toetsmodel in de toekomst voor zowel bruggen als kademuren. Wordt vervolgd! Referenties [1] NEN 8707:2018, Beoordeling van de construc- tieve veiligheid van een bestaand bouwwerk bij verbouw en afkeuren – Geotechnische constructies [2] CROW Infradagen 2020; Paper Amsterdams palenonderzoek bruggen en kademuren [3] De houten paalfundering doorgezaagd; opge- steld door Frans Sas; versie 2006/2007 [4] Het trekken van palen bij grondsaneringen in de binnenstad van Amsterdam, opgesteld door G.A. Dorrestijn, d.d. 22-11-1996. ! 40 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 Foto 5 – De paalpruik. Bron - Gemeente Amsterdam. Inleiding & Probleemstelling In Nederland wordt momenteel bij de stabiliteits- beoordeling van dijken geen rekening gehouden met onverzadigd grondgedrag. Volgens de vige- rende ontwerprichtlijn wordt er voor het gedeelte van het dijklichaam boven de grondwaterstand geen positieve, maar ook geen negatieve water- spanning meegenomen in de beoordeling. Als grond niet volledig verzadigd is, kan er negatieve waterspanning optreden. Hoewel in de volksmond hiervoor geregeld de term zuigspanning gebruikt wordt, zal in dit artikel voor de Nederlandse vertaling van ‘matric suction’ negatieve water- spanning worden gebruikt. Zowel in het gedeelte- lijk verzadigde dijklichaam als in de top van de deklaag kunnen negatieve waterspanningen aanwezig zijn. De sterkte van de ondergrond kan hierdoor toenemen en dit verbetert de stabiliteit van de dijk. Door seizoensinvloeden zou dit effect in de zomer sterker kunnen zijn dan in de winter. Daarnaast kan de infiltratie van rivierwater gedurende een hoogwatersituatie een reducerend effect hebben op de aanwezige negatieve water- spanning. Geotechnisch veldonderzoek voor de beoordeling van geotechnische parameters wordt over het algemeen uitgevoerd in de zomer, wan- neer de negatieve waterspanningen hoog kunnen zijn, wat kan leiden tot een overschatting van de sterkte van de grond tijdens hoogwatercondities. De afgelopen jaren zijn de zomers in Nederland relatief droog geweest en die zouden dit effect als zodanig kunnen versterken. Lopend onderzoek naar de initieel onverzadigde zone in Oost-Neder- land (Van Duinen, 2020; Buiten, 2020) heeft uitgewezen dat dit onverzadigde effect mogelijk pas in het volgende voorjaar volledig verdwijnt. Als gevolg hiervan zou het mogelijk zijn dat tijdens een maatgevende gebeurtenis extra sterkte, geleverd door de negatieve waterspanningen als gevolg van onverzadigde omstandigheden, aanwezig blijft. Dit artikel gaat dieper in op bovenstaand probleem en tracht dit op te lossen: 1. door het bepalen van onverzadigde geotech- nische sterkteparameters met behulp van con- ventionele laboratoriumproeven die beschikbaar en gangbaar zijn in Nederland, en 2. door te laten zien welke orde van grootte het on- verzadigd gedrag op de stabiliteit van dijken heeft. Dit artikel focust zich op de beantwoording van deze vragen voor de initieel onverzadigde zone van een kleiige rivierdijk in Oost-Nederland in het traject Ravenstein-Lith, maar in principe kan het overal met een vergelijkbare bodemopbouw toegepast worden. Laboratoriumproeven op onverzadigde grond Normaliter zouden voor het uitvoeren van onver- zadigde geotechnische laboratoriumproeven aanpassingen nodig zijn aan de proefopstelling om het verloop van de luchtdruk en het luchtvolume te kunnen meten. Dit is nodig om de ontwikkeling van de negatieve waterspanning gedurende de proef in kaart te kunnen brengen. In Nederlandse geotechnische laboratoria zijn deze aanpassingen momenteel niet voorhanden. De Suction Stress Characteristic Curve (SSCC), zoals geformuleerd door Lu en Likos (2006) en nader toegelicht in de volgende paragraaf, is in dit onderzoek toegepast om met conventionele geotechnische laboratorium- proeven onverzadigde sterkteparameters te bepalen. Het belangrijkste voordeel van het gebruik van dit concept is dat er relatief weinig aanpassingen nodig zijn aan de huidige proef- procedures (NEN-EN-ISO 17892-9, 2018; Greeuw et al., 2016) voor geotechnisch onderzoek naar sterkteparameters van dijken in Nederland. Tot op heden is dit concept in de internationale literatuur niet toegepast op de in Nederland veelgebruikte conventionele geotechnische laboratoriumproef voor dijkontwerp: de K0-Consolidated Anisotropic Undrained (K0-CAU) triaxiaalproef. Met deze proef wordt geprobeerd de in-situ spannings- toestand in een dijk het best te benaderen. 26 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 Figuur 1 – Conceptueel overzicht van de verzadigde en de (deels) onverzadigde zone gedurende een WBN situatie. ing. Rimmer KoopmansArcadis ir. Niels WalraveRoyal HaskoningDHV dr. ir. Cor ZwanenburgTU Delft/Deltares dr. Inge van GelderInpijn Blokpoel ingenieurs EEN EXPERIMENTELE STUDIE NAAR DE INVLOED VAN INITIEEL ONVER ZADIGDE KLEI OP DE MACROSTABILITEIT VAN RIVIERDIJKEN Theoretische achtergrond van de SSCC Vo o r ver za d i g d e g ro n d g e l d t d e k l a s s i e ke d e f i n i t i e van effectieve spanning van Terzaghi (effectieve spanning = totaalspanning – waterspanning); !‘= !–u w. In onverzadigde grond zijn de poriën niet alleen gevuld met water, maar ook deels met lucht. Om het effect van de onverzadigde toestand te beschrijven is er een variabele nodig die hier iets over zegt. Bishop heeft dit gedaan met een factor die afhangt van de verzadigingsgraad. Het is echter niet eenvoudig om deze factor te bepalen, aangezien deze niet uniek is. Dit komt omdat er een hysterese effect zit in de karakteristieke curve van het bodemwater, bekend als de Soil Water Characteristic Curve (SWCC). De SWCC beschrijft de relatie tussen het volumetrische watergehalte en de negatieve waterspanning in de grond. Onverzadigde geotechnische laboratoriumproeven op cohesief materiaal, zoals klei, zijn tijdrovend, omdat er een evenwichtstoestand moet worden bereikt tussen de water- en de luchtdruk voor een gegeven negatieve waterspanning. Lu en Likos (2006) introduceerden met het SSCC concept een effectieve spanningsframework die geldt voor variabel verzadigde grond. De variërende spanning tussen de deeltjes kan worden beschreven met behulp van het concept van suction stress (in dit artikel zal hiervoor de term zuigspanning voor worden aangehouden). Deze spanning is volgens Lu en Likos (2006) het resultaat van zowel fysieke als chemische verschijnselen: 1. Van der Waals aantrekking, 2. elektrochemische dubbel-laagse afstoting en aantrekking, 3. oppervlaktespanning, 4. negatieve poriewaterdruk en 5. chemische binding. De SSCC maakt het mogelijk om een conventionele laboratorium-opstelling te gebruiken om de onverzadigde sterkte van een grondsoort te karakteriseren als een functie van de zuigspanning. Daarnaast is dit concept gevalideerd door middel van echte onverzadigde testresultaten tot 15 MPa aan matric suction (Lu et al., 2010). De SSCC is gebaseerd op de Van Genuchten- Mualem vergelijking van de SWCC en het verschil tussen beiden ligt in de negatieve waterspanning. Lu en Likos (2006) hebben de vergelijking van Bishop aangepast zodat de effectieve spannings- relatie beschreven kan worden als volgt: Waarin !‘de effectieve spanning is, !de totaal spanning, ua de luchtdruk in de poriën en !s de negatieve waterspanning. Volgens Lu en Godt (2013) kan de zuigspanning die hoort bij een bepaald watergehalte bepaald worden met de effectieve cohesie, c’, en de effectieve wrijvings- hoek, "’, zoals die bepaald kan worden met behulp van Mohr cirkels (zie vergelijking 2). Dit houdt in dat er geen plaats is voor intrinsieke cohesie van een grondsoort. Het Mohr-Coulomb criterium kan hierdoor her- schreven worden tot: Met deze vergelijkingen kan de zuigspanning bepaald worden. De zuigspanning wordt bepaald door het snijpunt van de lijn met de negatieve x-as in figuur 2. Merk op dat indien een virtuele lijn geplot wordt bij x = 0, de effectieve cohesie conform de theorie inderdaad toeneemt bij steeds drogere monsters. Elke lijn is bepaald op basis van 3 tot 6 proeven afhankelijk van het volumetrisch watergehalte. Vo o r d e b oven s t a a n d e m e t h o d e i s e e n g ro o t a a nt a l proeven benodigd. Echter is er ook een expliciete relatie van de SSCC geformuleerd door Lu et al. (2010). Daardoor is het mogelijk om de juistheid van de K0-CAU proefresultaten te verifiëren op basis van alleen de Van Genuchten-Mualem parameters van de grondsoort: In deze vergelijking is S ede effectieve verzadi- gingsgraad, #en n zijn de empirisch bepaalde Van Genuchten-Mualem parameters. De effectieve ver- zadigingsgraad kan bepaald worden door: Hierin zijn $w het volumetrisch watergehalte, $r het residuele watergehalte (waarbij de grote, relevante poriën leeg zijn, maar de microporiën nog gevuld zijn) en $shet verzadigde water- gehalte. In dit artikel zijn voor $r= 8,62 16*10 –11 en $s= 0,5266 aangehouden. Resultaten van de K0-CAU proeven In de tweede fase van dit onderzoek is geotech- nisch laboratoriumonderzoek uitgevoerd op rela- tief siltige kleimonsters, ook bekend als ‘zware klei’ en ‘transitional soil’ (i.e. Ponzoni et al, 2014; IenW, 2019), uit het dijktraject Ravenstein-Lith in het noordoosten van de provincie Noord-Brabant. In de literatuur zijn testprocedures met het SSCC- concept nauwelijks gepubliceerd en daarom moest voor dit type proef een testprocedure worden ontwikkeld en geverifieerd. Er is vastgesteld dat dit concept, bij het bepalen van sterkteparameters, met behulp van strain compatibility met succes kan worden toegepast op K0-CAU triaxiaalproeven en goede resultaten oplevert. Voor dit type klei toonde strain compatibility aan dat geotechnische sterkteparameters kunnen worden bepaald bij 10% axiale rek in plaats van bij 25% zoals voorge- schreven door de richtlijnen voor het beoordelen van macrostabiliteit (IenW, 2019). Vergeleken met een conventionele K0-CAU triaxiaalproef, dient de verzadigingsfase overgeslagen te worden. De te beproeven monsters dienen lucht gedroogd te zijn onder laboratoriumomstandigheden tot een 27 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 SAMENVATTING Dit artikel beschrijft het resultaat van een experimentele studie naar de invloed van de initieel onverzadigde zone op de macrostabiliteit van een kleiige rivierdijk in het kader van een masterscriptie aan de TU Delft. Door middel van de Suction Stress Characteristic Curve is het mogelijk om onverzadigde K0-CAU proeven uit te voeren op de gangbare triaxiaalproefopstellingen in Nederlandse geotech- nische laboratoria. Dit draagt bij aan de kennis over de onverzadigde zone en in de toekomst zou er wellicht extra sterkte toegekend kunnen worden aan deze zone, die nu nog niet benut wordt, en zou het kunnen leiden tot meer grip op de actuele sterkte van een dijk gedurende een hoogwatersituatie. Figuur 2 – Mohr-Coulomb lijnen bepaald voor monsters beproefd met verschillende volumetrische watergehaltes waarbij het monster van nature volledig verzadigd is bij watergehalte, %= 51.50%. 28 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 voorgeschreven volumetrisch watergehalte. De resultaten van deze proeven zijn te zien in figuur 2. In dit figuur zijn de Mohr-Coulomb lijnen afge- beeld zoals die bepaald zijn voor elke set proeven met een uniek volumetrisch watergehalte. Voor elke lijn worden de Mohr Cirkels geplot zoals weer- gegeven in figuur 3 en vervolgens wordt hier de Mohr-Coulomb lijn aan bepaald. Het volumetrisch watergehalte kan vervolgens gekoppeld worden aan een mate van negatieve waterspanning met behulp van de SWCC. Om deze bewering verder te onderbouwen dat het SSCC- concept met succes kan worden toegepast op K0- CAU triaxiaalproeven, werden de experimentele resultaten vergeleken met de resultaten die ver- wacht werden op basis van de gesloten vorm van de SSCC (Lu et al., 2010). Deze resultaten zijn te zien in figuur 4 en de resultaten komen goed over- een met de experimenteel bepaalde waarden uit de triaxiaalproeven. Hierdoor kan geconcludeerd worden dat onverzadigde geotechnische sterkte- parameters bepaald kunnen worden met behulp van de conventionele K0-CAU laboratoriumappa- ratuur in samenwerking met het SSCC-concept en rekcompatibiliteit. In Nederland is de veiligheidsfilosofie voor de beoordeling van waterkeringen gebaseerd op ‘Critical State Soil Mechanics’ (CSSM). Volgens CSSM kan cohesie alleen optreden als een monster overgeconsolideerd is. Dit betekent dat het nog niet voldoende rek heeft ondergaan om de critical state te bereiken. In de SSCC is de effectieve cohe- sie gedefinieerd als de som van de schijnbare cohesie (ten gevolge van negatieve waterspannin- gen) en de cohesie die aanwezig is bij volledig verzadigde toestand. De proefresultaten op monsters bij critical state bij 10% rek zijn weer- gegeven in figuur 5. Daaruit kan echter geobser- veerd worden dat er een cohesie van 4,8 kPa optreedt in volledig verzadigde toestand. Alhoe- wel dit mogelijk een aanknopingspunt is voor een discussie over de positie van transitional soils in het CSSM framework, is hier op dit moment geen eenvoudige verklaring voor te vinden in de litera- tuur (i.e. Ponzoni et al., 2014; Ponzoni et al., 2017). Om de proefresultaten consistent te houden met CSSM (en dus toegepast kunnen worden in D-Stability) wordt de curve in figuur 5 gecorrigeerd met de cohesie die optreedt in volledig verzadigde toestand. Dit resulteert in figuur 6 waar de schijnbare cohesie ten gevolge van uitdroging is weer-gegeven. Tevens is hier het volumetrisch water-gehalte, $w , omgerekend naar een gravi- metrisch watergehalte, w, door middel van $s= w *&d__&wwaarbij &dde bulkdichtheid (massa van de droge stof/de originele dichtheid) en &w de dichtheid van water is. Dit is gedaan omdat het relatief eenvoudig is om in het veld en in het laboratorium een gravimetrisch watergehalte te bepalen via metingen en daardoor zou deze figuur als ontwerpgrafiek kunnen dienen. In figuur 5 en 6 is een stippellijn geplot. Deze lijn komt overeen met de maximaal gemeten waarde in het veld in dit dijktraject door Van Duinen (2020). Er dient opgemerkt te worden dat dit de maximale waarde was wat de meetapparatuur kon registre- ren. Het is niet ondenkbaar dat de daadwerkelijke negatieve waterspanning in een gedeelte van de dijk hoger had kunnen zijn. De invloed van de initieel onverzadigde zone op de stabiliteit van een dijk In het kader van een casus zijn de verkregen proef- resultaten verwerkt in een representatieve door- snede uit het dijktraject Ravenstein-Lith. De doorsnede die hiervoor gebruikt is (zie figuur 7), is gemaakt voor het lopende dijkversterkings- programma conform de huidige ontwerpricht- lijnen. Indien rekening wordt gehouden met de extra sterkte door de initieel onverzadigde zone, kan dit een positief effect hebben op de veilig- heidsfactor. Op basis van de veldmetingen van Van Duinen (2020) en Calabresi et al. (2013), is een conserva- Figuur 3 – Voorbeeld van de Mohr-Coulomb lijn die aan de proefresulaten van K0-CAU triaxiaalproeven gefit is bij de proeven die uitgevoerd zijn bij een volumetrisch watergehalte van 16,09%. Figuur 4 – SSCC gebaseerd op basis van de triaxiaalproefresultaten (in blauw) en de SSCC gebaseerd op de SWCC parameters (in rood). N.B. 1 blauw datapunt is de resultante van alle individuele proeven op hetzelfde volumetrische watergehalte weergeg even in figuur 3. Tevens vormt figuur 3 de basis voor 1 lijn in figuur 2. Figuur 5 – Relatie tussen volumetrische watergehalte en effectieve cohesie. Figuur 6 – Relatie tussen volumetrische watergehalte en effectieve cohesie. 29 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2022 tieve schatting van de extra sterkte gemodelleerd op basis van de K0-CAU triaxiaalproeven. Daar- naast is rekening gehouden met vermindering van de sterkte ten gevolge van uitdrogingsscheuren. Op basis van onderzoek door Molenaar (2020) is hiervoor 50% reductie van de geotechnische sterkteparameters in de bovenste meter van de dijk en de deklaag aangehouden, omdat de zuigsterkte in onderliggende grondlagen gecorre- leerd is aan de scheurvorming in bovenliggende grondlagen. De aangehouden bodemopbouw van de kern van de dijk is weergegeven in figuur 8. Hierin is onderscheid gemaakt tussen het gedeelte boven de freatische lijn bij een Waterstand Bij Norm (WBN), de twee bruine grondlagen, en 4 grondlagen hieronder, de blauwe grondlagen in figuur 8. Ten slotte is aangenomen, dat het linker gedeelte van de dijk dat zich onder de WBN water- stand bevindt (het donkergroene gedeelte) niet verandert ten opzichte van de originele situatie. Dus geen sterktereductie door scheurvorming, maar ook geen extra sterkte ten gevolge van negatieve waterspanningen. Dit leidt tot een verhoging van de veiligheidsfactor van minimaal 1,7% in het meest conservatieve geval en 5,0% in een scenario wat ondersteund wordt door veldmetingen (Van Duinen, 2020). Echter dient opgemerkt te worden dat dit berekend is met karakteristieke waardes en zijn hier nog geen partiële factoren op toegepast. Om een beter beeld te krijgen op de invloed van zuigspanningen op de macrostabiliteit wordt geadviseerd om meer veldmetingen uit te voeren, zodat de initieel onverzadigde zone in een kleiige rivierdijk effectief én met een hoge mate van betrouwbaarheid kan worden gemodelleerd. Discussie en aanbevelingen Het SSCC concept kan succesvol toegepast worden op K0-CAU proeven die uitgevoerd worden met behulp van een conventionele triaxiaalproefopstel- ling. Door het SSCC concept toe te passen blijkt dat er extra sterkte toegeschreven zou kunnen worden aan kleiige rivierdijken in Nederland wanneer men rekening houdt met de initieel onverzadigde zone. In de toekomst biedt dit een mogelijkheid om conservatisme te reduceren en dijken efficiënter te ontwerpen. Hiervoor is het belangrijk om velddata te kunnen interpreteren en een indruk te verkrijgen van de actuele, tijds- afhankelijke stabiliteit van dijken. Door middel van figuur 6 wordt het mogelijk om de lokale empirische conusfactor, N kt, voor het onverza- digde gedeelte te bepalen. Hiervoor dient tijdens een sondering ook het watergehalte van de grond bepaald te worden zodat de gemeten conusweer- stand gecorrigeerd kan worden op basis van de SSCC resultaten. Het meenemen van de sterkte in de initieel onver- zadigde zone in een dijk kan in de toekomst dus wellicht een waardevolle bijdrage worden aan de gereedschapskist van geotechnische ingenieurs in Nederland. Dankwoord Deze scriptie is tot stand gekomen in samen- werking met Arcadis en Inpijn Blokpoel ingenieurs. Geotechnische proeven zijn uitgevoerd in het laboratorium van Inpijn Blokpoel ingenieurs, TU Delft en Deltares. Naast de auteurs van dit artikel, zijn de volgende personen betrokken geweest bij de begeleiding van dit onderzoek: dr. ir. Anne- Catherine Dieudonné, dr. ir. Rodriaan Spruit, dr. ir. Robert Lanzafame en dr. ir. Mark van der Krogt. Literatuur –Buiten, H. W. (2020). The influence of suction on the shear strength of a clay dike. – Calabresi, G., Colleselli, F., Danese, D., Giani, G., Mancuso, C., Montrasio, L., Nocilla, A., Pagano, L., Reali, E., & Sciotti, A. (2013). Research study of the hydraulic behaviour of the Po river embankments. Canadian Geotechnical Journal, 50 (9), 947–960. – Greeuw, G., Essen, H. M., van, & Van Duinen, T. A. (2016). Protocol laboratoriumproeven voor grondonderzoek aan waterkeringen. Deltares report 1230090-0190GEO-0002. – Lu, N., & Godt, J. W. (2013). Hillslope hydrology and stability. Cambridge University Press. – Lu, N., Godt, J. W., & Wu, D. T. (2010). A closed- form equation for effective stress in unsaturated soil. Water Resources Research, 46(5). – Lu, N., & Likos, W. J. (2006). Suction stress characteristic curve for unsaturated soil. Journal of geotechnical and geo-environmental engineering, 132(2), 131–142. – Ministerie van Infrastructuur en Waterstaat (IenW), (2019). Schematiseringshandleiding macrostabiliteit - WBI2017 v3.0. – Molenaar, F. (2020). Numerical analysis of the influence of desiccation cracks on the stability of Dutch river dykes. – NEN. (2018). Nen-en-iso 17892-9:2018 geotech- nical investigation and testing – laboratory testing of soil– part 9: Consolidated triaxial compression tests on water-saturated soils. – Ponzoni, E., Nocilla, A., & Coop, M. (2017). The behaviour of a gap graded sand with mixed mine- ralogy. Soils and foundations, 57 (6), 1030–1044. – Ponzoni, E., Nocilla, A., Coop, M., & Colleselli, F. (2014). Identification and quantification of transitional modes of behaviour in sediments of venice lagoon. Géotechnique, 64 (9), 694–708. – Van Duinen, T.A. (2020). Shear strength for initially unsaturated soil – intermediate results measurements Oijen and Westervoort. Deltares report 11204453-002-GEO-0001. ! Figuur 7 – Grondopbouw representatieve doorsnede dijktraject Ravenstein-Lith. Figuur 8 – Geschematiseerde laagopbouw voor het modelleren van de initieel onverzadigde zone.

GEO2022 Sp SW Cover

International - Stress Wave Special 2022

Carlos Fernandez TadeoAllnamics Espana Marcel BielefeldAllnamics Pile Testing Experts BV, NL Rob van DorpAllnamics Pile Testing Experts BV, NL Nicolas MoscosoAllnamics Pile Testing Experts BV, NL Gerald VerbeekAllnamics USA Introduction For a project in the old port of Barcelona large diameter (1.5 m) cast in-situ piles with design service loads 6 - 8 MN were constructed. The piles installed 28-35 m in a soil profile that mostly consisted of (silty) sand. On 2 of the first construc- ted piles full-scale bi-directional load tests were planned to check pile capacity. With this type of load test, an embedded jack assembly is embed- ded in the pile shaft, pushing the upper part (shaft) up and the lower part (toe) down, with parts using each other for reaction. An essential limitation of the method is that the maximum test load is limited to the ultimate capacity of either shaft or toe, so ultimate capacity of the other will remain unknown. Unfortunately, this is what happened with the bi-directional tests performed on the project: the pile toe failed before required capacity was reached, while the behavior of the shaft suggested that only a portion of its capacity was mobilized when the test had to be terminated. However, this could not be concluded from the available test results, so additional load tests were needed to be able to accept the pile design. These tests had to be performed on already constructed piles (50 pcs), which ruled out bi-directional testing. A different test method was needed, with the understanding that execution of the tests should take as little time as possible, in order to minimize the delay of the – already suspended – project. Possible Pile Load Test Methods Tr a d i t i o n a l s t a t i c l o a d t e s t s ( S LT ) a r e co n s i d e r e d the most reliable. However, performing takes a lot of transport and time, both for the construction of the reaction system and for the test itself. This results in high costs and a long execution time, especially in case of high test loads and multiple test piles, like in this case. This made SLT not viable. An alternative method is a dynamic load test (DLT), which offers high test productivity and eliminates the need for a reaction system. To perform a DLT, a single blow is applied to the pile head with an impact ram with a mass of 1%-2% of the required mobilized static capacity. The impact (5-15 msec) generates stress waves that are monitored by accelerometers and strain gauges mounted near the top of the pile. To estimate the mobilized static resistance, the recorded data is analyzed using signal matching techniques based on simulation of the stress wave propagation through the pile. However, the advantages of cost savings and short test duration are offset by a reduction in the accuracy of the test results as well as the relatively wide spread in results related to the user depen- dency of signal matching, especially for concrete piles. In addition, DLT involves peak loads on the pile that are much higher than the mobilized static capacity. So much higher, that DLT can damage a concrete pile. Simulations made for this project revealed that the required DLT was likely to damage the piles. RAPID LOAD TESTING OF FOUNDATION PILES IN BARCELONA Figure 1 – Rapid Load Te s t i n g o n s i t e . Figure 2 – Specifics of dynamic and rapid load testing. 10 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL To a v o i d t h e s e d r a w b a c k s o f D LT , i t w a s d e c i d e d to use another alternative method: Rapid Load Te s t i n g ( R LT ) u s i n g a S t a t R a p i d d e v i c e . T h e d e v i c e s generates a load with increased duration (100-200 msec) by free fall of a drop mass of 5% to 10% of the required test load on a specially developed spring cushioning placed on the pile head. To prevent any rebound, a catching mechanism is activated after the drop mass impacts the pile head. For each load cycle, the applied force, displacement and acceleration at pile head level are directly measured. By varying the drop mass and drop height multiple, increasing load cycles can be applied. Apart from extending the load duration, the spring system also greatly reduces the stresses in the pile head. Therefore, it is a particularly convenient test method for concrete piles. Unloading Point Method (UPM) Due to the increased load duration during RLT the pile can be assumed to behave as a rigid body, where velocity and acceleration are the same along the entire length of the pile. To ensure this is the case, international standards specify a minimum load duration T load > 10 L/c where L is the pile length and c is the stress wave velocity through the pile. On that basis Middendorp developed the Unloading Point Method (UPM), which is the commonly used method to analyze data obtained from a Rapid Load Test. The UPM is straightforward and, more importantly, is independent of the person perfor- ming the analysis. Rapid Load Testing and UPM are implemented in various international standards, among which ASTM D7383 in USA and Eurocode EN-ISO-22470-10:2016, which was applicable to the project in Barcelona. The UPM centers around the point where the velocity of the pile equals zero (v upm = 0). At this point (t upm ), that can be easily identified in the mo- nitoring results (see picture), the displacement of the pile is maximal and the pile can be assumed to behave quasi-statically. The total pile resistance during a load test can be split into three components: static, dynamic and inertial. See [Eq. 1]: Fsoil = F static +Fdynamic +Finertia = (k ∙u) + (C ∙v) + (m ∙a) With k the static soil stiffness, C the soil damping, m the pile mass and with u, v and a respectively dis- placement velocity and acceleration of the pile. The fact that v = 0 at t upm implies that F dynamic = 0 at t upm in [Eq. 1]. Furthermore, given the equili- brium of forces, the measured force from the Rapid Load Test (F RLT) can be expressed as shown in [Eq. 2]. FRLT = F soil = F static + 0 + F inertia = (k ∙u) + 0 + (m ∙a) Rearranging [Eq. 2], the mobilized static resistance (Fstatic ) can be computed using [Eq. 3]. Fstatic = F RLT - Finertia = F RLT - (m ∙a) In this equation, the pile mass (m) is known and all other factors at tupm are measured directly; using load cells (F RLT ), accelerometers (a) and optical sensor (displacement). With all factors at t UPM known, the mobilized static resistance F static can be determined. Despite the quasi-static behavior, RLT is still a quick test, that does not capture time-dependent phenomena like creep or pore pressure dissipation. Therefore, the value of F static determined using [Eq. 3] needs some correction to take these so-called loading rate effects into account. See [Eq. 4], where ηrepresents the loading rate effects factor on soil type. Typical values for ηare 1.00 for rock, 0.94 for sand and 0.66 for clay. [Eq. 4] Fstatic,corrected = η· Fstatic Te s t s t r a t e g y a n d s a f e t y p h i l o s o p hy For load testing it is common to require a factor of safety (FoS) of 2.0 for the test piles. With design working loads 6-8MN that implied required test loads of 12-16 MN. The only StatRapid device that was available within the required time frame had a 40 ton drop weight with 10 MN nominal test capacity. Higher loads are also possible, but with shorter load duration, which can only be accepted as long as the criterion T load > 10 L/c remains fulfilled. Computer simulations performed in advance to establish the maximum possible test load that still fulfilled this criterion, revealed that loads up to 12-13MN could be achieved in this case. It should be noted that in foundation works, increasing safety is about reducing uncertainty. Uncertainty is better reduced by testing more piles with lower FoS than by testing less piles with a higher individual FoS. The client and local authori- ties acknowledged this and accepted the proposal to test 50% of the already installed piles (25 pcs) Figure 4 – Direct monitoring of force, displacement & acceleration. Figure 3 – Measurements needed to determine static resistance using the Unloading Point Method (UPM). SUMMARY After the planned bi-directional load tests for a construction project in the port of Barcelona showed inconclusive results, execution of a large number of additional pile load tests was required, at short notice and with heavy test loads. This was possible by performing Rapid Load Tests (RLT), using a StatRapid device. In total 25 tests up to 12 MN were executed within 9 working days, putting the project back on track. 11 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL with test loads corresponding to a FoS of at least 1.20 – 1.30. Among the test piles were the piles that had also been subjected to the inconclusive bi-directional tests. Te s t e x e c u t i o n The 25 test piles were divided over 4 different load classes, with required minimum test loads varying between 8 and 11 MN. Rapid Load Tests were performed in accordance with a dedicated test protocol. The first test piles were tested in 5 load cycles with a gradually increasing test load, in order to establish a good understanding of the soil response. Given the small plot size and limited site variability, subsequent tests could then be optimized by applying only 2 load cycles: the first one to confirm the soil stiffness and the second to mobilize the required capacity. In cases where test results seemed different from average, additional load cycles were performed to obtain extra data for the load- displacement curve for that particular pile. Each load cycle took approximately 10 to 15 minutes to perform. For this project, a 400-ton crane was chosen, which was able to move the fully assem- bled device (63 ton) from one pile location to the next. Using this procedure the 25 load tests were performed within 9 working days, with an average of 3 tested piles per day. The last test pile was used for a small experiment, applying the maximum drop height of the device (4,0 m) and monitor load duration and maximum test load. Te s t r e s u l t s An overview of the main results is shown in the table. On average, the mobilized static resistance corresponded to FoS = 1.19 – 1.34. It should be noted that mobilized capacity is a safe lower bound value of ultimate capacity, because none of the piles failed during the tests. Conclusion After an inconclusive bi-directional load test at the start of the project, Rapid Load Testing was successfully applied to confirm the axial resistance of 50% of the already installed piles. By testing 25 piles in 9 working days, with test loads 8-12 MN and positive test results, the confidence in the pile design was restored and installation of the remaining 368 piles could be resumed. An open mind regarding safety philosophy on the side of client and authorities, as well as excellent coordi- nation between general contractor and testing contractor were key to the successful completion of this testing work, without any further impact to the overall project schedule. References –Hölscher P.; Tol van F. (2009). Rapid Load Testing on Piles, Boek, ISBN 978-0-415-48297-4 ; e-book: 978-0-203-88289-4 , P.1-180 , CRC Press/Balkema. –Jardin R.J., Chow.F.C., Overy.R.F. and Standing. J.R. (2005) ICP Design methods for driven piles in sand and clays. Thomas Telford London, 97. –Middendorp. P. (2000). Keynote lecture: Statnamic the engineering of art., International Conference on Application of Stress Wave Theory to Piles, Sao Paulo, Brazil, P.551-562 , A.A. Balkema. –Hölscher, P., van Tol, A.F., Middendorp, P. (2008). European standard and guideline for Rapid Load Te s t , 8 t h I n t . Co n f . A p p l i c a t i o n o f s t r e s s - w a v e theory to piles, Lisbon, P.699. ! Figure 5 – Cyclic load-displacement diagram from a Rapid Load Test. Figure 6 – Corresponding static load-displacement diagram derived from the Rapid Load Test. Figure 7 – Moving the fully assembled and loaded test device. Figure 8 – Cyclic load-displacement diagram from a Rapid Load Test. 12 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS Whether as a supplier of hardware and software for foundation testing and pile driving simulation or as a reliable advisor in these areas, Allnamics’ activities are founded on 50 years of experience with foundation piles, impact driven as well as vibro driven, onshore as well as offshore. During those years our staff was intimately involved in the development of multiple testing methods, such as low strain dynamic testing, high strain dynamic testing and Rapid Load Testing With these capabilities, Allnamics is ready to support the installation of deep foundations around the world. • STAT RAPID PILE LOAD TESTING • STATIC AND DYNAMIC LOAD TESTING (SLT/PDA) • SIMULATIONS OF PILE INSTALLATION FOR IMPACT AND VIBRATORY HAMMERS • QUALITY CONTROL OF NEW AND EXISTING FOUNDATIONS • MONITORING PILE INSTALLATION (PDA/VDA) • ALLWAVE DRIVEABILITY SOFTWARE • PDR PILE MONITORING EQUIPMENT ALLNAMICS.COMALLNAMICS.COM AMI ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS testing and pile driving simulation or as a reliable advisor Whether as a supplier of hardware and software for foundation ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS in these areas, Allnamics’ activities are founded on testing and pile driving simulation or as a reliable advisor Whether as a supplier of hardware and software for foundation ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS in these areas, Allnamics’ activities are founded on testing and pile driving simulation or as a reliable advisor Whether as a supplier of hardware and software for foundation ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS TIC AND DYNAMIC LOAATSTTA • PILE LOAD TE RAPID D TATS• ALLNAMICS GEOTECHNICAL & PILE TESTING EXPERTS T/PDA ) OAD TESTING (SLLT PILE LOAD TESTING With these capabilities, Allnamics is ready to support the 50 years of experience with foundation piles, impact driven With these capabilities, Allnamics is ready to support the testing and Rapid Load T as low strain dynamic testing, high strain dynamic in the development of multiple testing methods, such During those years our staff was intimately involved as well as vibro driven, onshore as well as offshore. 50 years of experience with foundation piles, impact driven in these areas, Allnamics’ activities are founded on With these capabilities, Allnamics is ready to support the esting testing and Rapid Load T as low strain dynamic testing, high strain dynamic in the development of multiple testing methods, such During those years our staff was intimately involved as well as vibro driven, onshore as well as offshore. 50 years of experience with foundation piles, impact driven in these areas, Allnamics’ activities are founded on PDR PILE MONITORING EQUIPMENT VE DRIVEABILITY SAAWWA ALL LW • A MONITORING PILE INST TA • TIONS EXI STIN G FOU ND AAT QUALITY CONTROL OF NEW AND • TORY HAMME AND VIBRA AT TIONS OF PILE IN SIMUL AAT • PDR PILE MONITORING EQUIPMENT ARE SOFTW WA TION (PDA/VDA) ALLA AT QUALITY CONTROL OF NEW AND TORY HAMMERS ACT TION FOR IMP ALLA AT STTA installation of deep foundations around the world. installation of deep foundations around the world. PDR PILE MONITORING EQUIPMENT• PDR PILE MONITORING EQUIPMENT 13 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL Introduction Worldwide awareness of climate change continues to increase, as do calls for action. Reducing our carbon footprint is a priority if we hope to minimize the impact of global warming. Concrete produc- tion is responsible for 5% to 7% of total CO 2 emissions worldwide. The construction industry, and in particular the foundation industry, can take steps to reduce their contribution. Accurate foundation design is a critical area for efficient use of concrete and steel in the ground. Calibration of the design of foundations can unlock huge savings in terms of material usage and project timescales and these are best done by full-scale load testing to evaluate the pile or barrette behaviour. Bi-directional pile load testing Full-scale static load testing can be performed by either applying the full test load at the head of the foundation in the traditional manner, with kentledge or a reaction beam and anchor piles, or performed bi-directionally by casting the loading element within the foundation itself. O-cell ® bi-directional load testing can be used to verify the pile performance and compare it against the design in the most efficient, safe and cost- effective manner of all types of foundations – particularly for larger test loads. The following project examples illustrate some of the benefits of using bi-directional load tests and how effective they are at reducing carbon emissions. Two construction projects in Switzerland Foundations for an extension to the Rolex factory are being constructed in Geneva. Ground conditions in the area are characterised by soft post glacial deposits with the moraine layer found at more than 50 m. With a traditional nominally cylindrical pile design the toe of the piles would be found in the moraine. Instead an alternative pile installation technique using a ream was considered and the behaviour of two test piles verified with O-cell ® tests. The reamed design piles have a significantly smaller diameter considerably reducing the volume of the piles and therefore the material extracted, concrete used, transport requirements etc. Table 1 below shows the comparison between the initial BI -DIRECTIONAL O -CELL ® FOUNDATION TESTING: TO OPTIMISE FOUNDATION DESIGN SAFELY AND SUSTAINABLY Photo 1 – Construction work in Geneva; the carbon footprint on the project was reduced by one third (420 tonnes) using, among other things, electric concrete trucks. Ta b e l 1 – Savings due to base enlargement (Source: Implenia/ Fugro). Photo 2 – Photo 2: BAUER Spezialtiefbau GmbH verified the foundation design for a more cost-efficient and less time-consuming solution. Maarten ProfittlichFugro Foundation Te s t i n g ( L o a d t e s t ) Melvin EnglandFugro Foundation Te s t i n g ( L o a d t e s t ) 14 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL traditional pile foundation plan and the alternative solution. On another project for the Swiss private bank, Pictet, three barrettes were load tested, at different depths, to optimise their design. In addition to the benefits of using bi-directional load testing the contractor used electric concrete trucks (see photo1). Elbtower Hamburg Fugro has completed a successful load-testing programme on Germany’s longest rotary bored piles as part of the foundation design verification for the planned Elbtower construction in Hamburg. On completion, the 244 m high Elbtower will be the third tallest skyscraper in Germany and forms part of a 157 hectare megaproject to redevelop the former harbour and industrial areas of HafenCity. Located on low load-bearing ground near the Elbe river, the Elbtower’s foundations will rest on long piles to transfer the load to a deep load-bearing soil layer and prevent long-term settlement. Deep foundation contractor BAUER Spezialtiefbau GmbH constructed several bored test piles up to 111.4 m long and 1850 mm in diameter, and Fugro provided unique load-testing and measurement technology for the pile-testing programme. The advantage of Fugro’s in situ load testing, especially on piles of this size and ultimate load-bearing capacity, is that clients can verify and potentially optimise their foundation design without the need for costly and time-consuming installation of reaction piles used in traditional load testing. High speed rail lines across Europe Fugro is also involved at numerous sections of HS2, the UK’s new high speed rail network, including foundation testing programs. HS2 will integrate new railway lines and upgrades across Britain’s rail system to deliver faster travel to many towns and cities not directly on the HS2 route, including Liverpool, Sheffield, Leeds, Nottingham and Derby. 170 miles of new high-speed line is already under construction between Crewe and London, employing around 25,000 people. In total, the Government is planning over 260 miles of new high-speed line across the country. HS2 trains will be powered by zero carbon energy for a cleaner, greener future. Some of the first contributions for the tests in the chalk of the Chilterns has provided a possible foundation size reduction of 70 % when compared with the original design. One of the most recent projects is the foundation test program at Birming- ham Curzon Street Station (photo 3). This station will be at the heart of the high-speed rail network in the West Midlands. It will be one of the most environmentally friendly stations in the world. Two key benefits of our full-scale pile testing program are the saving on materials due to shorter pile lengths and increased design confidence. Summary and conclusions Worldwide awareness of climate change continues to increase, as do calls for action. Reducing the carbon emissions for buildings and infrastructure can help to limit global temperature rise and achieve a net zero future. Concrete production is responsible for 5% to 7% of total CO 2emissions worldwide. The construction industry, and in particular the foundation industry, is able to take steps to reduce their contribution. One potential saving is through optimising the foundation of (high-rise) buildings, bridges and infrastructure projects. Accurate foundation design is a critical area for efficient use of concrete and steel in the ground. Calibration of the design of foundations can unlock huge savings in terms of material usage and project timescales and these are best done by full-scale load testing to evaluate the pile or barrette beha- viour. O-cell ®bi-directional load testing can be used to verify the pile performance and compare it against the design in the most efficient, safe and cost-effective manner of all types of foundations – particularly for larger test loads. The project exam- ples described in this article show that using full-scale static load testing with O-cell ®bi-direc- tional testing can reduce carbon emissions and improve project efficiencies. ! Photo 3 – Artist impression of Birmingham Curzon Street Station where pile design is being verified with O-cell ®bi-directional testing (source: hs2.org.uk). 15 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL To ﬁnd out more loadtest@fugro.com Q Full scale static load test Q Safer and more cost eﬀective than traditional tests Q Magnitude of load only limited by the ground conditions Q More than 30 years of experience in over 60 countries O-CELL ® BI-DIRECTIONAL TESTS TO OPTIMISE YOUR FOUNDATION DESIGN SAFELY & SUSTAINABLY C O- T EC RI I-D B MIIT O OP T T AAT D N OUF L ® EEL ® C A L ST SE TL A N R OI S U O E Y S N MI NG I S E D O TI Q Q T oac litat e slacl sluF Q o ceor m nd arfeaS daloff o deutingaM Q 0 years of e More than 3 AAT D N OUF S && YLLYE AF S ond t N m t N se d toa t se tla tionida trna thevticeﬀ etso c nd our ge thy bdetim 0 countries i lyl ond xperience in over 6 0 years of e GI S E D Y O TI T LLY NAB AITTA S U S s s tioni ond 0 countries mt ou nd ﬁoT guf t@ estdaol m e or ooc.org Interested? Take a look at www.werkenbijhakkers.com or visit our socials Research Design & Construct ‘Probability theory can be applied to driveability predictions to quantify refusal risk’ ch Design & Cons esear R ch Design & Cons truct ch Design & Cons t w ake a look aTTa ed? estertnI om or visit our socials.c kers kenbijhaker.www t w om or visit our socials Interested? Take a look at www werkenbijhakkers com or visit our socials ‘Probability theory can be applied to driveability predictions to quantify refusal risk’ tw ake a look aTTa ed? estertnI om or visit our socialsc kers kenbijhakerw ww tw om or visit our socials Interested? Take a look at www.werkenbijhakkers.com or visit our socials t w ake a look aTTa ed? estertnI om or visit our socials.c kers kenbijhaker .www t w om or visit our socials 16 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL DEVELOPMENT OF ADVANCED PILE INTEGRITY TEST METHODS FOR CAST IN-SITU PILES 1. Introduction Tr a d i t i o n a l s o n i c t e s t i n g o f c a s t - i n s i t u fo u n d a t i o n piles is cheap and reliable. However, for deeper or less pronounced defects the reliability is limited. Measurements often lead to discussion on the question whether the defect is acceptable or not. To s o l v e t h i s , a d d i t i o n a l m o r e a c c u r a t e i n d e p e n - dent methods to determine the real size of the defect is desired. New methods are suggested (e.g. [2][5]) but the reliability of these methods is unknown. In this research we tried to get more insight, by compa- ring the results of all methods on 20 test piles with intentionally created defects. Two new methods are discussed in more detail. 2. Field-test A field test with 20 cast in-situ piles had been created. The site is located at the office of Deltares in Delft. The soil profile has about 8 m soft soil with some peat and clay layers above a sand layer of about 4 m. The piles (10 m length) had their toes in this sand layer, but had been designed for testing only, not for bearing capacity. Seventeen piles had one or two realistic defects such as bulges, necks and fractures. The bulges were created by injection of concrete through in advance installed pipes. The necks were prepared by tires filed with clay that were placed in the pile during installation. The fractures were created by a heavy lorry that hits the pile softly. The piles were prepared for application of several advanced inspection methods (see Figure 1): – Sixteen piles had a single tube in the centre of the pile. This facilitates Single Hole Sonic Logging (SHSL, see e.g. [5]) and Seismic Tube (ST). The seismic tube will be discussed in Section 4. – Four piles had three equidistant holes facilitating Cross-Hole Sonic Logging (CHSL). – All piles had one or two deep accelerometers for Deep Acoustic Check (DAC). This method will be discussed in Section 3, – Some piles had Discrete Temperature sensors (DT) and Fibre Optics (FO) to measure tempera- ture. – The distance between the piles was large enough to facilitate pushing a seismic cone along the pile to test Parallel Seismics [2]. – All piles were tested by traditional sonic testing by several experienced companies. Based on the measurements all involved parties made a blind judgement of all piles, using their own methods. Based on the comparison of the predictions and the created defects, and expe- rience of the field test the applicability of methods is discussed. – The traditional PIT with one transducer and a hammer blow at the pile top turned out be the most reliable. – The temperature measurements by the fibre optics and the acoustic SHSL give comparable results. The temperature method requires the installation of a fibre in the pile, the SHSL method requires a central hole. Both methods did not yet give additional information on the size of a defect. The temperature method is very fast, it measures during the curing. This gives the shortest response time after pooring the pile, since there is no need to wait for pouring of the concrete. – The PS gave reasonable results, under the condi- tion that the transducer is not coupled to the rod. This requires an uncoupling mechanism, that can coupled again in the soil, or the measurement should start at sufficient depth. The advantage of the method is that it doesn’t require prepara- tion in the piles, but the site must be accessible for heavy equipment. – ST, DAC and CHSL didn’t give results. ST measu- rements required additional interpretation. DAC was hindered by failure of the transducer that was used at the pile head. The number of piles with three tubes was too low to give a judgement over CHSL. Figure 1 – Overview of the methods that are tested. Victor HopmanDeltares Paul HölscherDeltares Aukje VeltmeijerDelft University of Technology 4 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL After the tests, seven piles have been removed. The selected piles had the largest difference between the intended defect and the defect detected by the measurements interpretation or had very different answers from the measurments. After removal, these piles were inspected visually and (later on) the circumference has been measu- red. It shows that the creation of a neck with a rubber tire worked well, although some tires were damaged and felt down to the toe of the pile. In- jection by concrete to did create some bulges but was hampered by blockage of the pipes. It turns out to be important to regain the piles to check the defects precisely. 3. Deep Acoustic check The basic idea of the Deep Acoustic Check is to add cheap (lost) transducers (Mems) deep in the pile. The signals that are measured by these deeper transducers, can be interpreted by similar methods as the traditional transducers at the pile head. The method has been tested experimentally in the field-test after the initial work. The applied Mems accelerometers are sufficient sensitive to get (after integration) velocities in the pile that can be inter- preted. Ta b l e 1 s h o w s a s u m m a r y o f t h e d e fe c t s i n t w o piles that were excavated and inspected after testing. The piles had been selected on discussion about the real defects. This inspection showed that the intended defects were often not as expected. Ta ble 1 – Summar y defects in piles Pile 6 8 Length pile [m] 8.94 9.15 Depth transducer 1 [m] 4.4 5.7 Derived wave speed [m/s] 4541 4341 Depth transducer 2 [m] 6.4 6.7 Derived wave speed [m/s] 4451 4376 Shallow defect none none Deep defect bulge bulge Depth defect [m] 7.5 8.0 Figure 2 shows an example of a measurement on Pile 6. The figure is presented as a seismogram, with on the horizontal axis the time, and on the vertical axis the position and amplitude. Pile 6 has one transducer at the pile head and two deep transducers at 4.4 m and 6.4 m under the pile head. Figure 3 shows similar results for pile 8.The signal of the transducer at the head suffers from the integration. This suggest that for this position the mems require a very high sampling rate to be able to integrate to velocity. A traditional transducer might be preferable. Deeper transducers have less influence of this aspect, presumably since the very high frequencies are damped during propagation. Figure 2 shows that the actual wave speed can be determined accurately. The determined propaga- tion of the waves is shown by dashed lines. For this short pile this is not very relevant, but for longer piles the uncertainty on wave speed hinders the accurate determination of pile length. The deep transducers solve this quandary. Figure 4 shows the diameter on depth for both pile 6 and 8. The circumference had been measured, Cast in-situ piles are sensitive for defects during installation. Therefore, integrity of the pile-shaft must be tested. Traditional sonic testing often leads to discussion on the acceptance of piles. More advanced methods that give reliable information on concrete quality and diameter of the pile at distrusted locations are required. This paper describes a field test in which several of these methods have been evaluated. Two methods (Seismic Tube and Deep Acoustic Check) are presented in more detail. SUMMARY Figure 2 – Results of Deep Acoustic Check at pile 6. Figure 3 – Results of Deep Acoustic Check at pile 8. Figure 4 – Diameter of piles from measured circumference for pile 6 and pile 8. 5 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL and under the assumption of a circular cross-sec- tion, the diameter is derived. Pile 6 has a clear bulge close to the toe. The transducers are well above the defect, but this defect is close to the toe. The toe reflection hinders the interpretation. Pile 8 has two bulges. The two transducers are in the highest (closest to the pile head) bulge. This complicates the interpretation. The interpretation shows that the transducer should be located a sufficient distance above the defects. This distance should be at least the length of the impact wave in the pile. In this case, the wave speed is 4500 m/s and duration of the blow is 0.7 ms. The length of the wave is thus 3.1 m. The transducer is 1.6 m above the neck, so the incoming wave and reflected wave are interfering. However, the different shape of the measured signal at top and at depth shows that there is a neck below. Since the bulges in these piles are close to the pile toe, the interpretation is challenging. This shows that tests on short piles have limited value for re- search, since the signals are interfering too much. 4. Seismic tube The Seismic Tube has been specially designed to gain detailed information of defects, by the appli- cation of high-frequency (about 50 kHz) acoustic waves. The seismic tube has two acoustic sources and 8 equidistant acoustic receivers in between. The idea is based on the methods used for seismic surveys. The presence of two sources makes it pos- sible to use two acoustic signals at one position. The present of 8 receivers makes it possible to cre- ate a seismic profile. The instrument is lowered into a tubular hole in the pile, see Figure 5. By performing the measurement with the Seismic Tube at different heights, a mea- surement is obtained that is comparable to the Sin- gle Hole Sonic Logger. However, the presence of eight transducers (instead of one, as with the SHSL) makes it possible to apply seismic interpre- tation techniques. Figure 6 shows a measurement as seismogram, i.e. the time signals are presented at the position where it is measured. The signals are multiplied with a factor that is proportional with the distance between the transducer and the source. This avoids that the decay of the signals makes the signals further away almost invisible. This figure suggests that the decay is quadratic with distance. However, the cumulative energy in the signals shows that the energy decay is less, about amplitude multiplied with square toot of amplitude. The signals that had been measured in the test field have been analyzed more in detail by Veltmei- jer [4]. One of the methods tested is the well- known surface wave inversion (e.g. MASW), but this did not lead to a useful result. This analysis lead to the conclusion that several wave types are propagating in the pile. They can be picked by the arrival times: – a direct wave propagating parallel with the pile axis (straight characteristic) – a “surface” wave (Stoneley wave) propagating parallel with the pile axis (straight characteristic) – a refraction wave (curved characteristic) – a reflected wave (curved characteristic) – a reflected refraction wave (curved characteristic) Veltmeijer also created an interpretation tool that can be used for picking the waves from the measu- red signals Figure 7 shows an example. The tool shows that the complex structure of the waves propagating in the pile can be understood. The first arrivals give information on the wave speed in the concrete and thus the quality of the concrete in the core. To determine the diameter of the piles locally the reflected waves must be deter- mined, while these waves interfere with the direct waves that arrive in positions further away only slightly earlier. Figure 6 – Measurement in Pile 13 at 5.67 m depth presented as seismogram. The legend presents the multiplication factors for the signals. Figure 3 – Example of wave picking tool, showing the complex wave system [7]. Figure 5 – The seismic tube is placed in the hole in a pile. 6 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL This research also shows that the frequency about 50 kHz of applied source of the seismic tube seems sufficient. The tool was tested for practical engineering but turned out to be too sensitive for user choices. This means that the method has been proven to be pos- sible, but improvement is still required. This can be carried out by improvements of the instrument or automation of the interpretation procedure. Espe- cially an approach which is based on source charac- teristics. If the direct wave and surface waves are distinguished from the other waves, the seismic tube offers the possibility to get insight in the thickness of the piles. The results of this analysis also have consequences for the interpretation of Single Hole Sonic Log- ging, where only one transducer is used. The waves that carries information on the diameter of the pile are the reflected and refracted waves. These waves are not very strong and always in the shadow of the direct waves. This suggests that SHSL is a useful tool for checking the concrete quality, but not for evaluation of the pile diameter. This agrees with the findings by Palm [5]. Application of a seismic tube is expected to give more precise information on quality of concrete. 5. Conclusion The experience during the installation of the test piles shows that the creation of artificial defects is complicated. Removal of the piles after testing and proper inspection is essential to evaluate the real defects. The new advanced technologies described in this paper have potence to give more insight than experienced engineers get by traditional PIT. However further development and more expe- rience are needed. The DAC method seems useful for longer piles. The position of the transducers must be optimised for the pile length and the expected positions of the defects. The Seismic Tube gives good information on the co ncrete quality (from the wave speed). To derive the diameter, the interpretation needs the discrimina- tion of direct waves and waves that are reflected form the edge. This research will start with experi- mental work at the demonstration day at the Stress Wave Conference in September 2022. Acknowledgement This work has been founded by the companies that were participating in the project: van ‘t Hek, Brem, Hektec,Volker Staal en Funderingen, Fugro, Profound, Leiderdorp Instruments and Directo- rate-General for Public Works and Water Manage- ment and the research program Geo-impuls [3] References [1] Hopman, V., Hölscher, P., report Opzet test- locatie voor in de grond gevormde palen - COB, 2016. [2] de Groot, P.H., report The parallel Seismic detection of defects in pile foundations, MSc report TU-Delft, the Netherlands, 2014 https:// repository.tudelft.nl/. [3] Geoimpuls, see http://www.geoimpuls.org [4] Veltmeijer, A., Seismic Properties of Founda- tion Piles, Diameter determination of in-situ created foundation piles using the Seismic Tube, MSc-thesis Applied Geophysics Research, IDEA league Delft University of Technology/Deltares, August 2019 [5] Palm, M., Single-hole sonic logging, A study of possibilities and limitations of detecting flaws in piles, MSc report, Royal Institute of Technology (KTH), Department of Civil and Architectural Engineering, Stockholm, Sweden, 2012, www.diva-portal.org/smash/get/diva2:542054/ FULLTEXT01.pdf. ! www.deltares.nl From experimental research to practical application We work on geotechnics in • • • • Deltares is an independent institute for applied research in the ﬁeld of water and subsurface. Worldwide, we work on smart technological innovations and sustainable solutions for societal challenges Adv-Geotechniek-From experimental research to practical application-Geotechniek-2022-208x134mm.indd 1 15-03-2022 08:29 h claetic so fors onitlu so noitavo nn ialcigool hn ect , wediwdlro . Wecafrusbus e ﬁh n th icraese d reilppa denep den in a isseralteD .s genlela el abniats sud ansn t ram n s k oro e w , w d n r aeta f w d ole e ﬁ foretuittsn itn de sertu ucrts snoitad unoF• nl aia, rdaoR• ol f nd aeskiD• ork on geot e wW d unogrred undn a erutcurtsarfne inilepi d p cesneffee ddoo echnics in ork on geot www oor petamilC• sertu ucrts .nl es deltar. www skrowt neff oo 7 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL T he family owned company Van ‘t Hek was founded in 1945 in the Netherlands as a General civil contractor. In the 1970’s the company put focus on the execution of Deep Foundations by Piling and sheet pile retaining structures as a sub-contractor. Back in the day it were mainly timber - and precast concrete piles for civil works, housing and commercial building projects that Van ’t Hek drove with self build dragline based piling rigs. To d a y V a n ’ t H e k i s m a r k e t l e a d e r i n t h e N e t h e r l a n d s a n d h o l d s this position for already a decade. It is part of the Van ’t Hek Group, together with other subsidiary that focus on Piling or related services, each with it’s own specialization. Van ’t Hek Group is still family owned and the third generation is in charge. Van ’t Hek is seen around the world offering it’s specialist service that, dependent on the client’s wishes can extend from pile design, through execution to pile testing and environmental monitoring and the design and construction of Special Purpose Equipment. This selection of “groundbreaking” projects reflects Van ’t Hek’s current capabilities, however not exhaustive as it is usually the client’s dreams that make us push the boundaries even further. VAN ’T HEK: OFFERING SPECIALIST SERVICES AROUND THE WORLD Ing. Patrick IJnsen MBA, IEng Executive Board Member Van ’t Hek Groep Kobelco CKE 2500 Piling Rig Some clients ask us to do the works, other ask us if they can rent our rig, this client ask us to build one… So we did! On the base of a 250 tons dragline crawler crane, we build a piling rig with a maximum capacity of 72 ton for the Pile + hammer weight, able to install piles in a rake position up to 3:1 and even 1:1 with the optional “Flying Leader” configuration. Amsterdam “Sluishuis” Project To e n a b l e t h e c o n s t r u c t i o n o f t h i s I c o n i c b u i l d i n g i n a l a k e , V a n ‘ t H e k p l a c e d a temporary sheet piled double cofferdam to create the construction pit in which steel screw injection piles with a tip diameter of 1000 mm and a length of 65,0 m were installed in order to support the cantilever structure of the building. A large number of precast concrete piles were driven into the construction prior to dredging and draining the building pit as foundation for the parking basement, before the construction pit bracing was applied. Piles with a temporary function were placed between the sheet piles of the building pit to hold up the formwork and scaffolding for the overhanging part of the building. Port of Poti, Georgia For a Quay wall reconstruction in the Port of Poti in Georgia, Van ’t Hek installed not only Z- shaped sheet piles but also some cellular cofferdams as part of a pier extension. The modular guiding frame based on separate adjustable piling platforms were designed by our in-house mechanical engineers (Hektec) and built in our own steel workshop. WWW.VANTHEK.COM 9 SEPTEMBER 2022 GEOTECHNIEK - STRESS WAVE CONFERENCE SPECIAL

Jaargang 26, 2022 - nummer 2

Paul Hölscher Deltares Harm AantjesDeltares 17 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Inleiding Komende september komt na 30 jaar de Internation a l Conference on the application of Stress Wave Theory on Piles terug naar Nederland, kort gezegd: de Stress Wave Conference. Deze conferentie is wereldwijd uitgegroeid tot één van de belangrijk- ste conferenties op het gebied van het installeren van paalfunderingen, en zal voor de elfde keer worden gehouden. Er worden al veel, soms heel bijzondere, paalfunderingen gebouwd. De vraag rijst dan of het vakgebied zo langzamerhand niet is uitontwikkeld. Of komen er toch weer nieuwe uitdagingen op ons af, en geven nieuwe technische ontwikkelingen toch weer een impuls aan het vakgebied? Naast de conferentie van drie dagen in Rotterdam, wordt er ook een test- en demon- stratiedag op de Maasvlakte georganiseerd. Dit artikel geeft kort de belangrijkste thema’s van de conferentie op basis van de ontvangen papers. Daarnaast beschrijven we de wetenschappelijke vragen die spelen en zullen worden beantwoord op de Demonstratiedag. Uit het verslag van de conferentie uit 1992, gehouden op de TUDelft, kon goed de sfeer en de omvang worden vastgesteld. Op de foto’s het controleren van de palen en de heiwedstrijd. De conferentie De conferentie zal aandacht besteden aan de volgende thema’s en onderwerpen: de toepassing van statische en dynamische testmethoden op diepe funderingen, met inbegrip van zowel geheide als getrilde palen als in de grond ge- vormde palen. Funderingen onshore, maar zeker gezien de ontwikkelingen zal veel aandacht worden gegeven aan offshore wind. Naast test- methoden zullen paalbelasting testen worden behandeld, net als de kwaliteitsborging van geïn- stalleerde funderingen. Tenslotte zal de conferen- tie focussen op de grond-paal interactie bij installeren, op de omgeving beïnvloeding van trillingen en de monitoring, en op de ontwikkeling in ontwerpcodes en normen voor het testen van diepe funderingen, en worden case studies behan- deld. We kunnen melden dat we ondertussen circa 90 papers hebben ontvangen. De volgende key-note sprekers zijn vastgelegd en gaan in op de hierboven beschreven onderwerpen: David Cathie, Geert Degrande, Barry Lehane, Peter Middendorp, Monica Prezzi, Anne Sellountou en Apostolos Tsouvalas. Overigens zal de derde conferentiedag gezamen- lijk worden gehouden met de Funderingsdag 2022! De test- en demonstratiedag De afsluiting van de conferentie is de test- en de- monstratiedag en deze heeft twee doelstellingen: –Uitvoeren van wetenschappelijk onderzoek naar de kwaliteit van bestaande technieken; –Demonstreren van recente vernieuwingen en ontwikkelingen op het vakgebied van diepe funderingen. Figuur 1 geeft een overzicht van het testgebied. Er zijn openbuispalen voorzien met diameter 610 en 1220 mm met lengtes tot 40 m. Een beperkt aantal betonnen palen worden geplaatst om het verschil tussen een stalen open buispaal en een betonnen prefab paal na te gaan. Een ander deel van de prefab palen en de in de grond gevormde palen zullen worden gebruikt om het opsporen van defecten met akoestische technieken te testen en te demonstreren. De dag vindt plaats op de Maasvlakte. Het gebied is ter beschikking gesteld door het Havenbedrijf Rotterdam, die op dezelfde locatie een veldproef gaat uitvoeren. Het benodigde grondonderzoek is al uitgevoerd door Fugro, Van der Straaten en Gemeentewerken Rotterdam. Daarmee is de positie van de testpalen vastgelegd. De installatie van de palen en het testen van de palen gaan we in augustus doen, na het broedseizoen. We gaan drie verschillende wetenschappelijke onderzoeken uitvoeren. 1. Het vaststellen van de betrouwbaarheid van de prognosemodellen voor heibaarheid en draag- vermogen op basis van alleen grondonderzoek. S TRESS W AVE C ONFERENCE NA 30 JAAR TERUG IN N EDERLAND Figuur 1 – Plattegrond. Figuur 2 – Heiwedstrijd. 18 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Dit artikel beschrijft de opzet van de elfde Stress Wave Conferentie die van 19 tot en met 22 september 2022 in Rotterdam zal plaatsvinden. Het gaat in op de wetenschappelijke ontwikkelingen rondom. De conferentie belichten de ontwikke- ling voor statische en dynamische testmethoden op diepe funderingen on- en offshore, paal belastingproeven, trillingsanalyse en monitoring van palen en damwanden en de ontwikkeling van ontwerp- en test richtlijnen voor deep funde- ringen, inclusief case studies. Afgesloten wordt met een test- en demonstratiedag. Meer informatie op www.sw2022.org. SAMENVATTING Bedrijven zal worden gevraagd om voorafgaand aan de installatie een prognose te maken van het inbrengen van de palen en de stijfheid van de palen. In eerste instantie zal worden gewerkt met een vaste instelling van het blok waarmee ver- wacht wordt dat de paal net niet op diepte komt, daarna wordt verder gegaan met de optimale instellingen. De resultaten worden vergeleken met het echte heigedrag, zodat een beeld ontstaat van de betrouwbaarheid van deze voorspellingen. 2. Het vaststellen van de betrouwbaarheid van de technieken om het statisch draagkracht vast te stellen op basis van heigedrag en metingen. De palen zullen na installatie worden getest met een statische proefbelasting om het de werkelijke capaciteit vast te stellen. Een aantal palen wordt met andere methodes getest. De deelnemers kunnen voorafgaand aan de demonstratiedag het draagkracht voorspellen op basis van één techniek naar keuze. Op de demonstratiedag worden de resultaten vergeleken met het draagvermogen uit de statische testen. 3. Op een ander deel van het proefveld wordt onderzoek gedaan naar de betrouwbaarheid van de akoestische integritei tstesten (‘hamertje tik ’) en de mogelijke verbetering die kan worden be- reikt met nieuwere, meer geavanceerde systemen. Er staan in de grond gevormde palen en geheide palen met bewust aangebrachte defecten. De palen worden voorzien van opties om nieuwe systemen te testen te demonstreren. Voorafgaand aan de testdag wordende standaard systemen blind getest en de resultaten worden op de demonstratiedag vergeleken. Op de dag zelf zullen alle systemen op volle schaal en werkend worden gedemonstreerd. De bezoekers kunnen deze dan in detail bekijken en met de leveranciers en ontwikkelaars spreken over de mogelijkheden van de equipment. Bron: Application of Stress Wave Theory to Piles: Test Results. Proceedings of the 14th International Conference on the Application of Stress-Wave Theory to Piles, The Hague, Netherlands, 21-24 September 1992. Edited By Frans B.J. Barends, CRC Press ! Figuur 3 – Palen controleren. Introduction Piled embankments are an interest ing solut ion for soft so il env ironments, where the construct ion of convent ional embankments is often assoc iated with stab ility problems and/or excess ive settle- ments. Instead of load ing surf icial soft so il, the embankment weight is carr ied by p iles and foun- ded on deeper seated, more competent so il layers. To improve the load transfer from the embankment to the p iles, usually p ile caps are used. Principles The ma in pr inciple assoc iated with p iled embank- ments is so il arch ing. Th is important pr inciple allo ws the use of d iscrete p ile caps instead of a cont inuous slab. The pr inciple is descr ibed in an illustrat ive way by Terzagh i in 1943 with the “trap door”. The S wedish Road Board (1974) is one of the f irst publ icat ions that presents an emp irical des ign me- thodology. He wlett and Randolph (19 88) presen- ted a landmark paper, with a sound theoret ical approach, as well as exper imental stud ies of the soil arch ing effects assoc iated with p iled embank- ments. Several other stud ies and publ icat ions are ava ilable about p iled embankments. The use of geosynthet ics at the base of the em- bankments improved the performance of p iled em- bankments, allo wing the use of wider p ile and p ile cap spac ing. Important publ icat ions that include the des ign of p iled embankments with the use of geosynthet ics are the Br itish Standard BS 8006 (2010) and EBGEO (2011). The landmark publ icat ion of Van Eekelen (2015) presents a ne w analyt ical des ign model, val idated numer ically and exper imentally, for p iled embank- ments with basal re inforcements. Van Eekelen ’s work was later adopted in the Dutch Des ign Gu ide- line CUR 226 (2016). In add ition to arch ing bet ween p ile caps, for the successful use of p iled embankments, hor izontal forces are necessary to equ ilibrate internal earth pressures. W ithout geosynthet ics, th is equ ilibrium is usually ach ieved us ing rak ing p iles. When us ing basal re inforcements in a symmetr ic geometry, ho- rizontal self-equ ilibrat ing forces guarantee equ ili- brium. Ho wever, for non-symmetr ic geometr ies, like ex isting embankment enlargements, other measures are necessary to guarantee equ ilibrium. Case Histories The t wo presented cases are typ ical ‘non-green- field’ pro jects, i.e., the p iled embankments were built close to ex isting embankments, in a non-sym- metr ical geometry. Des ign procedures were based on the methodo- logy proposed in BS 8006, adapted by De Mello & Bilfinger (2004), add ing effect ive cohes ion to the soil shear strength. When embankments are bu ilt with later itic so ils, that present effect ive cohes ion, a more econom ic des ign is poss ible when cohes ion is included in the determ inat ion of the so il shear strength. Case History 1 The pro ject cons isted of a h ighway enlargement with var iable he ight. Local subso il relevant for the pro ject is very soft organ ic clay, so the construct ion of a convent ional embankment was not poss ible due to potent ial stab ility and settlement problems. Figure 1 presents a s impl ified cross sect ion, includ ing the ex isting embankment and the embankment to be bu ilt. For the des ign, the follo wing key aspects had to be cons idered: –an embankment with var iable he ight; –soft so il with var iable th ickness and shear strength; –need to ma inta in part of the road operat ing; –str ict settlement cr iter ia dur ing the des ign l ife. Figure 2 presents the des ign solut ion, that includes the follo wing non-convent ional features. –A sl ightly slop ing embankment base, to reduce the he ight of the cut on the left s ide of the f igure, to avo id stab ility problems of the ex isting embankment, m inimize interference with the operat ing road, and avo id excess ive loads on the piled embankment. –Anchor ing of the geogr id in an area not founded on p iles, to guarantee hor izontal equ ilibrium. 70 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 1 – Simpl ified cross-sect ion of the ex isting embankment and the extens ions to be bu ilt on very soft organ ic clay. Figure 2 – Cross-sect ion with the des igned p iled embankment, includ ing a slope of 4,5% to l imit ground works as much as poss ible. TWO NON-CONVENTIONAL PILED EMBANKMENTS IN B RAZIL dr. Werner Bilfinger . Ve c t to r , B r a z i l Due to the relat ively st iff geogr ids, the hor izon- tal d isplacements were kept compat ible with the pile behav ior. –Temporary part ial removal of the ex isting embankment and extens ion of the p iled embankment in th is area, to reduce future settlements, espec ially in the reg ion of the inter- face bet ween the embankment with and without piled foundat ion. Case History 2 The pro ject cons isted of a p iled embankment bu ilt inside a conta iner term inal. The ma jor challenge of the pro ject was the typ ical so il prof ile that includes more than 35 m of mar ine sed iments, ma inly soft to very soft clay. Dur ing construct ion, excess ive hor izontal d isplace- ments (approx imately 40 cm) of the sheet p ile wall of the quay structure occurred. The problems were assoc iated with the construct ive sequence and unforeseen deeper seated very soft so il and led to the dec ision to temporar ily avo id apply ing loads on the surface close to the quay structure. The chosen solut ion was the construct ion of a p iled embank- ment, replac ing part of the soft so il treatment (Prefabr icated Vert ical Dra ins + surcharge). F igure 3 presents a typ ical cross sect ion of the p iled embankment. F igure 4 presents a deta iled v iew of the p iled embankment and the interface with the quay structure. The des ign of the p iled embankment included the follo wing non typ ical character istics: –Relat ively small embankment he ight (1.50 m). –H ighly var iable surcharge, around 50 kPa, assoc i- ated with the use as conta iner term inal. Add itio- nally, the pos ition of the loaded areas var ies frequently. –D ifficult anchor ing cond itions, espec ially at the interface to the quay structure. –Some ut ilities, includ ing culverts, had to be bu ilt inside the embankment. –A res idual settlement of the surround ing so il of 40 cm in 20 years was foreseen. For that reason, the p iles of the p iled embankment were de- signed as “float ing p iles”, d ifferent from the piles of the quay structure, which were founded almost 20 m deeper, in res idual so il. To a v o id tilting of the p ile caps due to the poss ible non-symmetr ical surcharges – equ ipment and conta iners at var iable pos itions – the p ile caps were structurally f ixed to the spec ially re inforced concrete p iles. Concluding remarks Piled embankments are proven geotechn ical solut ions and have been appl ied successfully for several decades. Des ign and construct ion methods evolved, which has led to more rel iable and econo- mic solut ions. For des ign and construct ion, in add ition to so il arch ing bet ween p ile caps, with or without basal reinforcements, other ver ificat ions and des ign deta ils may also be important. For example, non- symmetr ical loads may generate non-foreseen pile cap movements, espec ially for lo w he ight embankments. Another important top ic is the overall stab ility: in the case of non-symmetr ical embankments, hor izontal equ ilibrium may not be automat ically guaranteed by symmetr ically installed basal re inforcements. Ava ilable des ign methodolog ies certa inly do not expl icitly include ver ificat ions for all poss ible cond itions and, therefore, careful eng ineer ing judgement to evaluate poss ible non foreseen scenar ios should al ways be part of des ign. References – BS 8006-1 (2010). Code of Pract ice for streng- thened / re inforced so ils and other f ills. Br itish Standard Inst itut ion. – De Mello, L.G.F.S., B ilfinger, W. (2004) P iled Embankments. In: Braz ilian Geosynthet ics Hand- book, ed. Vertematt i, J.C. Blucher, São Paulo – in Portuguese. – EBGEO (2011). Recommendat ions for Des ign and Analys is of Earth Structures us ing Geosynthet ic Reinforcements – EBGEO. DGGT. – He wlett, W.J., Randolph, M.F. (19 88) Analys is of piled embankments. Ground Eng ineer ing 21(3). – S wedish Road Board. (1974). Embankment P iles. Report TV 121. – Terzagh i, K. (1943). Theoret ical So il Mechan ics. Wiley, Ne w York, USA. – Van Eekelen, S.J.M. (2015). Basal Re inforced Piled Embankments. PhD thes is, Techn ical Un iver- sity of Delft, Netherlands. – Van Eekelen, S.J.M., Brugman, M.H.A. (2016). CUR 226 - Des ign Gu idel ine Basal Re inforced P iled Embankments. CRC Press / Balkema. ! 71 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 3 – Cross-sect ion of the des igned p iled embankment for a conta iner term inal with 35 m of mar ine sed iments. Figure 4 – Deta il of the cross-sect ion of the p iled-embankment and the interface with the quay structure. Inleiding Ook in Nederland zijn de gevolgen van klimaat- verandering zichtbaar. Zo is in Twente de gemid- delde jaartemperatuur van 1970 tot 2020 met 2˚C gestegen, zie figuur 1. Misschien nog wel belangrijker voor Oost-Nederland en deze case is dat er in de periode tussen 2008 en 2010 een behoorlijke toename van het neerslagtekort is ontstaan (ref 2). Verder zijn de drie zomers 2018, 2019 en 2020 zowel extreem warm als droog geweest. Dit heeft onder andere geleid tot een lage grondwaterstand in de zomer van 2018 en 2019. In figuur 2 is het langjarig grondwaterpeil op een locatie in de Achterhoek te zien. Wat hebben deze veranderingen te maken met klei en funderingsproblemen? Klei is een grondsoort met bijzondere eigenschappen. Klei krimpt als het vocht verliest door uitdroging en zwelt vervolgens weer als er weer water beschikbaar is. Het volume van (droge) klei kan wel met 50 % toenemen bij wateropname (zie figuur 10). In Nederland zijn veel huizen direct op een kleiondergrond gebouwd, d.w.z. ‘op staal’ zonder paalfundering. De klei onder een fundering kan met de seizoenen door uitdroging en bevochtiging krimpen en zwellen. Dat hoeft geen probleem te zijn als het maar onder de gehele fundering van het gebouw hetzelfde is. Dan beweegt het gehele gebouw op en neer, zonder dat er schade hoeft te ontstaan. Problemen ontstaan vooral als er een verschil in zwel of krimp onder verschillende delen van het gebouw ontstaat. Alleen al het feit dat uitdroging hoofdzakelijk plaats vindt onder de buitendelen van een gebouw en veel minder onder centrale delen, kan hier sterk aan bijdragen. Andere facto- ren die naar verwachting bijdragen aan verschil- zetting/-heffing door krimp en zwel zijn b.v. een kelder onder een gedeelte van het gebouw, ongelijke verdeling van de belasting van het gebouw over de fundering, sterkere uitdroging aan de zuid- dan de noordzijde door verschillen in microklimaat of onttrekking van vocht door bomen e.d. Vooral de laatste droge jaren is schade aan huizen en gebouwen ontstaan. Deltares (ref 4) schat dat de totale sch ade aan gebouwen in Neder- land bij onveranderd klimaat tot 2050 door paalrot en verschilzetting van panden gefundeerd op staal tussen 5 en 39 miljard euro ligt. In tegenstelling tot schade door paalrot bij funderingen op houten palen, is over schade bij funderingen op staal door krimp en zwel minder bekend. In dit artikel wordt de schade aan een huis ge- Figuur 1 – Gemiddelde jaartemperatuur gemeten in station Twenthe (KNMI, ref 1). Figuur 2 – Grondwaterpeil t.o.v. maaiveld in Eibergen (ref 3). 20 GEOTECHNIEK JUNI 2022 KLIMAATVERANDERING, KLEI EN FUNDERINGS- PROBLEMEN, EEN CASE STUDIE (DEEL 1) Figuur 3 – Bodemkaart Twente en Achterhoek met gebieden met tertiaire klei tot 10 m onder maaiveld (ref 5). Drs. R.J. (Roelof) StuurmanStedelijk water- en bodemdeskundigeDeltares, Utrecht Dr. H (Henk) Kooisr. Adviseur/onderzoekerDeltares, Utrecht Figuur 4 – Foto van een scheur in het woonhuis en de grootte van de scheur als functie van de tijd. dr. Ir. C. (Cock) BlomUHD (gepensioneerd)Te c h n i s c h e N a t u u r k u n d e , Universiteit Twente Ing. K.O. (Kees) van der WerfOnderzoeker (gepensioneerd)Te c h n i s c h e N a t u u r k u n d e Universiteit Twente In de zomer van 2020 is er grote schade ontstaan aan een woonhuis in Rekken. Deze zomer was de derde opeenvolgende droge en warme zomer. Als gevolg hiervan is de kleiondergrond waarop het huis staat (erg) uitgedroogd. Metingen laten zien dat het volume van deze klei sterk afhangt van het watergehalte. Dit zwel- maar vooral krimpgedrag is waarschijnlijk de oorzaak van de ontstane schade. Op verschillende plaatsen rond het huis zijn peilbuizen geplaatst waarmee het waterniveau als functie van de tijd is gemeten. Met gegevens uit de literatuur is een mogelijke oplossing van het probleem geformuleerd. Door in het voorjaar van 2021 plaatsen van horizontale en verticale vochtbarrières rond het huis zou schade in de toekomst voorkomen kunnen worden. Met verschillende sensoren wordt het effect hiervan gemonitord. 21 GEOTECHNIEK JUNI 2022 SAMENVATTING bouwd op klei in de Achterhoek beschreven. Na analyse van de ondergrond, de mogelijke oorzaak en een bespreking van literatuur op het gebied van het zwel- en krimpgedrag van klei, worden aanpassingen voorgesteld waarmee toekomstige schade aan het huis voorkomen zou kunnen worden. Deze aanpassingen zijn in het voorjaar van 2021 uitgevoerd. Om het effect hiervan te zichtbaar te maken worden onder andere de (hoogte)veran- deringen op verschillende plaatsen op het huis en de omliggende grond als functie van de tijd gemeten. Het is de bedoeling dat de resultaten van deze monitoring in een vervolgartikel beschreven worden. De situatie Het huis is een oude boerderij in Rekken uit 1860 met een in 1952 aangebouwde woonruimte. De woning heeft een ondiepe fundering (op staal). In de ondergrond bevindt zich een dikke laag klei van Tertiaire ouderdom (Rupel formatie/ Boomse klei), in roodbruin aangegeven in figuur 3. In een bijgebouw (het tegenwoordige museum “Sfeer van Weleer”) zijn in 2009 en 2010 al problemen opgetreden. Dit waren zomers met een laag grond- waterpeil (figuur 2). In de zomer van 2009 ontston- den er scheuren in een muur, die in de daarop- volgende winter weer vrijwel verdwenen. Er zijn enkele aanpassingen aan de fundering aange- bracht, maar een fundamentele analyse en een oplossing van dit probleem is toen niet gemaakt. In de zomer van 2020 kwamen er echter ook grotere problemen bij het aangebouwde woonhuis tevoorschijn. In de muren op de zuidhoek van het woonhuis ontstonden in korte tijd grote scheuren. Als voorbeeld een scheur, die met een snelheid van 10 mm in 2 weken groter werd, zie figuur 4. In figuur 5 is een scheur aan de binnenkant te zien. Bij navraag in de omgeving bleek dat er bij meerdere huizen in Rekken schade was ontstaan. Het leek dus geen opzichzelfstaand probleem te zijn. Omdat de scheuren wel tot 40 mm groot werden en delen van de muren instabiel werden, is als noodmaatregel de zuidhoek van het huis gestut en ondersteund, zie figuur 6. Voor een groot deel zijn de scheuren in het woonhuis in de winter van 2020/2021 weer dicht gegaan. In het najaar van 2020 begon ook een scheur in de dorpel van het museum dicht te trekken, zie figuur 7. De snelheid van het dichttrekken van de scheur ging vervolgens met ongeveer 4 mm per maand. Het sluiten gaat dus aanmerkelijk langzamer dan het ontstaan ervan (20 mm per maand). Grondanalyse en waterniveau metingen Op zes plaatsen rond het huis zijn sonderingen gedaan en op twee plaatsen handboringen, zie figuur 8. De verkregen grondmonsters zijn visueel gekarakteriseerd. Deze data laten zien dat de ondergrond bestaat uit een laag leem (volgens de nieuwe ISO norm wordt dit silt genoemd) van variabele dikte (1 à 2 m) met daaronder ten minste 10 m zware klei. Alle sonderingen en grondanaly- ses laten hetzelfde beeld zien, een voorbeeld daarvan is in figuur 9 te zien. De aanzetdiepte van de fundering is 0,7 m, zie figuur 18. Op 1,5 m diepte bij de probleemhoek is een cilindervormig monster getrokken (lengte 8,5 cm diameter 2,5 cm). Met tussenposen is op dit monster water gedruppeld en zijn na enige tijd het gewicht en de afmetingen gemeten. Vervolgens is het monster op kamertemperatuur gedroogd en werden ook op regelmatige tijden het gewicht en afmetingen gemeten. Nadat er geen gewichts- verandering meer optrad, is het monster in een oven verder gedroogd. Hierdoor nam het gewicht nog wel af, maar bleef het volume constant, zie figuur 10. Gezien de grote volume verandering als functie van het watergehalte wordt deze klei aangeduid als “expansive soil”. Ook een monster dat op 0,9 m diepte getrokken is , in de grond- boring aangeduid met leem, vertoont hetzelfde gedrag maar is wat minder “expansive”. Twee van de sondeergaten (14 m diep) en de twee handboorgaten (3 m diep) zijn benut om er peil- buizen in te plaatsen, zie figuur 8. De uitvoering van de gebruikte peilbuizen is schematisch weer- geven in figuur 11. Eén peilbuis (nr. 2) bevindt zich op 3 m van een waterput met een diameter van 1,6 m. Het niveau van deze 6 meter diepe waterput werd Figuur 5 – Scheur in muur en kozijn aan de binnenkant van de probleemhoek. Figuur 6 – Het gestutte woonhuis in Rekken. door de jaren heen al regelmatig gemeten. In figuur 12 is te zien dat het niveau in de waterput, ondanks de zeer droge zomer van 2020, in het voorjaar van 2021 weer op hetzelfde niveau is als een jaar eerder (zoals ook het geval is met het niveau van het water in peilbuis 2, figuur 12). Verd er is te zien dat het waterpeil van de peilbuis 2 bij de put en het niveau van de waterput onge- veer hetzelfde verloop tonen. In figuur 12 is ook de cumulatieve hoeveelheid regen vanaf begin september weergegeven. Het herstel van het waterniveau in de peilbuizen na de droge zomer van 2020 varieert met de plaats op het erf. In figuur 13 is het verloop van de niveaus in de vier peilbuizen als functie van de tijd gegeven. Het waterniveau in peilbuis 4, op de probleemhoek van het huis komt in begin december boven de 300 cm onder maaiveld en peilbuis 6 bij het museum, met veel bomen in de nabijheid, pas in begin februari 2021. Hiervoor stonden de buizen droog (zie schema peilbuizen in figuur 11). De uitdroging van de kleigrond en als gevolg daarvan ook het waterniveau in de peilbuizen, kan dus sterk ver- schillen over korte afstanden. Aan het einde van de natte periode in het voorjaar lijkt het waterniveau op de vier locaties naar hetzelfde niveau te gaan. De plotselinge verlaging van het niveau van het water in de put op 8 september 2020, die in figuur 12 te zien is, is het gevolg van een experi- ment waarbij door water uit de put te halen het niveau met 95 cm verlaagd werd (slugtest). De tijdconstante waarmee het niveau zich daarna herstelde was ongeveer 8 dagen, zie figuur 14. In deze periode was er geen neerslag. De vergelij- 22 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Figuur 7 – Scheur in een dorpel van het museum ontstaan in de zomer (links) en weer vrijwel dichtgetrokken in de winter (rechts), in de grafiek met de cumulatieve hoeveelheid regen. Figuur 8 – Plaatsen van sonderingen, handboringen, peilbuizen en de waterput. Figuur 9 – Son 4 en grondanalyse dicht bij de probleemhoek van het huis. Figuur 10 – Vo lume verandering kleimonster als functie van het waterpercentage. king van Hvorslev (ref 6) geeft een schatting van de doorlatendheidscoëfficiënt (k) van de grond rond de put van ca. 0,01 [m/dag]. Deze waarde komt overeen met een siltige kleisoort. Literatuur In Nederland lijkt er nog maar weinig kennis te zijn van funderingsproblemen veroorzaakt door het zwel- en krimpgedrag van expansieve kleien en van de mogelijke aanpak daarvan. In de VS, Australië en het VK is er meer literatuur op dit gebied. In het review artikel van Jones en Jefferson (ref 7) over expansive soils is een uitgebreid literatuuroverzicht te vinden. De volgende twee artikelen zijn vooral interessant omdat daarin langjarige (veld)metingen van grondbewegingen worden beschreven. Driscoll en Chown (ref 8) hebben (klei)grondbe- wegingen in het Verenigd Koninkrijk gedurende vele jaren en in verschillende situaties gemeten. In het open veld gaat het grondoppervlak met de seizoenen ongeveer 30 mm verticaal op en neer. In de nabijheid van bomen werd een dubbele variatie gemeten. Op een diepte van 2 m was er in beide situaties (vrije veld en onder de bomen) vrijwel geen verticale seizoensgrondbeweging meer te meten. Ook wordt in dit artikel het effect van de kap van een bomengroep beschreven. De hoogte H(t) van de grondoppervlak en twee ver- schillende dieptes ( !h1en !h2) bij de kapplaats is gedurende ruim zeven jaar gemeten, zie figuur 15. Met twee verschillende tijdconstanten hebben we dit gedrag als volgt beschreven (fit parameters in tabel 1, fit weergegeven in figuur 15). Ta bel 1 –Fit parameters op basis van de datapunten in figuur 15 τ1 !h1 τ2 !h2 Maand mm jaar mm Oppervlak 1 65 9 170 1m onder oppervlak 1,6 35 9 170 2m onder oppervlak - 0 9 90 De korte tijdconstante ( τ1) is in de ordegrootte van 1 maand en de lange tijdconstante ( τ2) in de orde van 9 jaar. Er is in de droge periode gekapt en gestart met de metingen. Het gedrag met de korte tijdconstante is het gevolg van de eerste daaropvolgende natte periode. Het effect van deze korte tijdconstante is niet meer te zien op een diepte van 2 m. In de metingen van Driscoll en Chown is de korte tijdconstante ook terug te zien in de variatie van het grondoppervlak met de seizoenen. De lange tijdconstante is waarschijnlijk gerelateerd aan de langjarige onttrekking van vocht door de bomen en het herstel daarvan na de bomenkap. Twee verschillende tijdconstanten geven aan dat we te maken hebben met twee verschillende fysische fenomenen. Verder in dit artikel wordt hier nader op ingegaan. Fityus e.a. hebben in Australië inspirerende lang- jarige veldexperimenten uitgevoerd (Expansive soil test site near Newcastle, ref 9). Zo werd gedu- rende 7 jaar de grondbeweging in een open veld gemeten. Het grondoppervlak ging daar met de seizoenen met ongeveer 35 mm op en neer. Ook beschrijft Fityus een experiment waarbij met een waterdichte cover een oppervlak (op een klei ondergrond) van 10 bij 10 m 2werd afgedekt, zie figuur 16. Aan de zijkanten van de cover zijn verticale barrières van 0,5 m diep aangebracht. Na aanbrengen van de cover is de verticale grond- beweging onder en naast de cover vele jaren geme- ten. Buiten de cover werden seizoensvariaties gemeten tot maximaal 70 mm. Onder de cover steeg het bodemoppervlak met een tijdconstante van enkele jaren (vergelijkbaar met de lange tijdconstante bij de metingen van Driscoll) naar een 23 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Figuur 11 – Peilbuis schematisch. Figuur 13 – Waterniveau als functie van de tijd, gemeten met peilbuizen op vier verschillende plaatsen. Figuur 14 – Reactie na een plotselinge verlaging van het waterniveau in de put. Figuur 12 – Waterniveau in de waterput en de bijliggende peilbuis met vanaf de zomer de cumulatieve hoeveelheid regen (ter plaatse gemeten). stabiel niveau, waarna er nog nauwelijks seizoens- variaties te zien waren. De stijging van het bodem- niveau onder de cover is het gevolg van het feit dat de cover in het droge seizoen is aangebracht. In het droge seizoen is het grondoppervlak immers het laagst. Uit het feit dat deze stijging traag verliep en dat daarna er nauwelijks nog seizoens- invloeden te zien waren kan geconcludeerd wor- den dat de invloed van het vochttransport in horizontale richting onder het niveau van de bar- rières gering is. En ook dat het vochttransport in verticale richting onder de cover gering is. De snelheid waarmee water zich verplaatst in de klei hangt, naast de doorlatendheid, af van de gradiënt van de waterpotentiaal. Door uitdroging of bij regen op een (vrij) oppervlak ontstaan dicht onder het oppervlak wel grote verticale gradiënten. Op enige diepte echter zal in horizontale richting niet snel een grote gradiënt ontstaan. Uit bovengenoemde literatuur en experimenten kan het volgende geconcludeerd worden. De belangrijkste factor, die voor de verticale bewe- ging van het oppervlak zorgt, is de uitdroging door verdamping en vochtaanvulling vanuit neerslag in de bovenste kleilaag. De tijdconstante waarmee de invloed van uitdroging en neerslag zichtbaar wordt in een verandering van de hoogte van het oppervlak is in de ordegrootte van een maand. Daarom zijn de seizoensinvloeden ook zichtbaar. De verklaring van de lange tijdconstante (vijf tot tien jaar), is vooralsnog onduidelijk. Satelliet-gebaseerde bodembewegingsmetingen Het optreden van schade onstaat vrijwel altijd (aan het eind van) een droge periode, door uitdroging en dus krimp van de kleilaag onder (delen) van de fundering. Als het zomerse dieptepunt samenvalt met een aantal jaren van extreme droogte, verer- geren de problemen. Nu zijn de laatste jaren 2018-2020 extreem droog geweest. Op de bodem- dalingskaart (ref 10) zijn satelliet metingen te vinden van bodembewegingen ook in de directe omgeving van een boerderij met schade in Rekken, zie figuur 17. Te zien zijn de seizoensvariaties, waarvan de amplitude steeds groter wordt en vooral na de winter van 2016 ook een daling van het gemiddelde bodemniveau. De seizoensveran- deringen zijn van de ordegrootte van 30 mm per jaar, de trend is een stuk kleiner, orde grootte 4 mm per jaar. Hier lijken ook twee verschillende tijdconstanten een rol te spelen. In het verloop van het grondwaterpeil (figuur 2) is in de laatste jaren ook een grotere amplitude te zien. Het grond- waterpeil komt in de winter echter nog steeds terug op het langjarige niveau, misschien nog wel iets hoger. Het winterniveau van de bodem komt in tegenstelling hiermee niet terug op hetzelfde niveau. De correlatie gaat wel op voor de seizoens- veranderingen, maar niet voor de langjarige trend. De wateropname van de klei (en dus de het zwelgedrag) gaat niet geheel in fase met de veran- dering van het grondwaterpeil. Dit zou ook het geval kunnen zijn bij de experimenten van Driscoll en Fytius. Veel is echter nog niet bekend en nader onderzoek op dit gebied is nodig. Aanpak In de VS en Australië zijn grote gebieden waar expansive soils schade aanbrengen aan wegen. Door het zwel-krimp gedrag van de ondergrond worden daar de wegen beschadigd en lopen de kosten van het onderhoud op. Een manier om dat te voorkomen is het aanbrengen van verticale vochtbarrières aansluitend aan de zijkanten van de weg zoals beschreven is in b.v. ref 11. De verticale barrières verhinderen het (horizontale) vochttrans- port in de bovenste laag. In het boek “Foundation Engineering for Expansive Soils” (ref 12), wordt in het hoofdstuk “Moisture control alternatives” het gebruik van zowel horizontale als verticale vochtbarrières behandeld. Samen met de hier- boven beschreven bevindingen is er voor de 24 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Figuur 15 – Stijging van het grondoppervlak en op twee verschillende dieptes na bomenkap, ref 8. Figuur 18 – Het aanbrengen van horizontale en verticale vochtbarrières. Figuur 16 – Schematische weergave van het experiment van Fityus, ref 9. Figuur 17 – Satelliet (InSAR) metingen van de bodembeweging bij de Appelhofweg in Rekken. 25 GEOTECHNIEK JUNI 2022 volgende aanpak van het Rekkense huis gekozen. Aan de zijkanten van het huis wordt zowel een ho- rizontale als een verticale vochtbarrière aange- bracht, zie figuur 18. De barrière bestaat uit HDPE folie met een dikte van 2 mm. De verwachting is dat op grond van de literatuurgegevens er onder het oppervlak van het huis inclusief de horizontale bar- rière geen seizoensinvloed van krimp en zwel meer zal zijn. De barrières zijn in het voorjaar van 2021 aangebracht. Dat is dus op het moment dat de bo- demvochtigheid het hoogst is, zodat er ook geen grote veranderingen van het bodem niveau onder het huis inclusief de horizontale barrières te verwachten zijn. De verticale barrière fungeert tevens als wortelscherm voor een aantal bomen die op ongeveer 10 m afstand van het huis staan. Dit voorkomt vochtonttrekking door de bomen onder de barrière. De grootste hoeveelheid wortels van de bomen bevinden zich dicht onder het oppervlak en spreiden zich afhankelijk van de boomsoort uit tot meer dan de boomhoogte (ref 13). To t s l o t Eind van de zomer 2020 waren er in de muren van het huis meerdere scheuren van de ordegrootte van 40 mm. De taxatie was dat het herstel zou inhouden dat er delen van muren en fundering vervangen zouden moeten worden. Ook volgens de algemene studie van Deltares naar de impact van droogte op funderingen (ref 4) zou deze schade in de hoogste schadeklasse vallen. Gedurende de natte periode werden de scheuren aanmerkelijk minder groot. Door te wachten tot de natte periode kan de schade met aanmerkelijk minder kosten hersteld worden. Tegelijkertijd moeten er wel voorzieningen getroffen worden om schade in de toekomst te voorkomen. Er zullen metingen gedaan worden om bewe- gingen van delen van het woonhuis te monitoren. Met peilbuizen, vochtsensoren en bodembewe- gingsensoren (meerdere sensoren op verschillende dieptes) zowel binnen als buiten de barrières wordt het effect van de plaatsing hiervan gemeten. Hieruit moet duidelijk worden wat de oorzaak van het probleem was (ongelijkmatige zettingen, invloed van bomen e.d.) en of de gekozen aanpak ook het gewenste resultaat heeft opgeleverd en er geen verdere schade ontstaat. Het voornemen is dat de aanpak en resultaten in een vervolg- publicatie gerapporteerd worden. Referenties 1. https://tinyurl.com/2pxssrtk 2. https://tinyurl.com/583xh5k7 3. https://tinyurl.com/4wkrcef2 4. Impact droogte op funderingen, Deltares, 9 sept 2020. 5. TNO Bouw en ondergrond Geological survey of the Netherlands. 6. Time lag and soil permeability in ground-water observations (1951), M.J. Hvorslev, Bull. No. 36, Waterways Experiment Station, Corps of Engi- neers, U.S. Army, 55 pp. 7. 5xpansive soils. L.D. Jones en I. Jefferson, ICE manual of geotechnical engineering: Vol 1, Chap- ter 33, 2012 (UK). 8. Shrinking and swelling of clays, R. Driscoll en R Chown, Problematic Soils, Thomas Telford London 2001. 9. Expansive soil test site near Newcastle, S.G. Fityus, D.W. Smith en M.A. Allman, J. Geotech Ge- otenviron Eng, 2004, 130, 686-695. 10 www.bodemdalingskaart.nl. 11. Construction of vertical moisture barriers to reduce expansive soil subgrade movement, R.P. Evans en K.J. McManus, Transportation research record 1652. 12. Foundation Engineering for Expansive Soils, John D. Nelson e.a., 2015 John Wiley & Sons, Inc, 275-283. 13. Imaging and monitoring tree-induced subsi- dence using electrical resistivity imaging, G.M. Jones e.a. Near Surface Geophysics, 2009, 191- 206. ! De verbreding van de snelweg A9 is complex door de uitdagende bodem- opbouw van deze locatie. Om de geo-risico’s te verkleinen is door Fugro aan FCC Construcción voorgesteld om een nauwkeurig 3D ondergrondmodel te maken. Met de lokale geologische kennis van ervaren geotechnische adviseurs, ondersteund door uitgebreid grond- en laboratoriumonderzoek, zijn grote hoeveelheden Geo-data verwerkt, geanalyseerd en inzichtelijk gemaakt voor alle betrokken partijen ten behoeve van het ontwerp van de snelwegverbreding. Rijkswaterstaat verbreedt de A9 tussen Bad- hoevedorp en Holendrecht van drie naar vier rijstroken per rijrichting. Ter hoogte van Amstel- veen wordt de A9 over een lengte van 1,6 kilome- ter verdiept aangelegd. Om de geo-risico’s te verkleinen is door Fugro aan FCC Construcción voorgesteld om een 3D ondergrondmodel te maken. In samenspraak met onze klant hebben we voor een robuuste en vooruitstrevende benadering gekozen in relatie tot de bodemeigenschappen van de locatie, die ons in staat moet stellen inzicht te krijgen in de moeilijke grondcondities en het leveren van inzichtelijke Geo-data. Ons geotechnisch grondonderzoek bestond uit: •1.900 nieuwe en 400 bestaande sonderingen (CPTs); •100 mechanische boringen; •250 handboringen; •Uitgebreide monitoringsactiviteiten en labora- toriumonderzoeken. De resultaten van deze onderzoeken dienen als basis voor een goed onderbouwd ontwerp van de verdiepte ligging, de funderingen van de viaducten, bruggen en geluidschermen en de verbreding van het weglichaam. De vraag was hoe om te gaan met de enorme hoeveelheid Geo- data en hoe deze ter beschikking te stellen aan de aannemer en andere stakeholders. ONLINE DATA SHARING SOLUTION We hebben ons geïntegreerde online Gaia platform toegepast voor het verwerken van de data uit het grondonderzoek. Deze tool bevat een ingebouwde kwaliteitscontrole. Real-time zijn de resultaten van de sonderingen en de voortgang in het veld in te zien en is het leveren van nieuwe datasets mogelijk. Gaia Books (Fugro’s delivery platform) is toege- past voor levering van de Geo-data aan de klant. OPSTELLEN BODEMPROFIELEN Met de expertise van Fugro zijn verschillende typen en moeilijk van elkaar te onderscheiden zachte bodemlagen in kaart gebracht om nauw- keurige data te krijgen voor het technisch ont- werp. Alhoewel de classificatie van de zachte bodem- lagen in de sonderingen complex was, zijn met de lokale geologische kennis van ervaren geo- technische adviseurs, ondersteund door uitge- breid laboratoriumonderzoek en de toepassing van computeralgoritmes grote hoeveelheden Geo-data verwerkt en geanalyseerd. Deze resul- taten zijn daarna verwerkt in een 3D ondergrond- model, waarmee een enorme versnelling van hoogwaardige Geo-data kon plaatsvinden. DIGITAL TWIN ONDERSTEUNT ONTWERPERS In het 3D ondergrondmodel kunnen bodem- 38 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Geavanceerd 3D ondergrondmodel voor ontwerpen verbreding snelweg A9 ADVERTORIAL 11 km wegverbreding, 1,6 km verdiept, 14 km geluidsscher men In korte tijd werd een omvangrijk grondonderzoek van sondeer- en boorwerkzaamheden langs de A9 uitgevoerd en de Geo-data eenduidig verwerkt via het online platform Gaia. 39 GEOTECHNIEK JUNI 2022 profielen worden gegenereerd op elke gewenste locatie. Hierbij is voor het maaiveld het topografi- sche hoogtemodel van het project gebruikt, zodat het weglichaam van de A9 goed terugkomt in het model. Met deze geïntegreerde digital twin kunnen de geotechnische ontwerpteams nu ter plaatse van hun objecten de bodemopbouw zien en deze, inclusief alle parameters importeren in de reken- modellen. Te n s l o t t e i s h e t 3 D o n d e r g r o n d m o d e l g e ï m p o r - teerd in het Bouwinformatiemodel (BIM) van de projectorganisatie, zodat dit voor alle betrokken partijen inzichtelijk is. VOORDELEN DIGITALISERING GRONDONDERZOEK Ons online platform Gaia en de 3D ondergrond- model oplossing hebben voor de opdrachtgever en andere stakeholders de volgende voordelen opgeleverd: •Het gebruik van nagenoeg real-time online Gaia platform heeft geresulteerd in een vermindering van naar schatting 10.000 e-mails gedurende het project wat tijdsbesparing en project- efficiënties heeft opgeleverd; •One single point of truth van Geo-data verkort de ontwerptijd en vermindert risico’s in geval van gebruik van verouderde data; •Directe visualisatie van het 3D ondergrond- model garandeert efficiënte uitvoering van het geotechnisch ontwerp; •Kostenbesparingen door potentiële para- metrische berekeningen toe te passen om ont- werpmogelijkheden en kostenvergelijkingen te analyseren door het 3D ondergrondmodel te gebruiken; •Soepele integratie van het 3D ondergrondmo- del in het Bouw Informatie Model (BIM) staat ontwerpers toe clash-controles te doen om te zien of fundaties zijn gesitueerd in de juiste grondlagen om kostbare constructiefouten te voorkomen. Carlos Garcia Blanco, leidinggevend geoloog van FCC van het A9-project: “Met het verbeterde geïntegreerde platform voldoet Fugro aan onze hoge verwachtingen met betrekking tot snelheid, kwaliteit en levering van Geo-data. Tezamen met het 3D ondergrondmodel leidt dit tot tijds- besparingen wanneer het aankomt op een betrouwbare geo-database en het ontwerpen van de grondwerken en funderingen”. ! Sondeerwerkzaamheden. Classificatie van de verschillende lagen van de zachte ondergrond (veen, klei en los gepakt zand) was ingewik- keld, maar belangrijk voor het ontwerp. ADVERTORIAL Ve u r s e A c h t e r w e g 1 0 , 2 2 6 4 S G L e i d s c h e n d a m – Te l . 0 0 3 1 ( 0 ) 7 0 311 1 333 – www.fugro.com 3D visualisaties van de ondergrondcondities van de A9. 32 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Ir. F.J.M. HoefslootPrincipal Geotechnical Consultant, Fugro Inleiding Bij een CRS-test wordt in principe een constante vervormingssnelheid opgelegd en de bijbehorende totaal- en waterspanning gemeten. Voor het bepalen van de ontlaststijfheid kan een negatieve vervor- mingssnelheid worden opgelegd en voor het bepalen van de kruipparameter kan een relaxatie- stap worden toepast waarbij de opgelegde vervormingssnelheid gelijk is aan nul. Theoretisch model CRS-proef Indien de effectieve spanningstoestand over de hoogte van het monster constant is kan een een- voudige simulatie van een CRS-proef worden uitgevoerd. In hoeverre dit het geval is, is in de volgende paragraaf onderzocht. Verloop wateroverspanning Het verloop van de wateroverspanning in een CRS- proef kan eenvoudig worden afgeleid. (1) Ropgelegde reksnelheid [-/dag] ε verticale rek [-] Indien R en de rek constant zijn over de hoogte geldt bij een volledig verzadigd monster en onsamen- drukbaar water voor de continuïteitsvergelijking: (2) qspecifiek debiet [m/s] zverticale coördinaat [m] Voor het specifieke debiet geldt vo lgens Da rcy: (3) pwateroverspanning [kN/m 2] kdoorlatendheid [m/s] γw volumiek gewicht water [kN/m 3] differentiëren naar de verticale positie van (3) geeft: (4) Samenvoegen van (2) en (4) geeft: (5) Vo o r p ( z ) g e l d t : (6) (7) (8) uit vergelijking (5) en (8) volgt: (9) Op z=h geldt: q(h) = 0 (10) En dus geldt op z=h: (11) Waaruit volgt: (12) Voor de bovenkant van het monster geldt voor de wateroverspanning: p(0) = 0 (13) Waaruit volgt: C 3= 0 (14) Vo o r p ( z ) g e l d t d u s : (15) Aan de voorwaarde dat de reksnelheid (R) en de rek constant zijn over de hoogte wordt min of meer voldaan indien de wateroverspanning klein is ten opzichte van de totaalspanning. Bij een CRS-test geldt de voorwaarde dat de reksnelheid zodanig klein is dat de wateroverspanning tussen 3 en 15% van de totaalspanning ligt. Op elke diepte in het monster geldt dat de totaalspanning gelijk is, bij verwaarlozing van wrijving en eigen gewicht van het monster, en bij de randvoorwaarde van de test met betrekking tot de wateroverspanning, dus is op elke diepte de effectieve spanning bij benade- ring constant zodat ook de rek bij benadering constant is over de hoogte van het monster. Spannings-rekrelatie a,b,c-isotachenmodel De volledige formulering van het a,b,c-isotachen- model is gegeven in Den Haan [1] hetgeen deel uitmaakt van het proefschrift van Den Haan en in Den Haan en Kamao [2]. De volgende parameters worden in het model gebruikt: To t a l e n a t u u r l i j k e r e k s n e l h e i d [ - / d a g ] , To t a l e n a t u u r l i j k e r e k [ - ] To t a l e l i n e a i r e r e k s n e l h e i d [ - / d a g ] , To t a l e l i n e a i r e r e k [ - ] Directe natuurlijke reksnelheid [-/dag], Directe natuurlijke rek [-] Seculaire natuurlijke reksnelheid[-/dag], Seculaire natuurlijke rek [-] aDirecte rekparameter [-] bTotale rekparameter boven de grensspanning [-] cKruiprekparameter [-] Initiële verticale korrelspanning [kPa] Ver t icale korrelspanning [kPa] Referentiewaarde intrinsieke tijd is 1 dag (gebruik bij voorkeur !ref) Initiële intrinsieke tijd [dag] Intrinsieke tijd, of kruiptijd, equivalente ouderdom of “equivalent age” [dag] Grensspanning [kPa] hHoogte monster [m] t , t-1 Subscript van parameter op tijdstip t en t-1 Tijdstapgrootte vergelijking (6) uit [2]: (16) vergelijking (7) uit [2]: (17) Differentiëren naar de tijd geeft: (18) Verg e l i j k i n g ( 2 ) u i t [ 2 ] : (19) Verg e l i j k i n g ( 8 ) u i t [ 1 ] : (20) (21) SIMULATIE EN VERBETERING INTERPRETATIE CRS - PROEF Figuur 1 – Definitie parameters CRS-opstelling. 33 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Voor het bepalen van samendrukkingsparameters worden internationaal proeven uitgevoerd. De uitvoering van de proef is in diverse normen en richt- lijnen vastgelegd. Onderscheid wordt gemaakt in meertraps samendrukkings- proeven (Engels: Incremental Loading Test of Oedometer Test) en CRS-proef (Engels: Constant Rate of Strain Test). De interpretatie van de proef, ofwel het afleiden van samendrukkingsparameters is meestal niet vastgelegd, mede omdat de interpretatie afhankelijk is van het toe te passen zettingsmodel. Om parameters voor een zettingsmodel af te leiden uit samendrukkings- proeven en CRS-proeven is een simula tie van deze proeven een uitstekend instrument. Alleen op deze wijze kan aangetoond worden hoe parameters dienen te worden bepaald uit proeven. In dit artikel wordt de simulatie van een CRS-proef afgeleid en de karakteristieken van het resultaat onderzocht. In een eerder verschenen artikel is de simulatie van een samendrukkingsproef behandeld. De simulatie van een CRS-proef toont aan dat de gebruikelijke afleiding van parameters niet geheel correct is en dat aanscherping van de interpretatie noodzakelijk is. (22) Bij toepassing van expliciete numerieke integratie geldt bij benadering: (23) (24) Het beheersen van de reksnelheid in een CRS-proef is niet eenvoudig. Daarom is het nauwkeuriger om niet gebruik te maken van R maar van de gemeten vervorming van het monster zelf. (25) Een procedure voor de update van de equivalente leeftijd is in het vorige artikel [3] afgeleid en ziet er als volgt uit: (26) Met de bekende samendrukkingsparameters a, b en c, initiële toestand h0,"’v0en p’greksnelheid R en een keuze voor #t kunnen bovenstaande vergelijkingen eenvoudig in Excel worden ver- werkt in kolommen met achtereenvolgens tijd, hoogte monster, (natuurlijke) rek, effectieve span- ning en equivalente leeftijd: (27) (29) (30) Vo o r d e vo l l e d i g h e i d k u n n e n d e ko l o m m e n a a n - gevuld worden met de lineaire en natuurlijke rek: (31) op basis van expliciete numerieke integratie of Voor de initiële equivalente ouderdom geldt: (33) NEN-Bjerrum-isotachenmodel Vo o r h e t N E N - B j e r r u m - i s o t a ch e n m o d e l m e t l i n e a i r e rek, zoals dat in DSettlement [7] is beschreven, gelden de volgende vergelijkingen: (34) (35) (36) (37) (38) (39) Bij toepassing van expliciete numerieke integratie geldt bij benadering: (40) Voor de initiële equivalente ouderdom geldt: (41) Simulatie CRS-test Met bovengenoemde relaties kunnen vrij eenvoudig in Excel simulaties van CRS-testen uitgevoerd worden uitgaande van bekende parameters a, b, c, h0,"’v0en p’g. De invoerparameters van een voor- beeldsimulatie zijn gegeven in tabel 1 en 2. Ta bel 1 – Invoerparameter voorbeeldberekening a0.05 b0.3 c0.023077 #t0.001dag "’v0 2.0 kPa p’g 8.0 kPa τ0 3.33E+06 dag h0 0.020 m Figuur 2 – Natuurlijke rek - Effectieve spanning, CRS-simulatie. Figuur 3 – Effectieve spanning – Tijd, CRS-simulatie. SAMENVATTING Ta bel 2 – CRS-proef Reksnelheid (Strain rate) tR dag -/dag 0.000 0.100 2.000 -0.100 2.100 0.100 3.000 0.000 3.500 0.010 Dit levert het spannings-rekdiagram volgens figuur 2 op. Naast figuur 2 kunnen diagrammen figuur 3 en 4 gemaakt worden. Het verloop van !(equivalente ouderdom) als func- tie van de tijd is interessant. Over de eerste twee dagen is de reksnelheid constant (R=0,1/dag); na de snelle afname van bereikt deze een min of meer constante waarde van ca. 0,230. Ditzelfde ver- schijnsel treedt op enige tijd na beëindiging van de ontlasttak. In beide fasen vindt rek plaats op een min of meer constante isotache maar niet exact op een isotache omdat de lineaire reksnelheid constant is maar de natuurlijke reksnelheid is niet constant. Na de relaxatietak is de reksnelheid verlaagd naar 0,01/dag. Na verloop van enige tijd wordt weer een constante waarde van !bereikt, zij het met een grotere equivalente ouderdom. Uitwerking van het spannings-rekdiagram levert interessante zaken op wanneer tevens de a-lijn en de isotachen ! = !0, ! = !ref en ! = 0,230 worden geconstrueerd met: (42) (43) met een initiële equivalente ouderdom (44) volgt dat de grensspanning ligt bij het snijpunt van de a-lijn en de referentie-isotache !ref. Het snijpunt van de referentie-isotache met de horizontale as ( $H= 0) ligt bij een spanning "’ref: (45) Opmerking De ligging van de grensspanning bij het snijpunt van de a-lijn en de referentie-isotache !ref wordt volledige bepaald door de definitie van de equi- valente ouderdom !0 volgens vergelijking (44) die toegepast wordt in DSettlement [7] en Plaxis Soft Soil Creep [8]. In persoonlijke communicatie heeft E.J. den Haan aangegeven deze definitie te betreu- ren en er de voorkeur aan geeft om de definitie van !0te koppelen aan "’ref. Samenvoegen van vergelijking (44) en (45) en elimineren van p’ g geeft: (46) Indien de definitie van !0in DSettlement en Plaxis Soft Soil Creep wordt gewijzigd en beschreven volgens vergelijking (46) moet het snijpunt van de referentie-isotache met de rek = 0 as worden bepaald waarmee een identieke initiële intrinsieke tijd of equivalente ouderdom wordt bereikt. Onder de grensspanning, tussen 0 en 5% rek, is de helling van de curve 0,0501 en nagenoeg gelijk aan de waarde a. Bij een 10 maal zo kleine tijdstap is de helling van a 0,0500. Boven de grensspan- ning, tussen 10 en 30% rek, is de helling van de curve 0,293 en ongeveer gelijk aan b maar niet exact; dezelfde helling geldt voor een 10 maal zo kleine tijdstap. De afwijkende helling wordt veroorzaakt door de constatering dat de lijn boven de grensspanning geen isotache is met een constante waarde van !zoals in het !-tijd-diagram al was geconstateerd. Bij een gering afnemende !is de helling van de lijn boven de grensspanning net iets flauwer dan bij een constante !hetgeen leidt tot een, zeer geringe, onderschatting van b. Dit is overigens ook door Den Haan geconstateerd in [4] . De berekening laat zien dat de tak boven de grensspanning gemiddeld op de isotache !=0,230 ligt. De theoretische grensspanning ligt bij het snijpunt van de a-lijn met de referentie- isotache, bij 8,0 kPa zoals ook blijkt uit de simula- tie. Verderop in het artikel wordt nader ingegaan op welke wijze de referentie-isotache geconstru- eerd kan worden bij een proef. Afhankelijkheid grensspanning van opgelegde reksnelheid? In een overzichtsartikel presenteert Leroueil [5] resultaten van CRS-testen uitgevoerd met verschil- lende reksnelheden. Voor een drietal testen is het verband tussen de opgelegde reksnelheid en de grensspanning bepaald en in figuur 6 gege- 34 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Figuur 4 – Ta u - Tijd, CRS-simulatie. Figuur 5 – Natuurlijke rek - Effectieve spanning, CRS-simulatie. Figuur 6 – Leroueil et al [5]. 35 GEOTECHNIEK JUNI 2022 ven. De data zijn uit de figuur afgelezen en in tabel 3 samengevat. Ta bel 3 Reksnelheid Reksnelheid Grensspanning 1/s 1/dag kPa 10-8 0,000864 85 10-7 0,00864 95 10-6 0,0864 105 Hoewel de reksnelheden niet exact overeenkomen met de CRS-testen uit figuur 6 lijkt de grensspan- ning bepaald te zijn door de positie van de knik in de curven of het snijpunt van een a- en b-lijn. Leroueil toont hiermee aan dat de grensspanning afhankelijk is van de opgelegde reksnelheid. Met het simulatiemodel is een CRS-test uitge- voerd, identiek aan het voorafgaande voorbeeld, en een tweede test met een 100 maal zo lage reksnelheid gedurende een 100 maal zo lange testperiode. Beide resultaten zijn in figuur 7 en 8 gegeven. De b-lijn in de tweede test is duidelijk naar links verschoven. Wordt de eerder beschreven procedure voor de grensspanning toegepast, waarbij eerste de referentie-isotache wordt bepaald en deze wordt gesneden met de a-lijn, dan resulteren beide proeven in een grensspanning van ca. 8,0 kPa. Conclusie: Bij een CRS-test is de grensspanning niet afhanke- lijk van de toegepaste reksnelheid; de grensspan- ning ligt bij het snijpunt van de a-lijn met de refe- rentie-isotache (1-dags isotache). Afleiding kruipparameter c uit CRS-proef De kruipparameter c kan uit een CRS-proef worden bepaald door toepassing van bijvoorbeeld een relaxatiefase waarbij de opgelegde reksnelheid gelijk is aan nul. De procedure is uitgebreid beschreven in [4]. Theoretisch is overigens elke verandering in reksnelheid geschikt. Tijdens een relaxatiefase is de reksnelheid R gelijk aan nul. Vaak zien we echter dat de relaxatietak niet exact horizontaal loopt in het spannings-rek- diagram door besturingsonregelmatigheden en/of toesteldeformatie. Het verdient daarom aanbeve- ling om een procedure te gebruiken waarbij wordt uitgegaan van het gemeten verloop van de hoogte van het monster. Bepaal kort voorafgaand aan de relaxatiefase (t r) de startwaarde van de gesimuleerde equivalente ouderdom ( !str) op basis van: –gemeten t –gemeten h –gemeten σ –afgeleide waarde voor a –keuze c (47) Opmerking: bovenstaande vergelijking volgt een- voudig uit vergelijking (25). Contoleer of !strkort voorafgaand aan de relaxa- tiefase nagenoeg constant is. Kies voor de startwaarde van de gesimuleerde kor- relspanning ( "str) de gemeten korrelspanning σ. Bepaal vervolgens in de relaxatiefase voor elk tijd- stip achtereenvolgens de gesimuleerde korrel- spanning ( σs) en de gesimuleerde equivalente ouderdom ( !s): (48) (49) Zet de gemeten korrelspanning uit tegen de gesi- muleerde korrelspanning. Minimaliseer de som van de kleinste kwadraten van het verschil tussen de gemeten korrelspanning en de gesimuleerde korrelspanning door aanpas- sing van c: (50) Voorbeeld Te r v o o r b e e l d w o r d t d e r e l a x a t i e f a s e t u s s e n d a g Figuur 7 – Natuurlijke rek - Effectieve spanning, CRS-simulatie. Figuur 8 – Natuurlijke rek - Effectieve spanning, CRS-simulatie. Figuur 9 – Simulatie relaxatietak op basis van keuze c=0,015. Figuur 10 – Simulatie relaxatietak op basis van keuze c=0,015. 3,0 en 3,5 beschouwd. De afgeleide waarde voor a = 0,05 Vo o r c w o rd t e e n ke u z e g e m a a k t c = b / 2 0 = 0 , 0 1 5 de startwaarde van de gesimuleerde equivalente ouderdom ( !str) = 0,130 dag de startwaarde van de gesimuleerde korrelspan- ning ( "str) = 21,48 kPa Ver volgens zijn voor de gehele relaxatiefase de waarden voor σsten σstbepaald. De uitgangspunten en het eerste deel van de bere- kening zijn gegeven in figuur 9. Ver volgens zijn de gemeten en gesimuleerde kor- relspanning gedurende de relaxatiefase uitgezet in figuur 10. Duidelijk is te zien dat gesimuleerde re- laxatie (spanningsafname) te klein is en dat dus een grotere waarde voor de kruipparameter moet wor- den gekozen. De procedure is herhaald voor een keuze van c=0,030. De berekeningsresultaten zijn gegeven in figuur 11 en 12. Een perfecte match wordt gevonden bij de keuze c=0,023 hetgeen natuurlijk overeenkomt met de invoerparameter van het kunstmatig gegenereerde proefresultaat. Afleiding grensspanning uit CRS-proef Eerder is aangegeven dat de grensspanning niet direct volgt uit het snijpunt van de raaklijn aan het begin van de curve en de raaklijn aan het einde van de curve maar dat er een correctie nodig is voor de isotache waarop het laatste deel van de proef ligt. Bepaling van de waarde kan plaatsvinden door het uitvoeren van een volledige simulatie van de CRS-proef. De waarde van b, bij constante reksnelheid, op de b-lijn boven de grensspanning kan ook bepaald worden met: (51) waarbij R H de natuurlijke reksnelheid is, die overigens in een standaard CRS-proef niet constant is. Figuur 14 laat zien dat deze bepaling netjes aansluit op het verloop van !volgens de volledige simulatie. Ver volgens dient de b-lijn ver t icaal verschoven (naar beneden indien !ref > !b, naar boven indien !ref < !b) te worden met een waarde: (52) Ver vo l g e n s w o rd t d e referent i e - i s o t a ch e g e s n e d e n met de a-lijn om de grensspanning bij het snijpunt te bepalen. In de voorbeeldsimulatie bedraagt de verticale verschuiving: (53) De procedure is bij een CRS-proef met een con- stante lineaire reksnelheid niet geheel correct omdat de natuurlijke reksnelheid niet constant is, de b-lijn hierdoor geen isotache is (lijn van constante reksnelheid) en dus de waarde !bniet eenduidig kan worden bepaald. De voorbeeld- simulatie geeft echter aan dat de fout die gemaakt wordt in de bepaling van de parameter b en de grensspanning zeer gering is. Het probleem dat de b-lijn niet op een isotache ligt kan worden verholpen door in de CRS-proef niet de lineaire reksnelheid constant te houden maar ervoor te kiezen om de natuurlijke reksnelheid constant te houden. In het NEN-Bjerrum isotachenmodel kan de para- 36 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Figuur 11 – Simulatie relaxatietak op basis van keuze c=0,030. Figuur 12 – Simulatie relaxatietak op basis van keuze c=0,030. Figuur 13 – Simulatie relaxatie- tak op basis van keuze c=0,023. Figuur 14 – Schatting !b. 37 GEOTECHNIEK JUNI 2022 meter !CRbij constante reksnelheid, op de CR-lijn boven de grensspanning worden bepaald met: (54) De benodigde verticale verschuiving van de CR-lijn bedraagt: (55) Indien de lineaire reksnelheid constant wordt gehouden ligt, in het NEN-Bjerrum isotachen- model, de CR-lijn netjes op een isotache en is de procedure voor de bepaling van de 1-dagisotache en bepaling van de grensspanning exact. Conclusie en dankwoord De gegeven afleiding van de benodigde vergelij- kingen voor het opstellen van een simulatie in Excel zijn door de auteur volledig zelfstandig opgesteld. In persoonlijke correspondentie heeft E.J. den Haan aangegeven dat een dergelijke opzet, simulatie en afleiding van parameters niet nieuw is en met name in Delft Cluster-rapporten [4] en [6] is gegeven en dat materiaal in speciale cursussen is verspreid. De auteur is van mening dat de meerwaarde van dit artikel ligt bij een aantal punten: –De afleiding en opzet van een simulatie zijn volledig gegeven en voor de geotechnische gemeenschap toegankelijk –De formulering van de update van de intrinsieke tijd is afgeleid en is onafhankelijk van de opge- treden rek. –De bepaling van de intrinsieke tijd of equivalente ouderdom op de b-lijn boven de grensspanning. –De procedure voor de bepaling van de grens- spanning is aangescherpt door de grensspanning te nemen bij het snijpunt van de a-lijn en de referentie-isotache. Met deze definitie van grensspanning wordt de initiële intrinsieke tijd of equivalente ouderdom in DSettlement en Plaxis Soft Soil Creep modellen consistent beschreven. –Er wordt geconcludeerd dat de grensspanning niet afhankelijk is van de opgelegde reksnelheid –Er is een procedure beschreven voor het bepalen van de kruipparameter c bij een relaxatietak die algemeen toepasbaar is en niet alleen onder de strikte voorwaarde dat de reksnelheid gelijk is aan nul. –Vermelding van equivalente vergelijkingen voor het zogenoemde “NEN-Bjerrum-isotachen- model”. Met dit artikel hoopt de auteur het begrip van het isotachenmodel, de afleiding van parameters en de charme van het opstellen van een volledige simulatie voor het geotechnisch publiek te hebben vergroot. Tevens wil ik mijn dank uitspreken aan Evert den Haan voor zijn kritische blik op het artikel, fijne en diepgaande discussie omtrent de definitie van initiële intrinsieke tijd of equivalente ouderdom en de grensspanning. Literatuur 1. E.J. den Haan (1996). “A compression model for nonbrittle soft clays and peat. ”Géotechnique, Vo l . 1 , p p . 1 - 1 6 . 2. E.J. den Haan & S. Kamao (2003). Obtaining isotache parameters from a C.R.S. K 0-oedometer. Soils & Foundations, 43, 4:203-214. 3. F.J.M. Hoefsloot, Simulatie en verbetering inter- pretatie samendrukkingsproef, Geotechniek maart 2022. 4. E.J. den Haan, Interpretatie meetdata K 0-C.R.C.- apparaat, Delft Cluster, CO-710203/22, septem- ber 2001. 5. S. Leroueil, The isotache approach. Where are we 50 years after its development by Professor Suklje?, 2006 Prof. Suklje's Memorial Lecture. 6. E.J. den Haan, Evaluation of creep models for soft soils (under axially symmetric conditions), Delft Cluster, CO-710203/21, september 2001 7. DSettlement-Manual.pdf, Deltares, Version 21.2. 4 June 2021. 8. Material Models Manual, Bentley, March 04, 2021. ! OPTIMAAL ONTWERP MET LAAG RISICOPROFIEL DOOR GEAVANCEERD 3D ONDERGRONDMODEL VOOR SLIMME DATA-TOEPASSINGEN Voor meer informatie fugro.nl Alexander van DuinenDeltares, Delft, The Netherlands Dennis PetersDeltares, Delft, The Netherlands Introduction For Dutch pract ice, most commonly ut ilized cone penetrometers have a pro jected base area of 10 cm 2or 15 cm 2. Th is corresponds to a d iameter, D, of respect ively 3.6 cm and 4.4 cm. Ho wever, Ø 3.6 cm push ing rods are used for both cone types. This impl ies the need for a trans ition from the wider penetrometer to the smaller push ing rods in case of a 15 cm 2cone. Accord ing to NEN-EN-ISO 22476, the trans ition should be pos itioned at least 11.2D above the cone shoulder. In pract ice, however, we not ice that compan ies prefer and use conf igurat ions in which the trans ition is only in bet ween 5 to 7 t imes D above the cone shoulder. The ma in reason for th is dev iation from the standards seems reduct ion in requ ired force to reach depth, as the conf igurat ion acts l ike a fr iction reducer. Further, smaller incl inat ions are observed with a 15 cm 2cone compared to a 10 cm 2cone. Therefore, less r isks are involved when us ing 15 cm 2cone with a reduced d istance bet ween the cone shoulder and the trans ition in d iameter. These observat ions have led to the follo wing ques- tions: 1. What are the effects of the penetrometer conf igurat ion on cone res istance, q c, sleeve fr ic- tion, f s, and/or pore water pressure? 2. What was the bas is for the requ irements in the test ing standards? Some compan ies refer to Po well & Lunne (2005) and cla im that the measured quant ities are hardly affected by the shorter d istance from shoulder to trans ition. Po well and Lunne d iscuss tests in UK clays, ut ilizing 15 cm 2piezocones with sleeve areas of 200 and 300 cm 2and conclude l ittle d ifference in results bet ween the d ifferent sleeve areas. The d istances from shoulder to trans ition are not ment ioned in the ir publ icat ion, ho wever, the results indicate that the fr iction in clays is un i- formly d istr ibuted over the sleeve. He ijnen (1972) presents extens ive f ield research on the shape of the cone penetrometer (10 cm 2), as d ifferent results in q cwere observed from a “Dutch mantle cone” and a “stra ight electr ical cone” in sands. He ijnen concluded that a reduct ion in d iameter just beh ind the cone does influence q csignifi- cantly, but that such effects also rap idly decrease with d istance from the cone shoulder. Interest ingly, no s ignificant d ifferences were observed bet ween a “stra ight” cone (constant d iameter over full length) and a cone with a reduced d iameter from 10 cm above the cone “t ip” (2. 8D). Although we bel ieve that such conclus ions should treated with caut ion due to natural var iability of the subso il and measurement uncerta inty, it is str iking that the requ irements in the standards are what they are. Most l ikely, the bas is for the requ irements in NEN- EN-ISO 22476 are class ical analyt ical solut ions (Meyerhof, 1951; Van M ierlo & Koppe jan, 1952; De Beer, 1963). In such approaches, the s ize of the failure wedge is typ ically a funct ion of the fr iction angle of the so il and can extend to great d istances from the cone shoulder. Ho wever, th is bas is seems to contrad ict with the p ile base shape factors from NEN 9997-1+C2, see f igure 1. For instance, in case of a 15 cm 2cone with 10 cm2 rods (Deq / deq = 1.5), only H ≥ 2D is requ ired to become comparable with a fully stra ight p ile concern ing the t ip res istance in sands. Ho wever, the bas is for f igure 1 is not kno wn to us. From above f indings it m ight be expected that the d ifferent conf igurat ions of the 15 cm 2cone as we come across in the f ield will not s ignificantly influence q c. Ho wever, it is important to val idate WHAT IS AN APPROPRIATE CRITERIUM FOR THE TRANSITION FROM A WIDER PENETROMETER TO SMALLER PUSHING RODS? Figure 1 – Pile base shape factor βfor p iles in sand (NEN 9997-1+C). Figure 2 – Schemat izat ion of tested 15 cm2 penetrometers (De Lange et al, 2022). Dirk de LangeDeltares, Delft, The Netherlands 6l52 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL this with (more) emp irical ev idence. Further, the potent ial influence on the fr iction read ings is less clear so far, as the penetrometer conf igurat ion also might affect the hor izontal so il stresses around the sleeve. Therefore, Deltares proposed a ser ies of CPTs us ing 15 cm 2cone penetrometers hav ing the trans ition at d ifferent d istances from the shoulder. This paper is a follo w up of De Lange et al. (2022) and presents a further analys is of the test results. Approach and results Two test ser ies, cons isting of each 9 CPTs, were performed in 2021 (1st in Apr il & 2nd in December). All tests were performed accord ing class III (NEN- EN-ISO 22476-1). Tests were executed in a closely spaced gr id at a green f ield o wned by Delft Un iver- sity of Technology. The d istance bet ween t wo ad- jacent CPTs was 2 m and in some cases only 1 m. Four d ifferent 15 cm 2penetrometer conf igurat ions have been used, see f igure 2. Conf igurat ions A and B do meet the requ irements of NEN-EN-ISO 22476 with respect to the locat ion of the trans ition, while conf igurat ions C and D do not. Relevant cone dimens ions are g iven in Table 1. All penetrometers were manufactured by the same company, hav ing ident ical locat ion and area of the fr iction sleeve. Further, both test ser ies were executed by the same company. The test locat ions and the tests order are g iven in f igure 3. E.g. “A2” refers to penetrometer type A and the second CPT of the test ser ies. The target penetrat ion level was 25 m belo w surface level, pass ing through Holocene clay and peat depos its and Ple istocene sand. Pore water pressures were not measured. The penetro- meters were equ ipped with double incl inometers. Ta ble 1 – Penetrometer characteristics Penetrometer A B C D cm cm cm cm Shoulder – trans ition d istance 52 52.5* 31.5 19 Sleeve – trans ition d istance 34 34.5* 13.5 1 Tr a n s ition length 1 - 5 8 * D istance to fr iction reducers is g iven. Figure 3 – CPT locat ions and order. Figure 4 – Results from A6 with respect to results of (left) other type A tests and (r ight) type C tests (De Lange et al. 2022) . Figure 5 – Normal ized q cresults of ser ies 1 (left) and ser ies 2 (r ight) . SUMMARY As 15 cm2 cone penetrometers are pushed by Ø 3 .6 cm rods, a transition from the wider penetrometer to the smaller pushing rods is needed . It has been noticed in practice that CPT sounding companies prefer and use configurations in which the transition is in between 5 to 7 times the cone diameter, D, abo ve the cone shoulder . Howe ver, according to NEN-EN-ISO 22476, the transition should be positioned at least 11 .2D abo ve the cone shoulder . In order to fuel discussion, a first step was made by performing two series of 9 CPTs with different penetrometer configurations . The results ha ve been analysed and no systematic differences between the different penetrometers are found . Better understanding and validation is needed, but if all results point in the same directions, the standards can be updated . 7l53 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL All results (both q cand f s) can be found in De Lange et al. (2022). In order to g ive an impress ion of the subso il and the var iability in measurements, all q c results of ser ies 1 are presented in figure 4. The left subf igure sho ws all q c-prof iles from the type-A tests to indicate the inherent var iability, with the results of the central CPT be ing emphas ized. The r ight subf igure sho ws all q c-prof iles from the type-C tests, aga in with respect to the central type-A test. Total cone incl inat ions of about 1° to 3° were measured at f inal depth. Therefore, interference bet ween the tests are excluded. Analysis In both ser ies, a group of 4 and a group of 5 CPTs is present. To invest igate poss ible d ifferences in measured quant ities, the group of 5 CPTs has been used as reference in both ser ies. All results from this group have been used to determ ine a mean µ(z) and a standard dev iation σ(z). Then, the results of the group of 4 CPTs have been normal ized by µ(z). Figures 5 and 6 sho w the 90% conf idence intervals, CI90, based on the reference group. The normal i- zed results of the other group are also g iven. The conf idence intervals are g iven as a measure of the inherent so il and/or measurement var iability. For q c, larger var iability is observed in the sandy depos its and around “so il layer interfaces”. The latter can be expla ined by fluctuat ion in level of the layer interfaces. For f s, the var iability is more constant over depth. In general, a way from the layer interfaces, the results fall within the 90% conf idence intervals. No systemat ic d ifferences are not iced which can be d irectly related to the cone conf igurat ion. Str iking dev iations from the mean µ(z) can be expla ined by inherent var iability. For example, the normal ized q c-measurements of type B seem to be structurally h igher than type D in the upper part of the Ple istocene sand (around NAP -20 m). Ho wever, when hav ing a closer look to the results itself, the northern CPTs (B4, B6, B 8, D5, D7 and D9) sho w higher q c-values than the sou- thern CPTs, see f igure 7. Th is natural var iability has Figure 6 – Normal ized f sresults of ser ies 1 (left) and ser ies 2 (r ight). Figure 8 – Compar ison of all types (4 ad jacent CPTs). Figure 7 – qcresults of ser ies 1 and 2 (zoomed in on the Ple istocene sand). 8l54 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL impact on the analys is as both D1 and D3 influence significantly the mean of type D. Therefore, the normal ized results of B4, B6 and B 8 are s ignifi- cantly h igher than that mean value and only B2 sho ws lo wer values. As test ser ies 2 was performed at only 2 m from ser ies 1, results from all 4 cone types can be compared as well. F igure 8 sho ws such a compar i- son. No systemat ic d ifferences are observed from these graphs e ither. The sharp drops in q cin the upper left subf igure are a result of t ighten ing the 1 m push ing rods. These spec ific measurement values are deleted from the ra w data in general, but probably not all spots were adequately ident i- fied by the prov ider of the data. Concluding remarks In pract ice 15 cm 2cone penetrometers are used, several of which do not meet the requ irements of the standards. A range has been tested in the f ield at one locat ion. The locat ion of the d iameter tran- sition ranged from 4.4 to 12 t imes D from the cone shoulder. Dur ing analys ing the results no systema- tic d ifferences were observed which can be related to the cone conf igurat ion (only). Th is is an impor- tant f inding, that g ives a prel iminary ans wer to the first quest ions in the introduct ion. We foresee the need to consult arch ives and involved people to un- derstand the background and mot ivat ion of the adopted standards in order to ans wer the second quest ion in the introduct ion. In order to ach ieve a broader bas is and have a better stat istical support of present results, tests should be repeated at other locat ions ( in other so il types and so il states). For better understand ing of the mechan isms, a comb inat ion of numer ical (e.g. MPM) and phys ical modell ing can be appl ied. Lastly, should you want to contr ibute, any relevant informat ion from your side is more than welcome! Please contact one of the correspond ing authors. Acknowledgements The authors would l ike to ackno wledge Gouda Geo-Equ ipment for mak ing the d ifferent cone pe- netrometers ava ilable, Inp ijn Blokpoel Ingen ieurs for execut ion of the CPTs and Delft Un ivers ity of Te c h n o l o g y f o r a l l o wing us to use the ir land for th is first invest igat ion. References –De Beer, E.E. (1963). The scale effect in the transpos ition of the results of deep sound ing tests on the ult imate bear ing capac ity of p iles and ca is- son foundat ions. Geotechn ique Vol. 13, No. 1, pp. 39–75. –De Lange, D.A., Van Du inen, T.A. & Peters, D.J. (2022). Large d iameter cone penetrometers: what is an appropr iate locat ion for the trans ition to the rod d iameter? Proceed ings of the 5th Internat ional Sympos ium on Cone Penetrat ion Test ing, CPT’22, to be held in Bologna, Italy, 8-10 June, 2022. –He ijnen, W.J. (1972). De vorm van de elektr isch sondeerconus. Verhandel ingen Fugro Sondeer- sympos ium 1972: 17-27 ( in Dutch). –NEN-EN-ISO 22476-1:2012 en Geotechn ical invest igat ion and test ing - F ield test ing - Part 1: Electr ical cone and p iezocone penetrat ion test. –NEN 9997-1+C2:2017 Geotechn ical des ign of structures - Part 1: General rules ( in Dutch). Powell, J.J.M. & Lunne, T. (2005). A compar ison of d ifferent s ized p iezocones in UK clays. –Proceed ings of the 16th Internat ional Confe- rence on So il Mechan ics and Geotechn ical Eng i- neer ing: 729-734. –Meyerhof, G.G. (1951). The ult imate bear ing capac ity of foundat ions. Geotechn ique, Vol. 2, No. 4: 301–332. –Van M ierlo, W.C. & Koppe jan, A.W. (1952). Lengte en draagvermogen van he ipalen. Bou w 19-1-1952, no. 3: 1-11 ( in Dutch). ! www.deltares.nl From experimental research to practical application We work on geotechnics in • • • • Deltares is an independent institute for applied research in the ﬁeld of water and subsurface. Worldwide, we work on smart technological innovations and sustainable solutions for societal challenges t s a D ansnoitavo nn ialcigool hn ect e w , wediwdlro . Wecafrusbus d ole e ﬁh n th icraese d reilppa n itn denep den in a isseralteD el abniats sud t ram n s k oro e w d n r aeta f w d o foretuittsn so e nlelah claetic so fors onitlu so pi d pnl aia, rdaoR• e ddool f nd aeskiD• echnics in ork on geot e wW e .s ge rutcurtsarfne inile cesneffe echnics in deltar. www wt neff oor petamilC• sertu ucrts undn asnoitad unoF• .nl es deltar skrow d unogrred un 9l55 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL Introduction Ins itu Geotech Serv ices Pty Ltd (IGS) is an Austra- lian in situ test ing and sampl ing company that pro- vides serv ices to construct ion, infrastructure and mining. It is the largest company that spec ialises in this field in Austral ia, but st ill numbers only about 30-40 personnel. See www .insitu.com.au. IGS has bu ilt its bus iness around prov iding h igh qual ity test data to the ir cl ients and is thus very much results-focused; if someth ing seems to be lack ing or warrants improvement then they will focus on solv ing that issue or improv ing on it. The small company has dr iven several innovat ions, in part icular in the past in regard to better qual ity sampl ing of soft so ils. The most recent innovat ion dr iven by IGS has been the concept ion/development of a CPT cone capable of detect ing and measur ing extremely lo w sleeve fr iction (f s) values. This cone was conce ived and developed in con junc- tion with IGS’s CPT equ ipment suppl ier-partner Geom il Equ ipment B.V. of The Netherlands (Geom il), and it involved sh ifting a des ign parad igm. The concept, des ign, parad igm sh ift etc, and the successful outcome, are descr ibed in a paper to be publ ished as part of the proceed ings of the Conference CPT’22, to be held in June 2022 in Bologna Italy. Why is detection and measurement of f simportant? CPT was invented in the f irst place, then evolved over several decades, to eventually be able to prof ile and character ise the strength and other propert ies of so ils. In the beg inning, the 1930s and 1940s, the tool, kno wn at that t ime as “Dutch Cone” was purely a mechan ical dev ice and could only measure cone res istance. In the 1950s a mechan ical fr iction sleeve was added and in the 1960s to 1970s as technology advanced, the f irst electr ical cones appeared plus, with t ime, cones that could measure pore pressure, kno wn as p iezocones. No wadays most CPT cones used have the compo- nents and proport ions sho wn in f igure 1 (taken from P.K. Robertson & K.L. Cabal (2015) 6th Edition Gu ide to Cone Penetrat ion Test ing for Geotechn ical Eng ineer ing). Size is usually descr ibed accord ing to the cross- sect ional area of the dev ice, and most are e ither 10cm 2or 15cm 2(i.e. about 36mm or 44mm diameter). Note that the con ical po int of the penetrometer, named in the f igure as the “Cone” is often called the “T ip”. Th is latter term inology will be used in th is art icle. A CPT test is performed by push ing the cone into the ground at a slo w and steady speed of nom inally 2cm/s, electr ically measur ing v ia load cells and a pressure transducer: (a) the t ip load (expressed as pressure q c); (b) the sleeve fr iction (expressed as a stress f s); and (c) the pore pressure (usually des ignated u). These three parameters are usually plotted graph i- cally, includ ing a plot of the rat io f s/qc– called Friction Rat io (R f) – expressed as a %. Note that often q cis sub jected to a correct ion for pore pres- sure and then des ignated qt, then Rf is calculated using q t. Ho wever for the purpose of th is art icle that is not important. What is important is that R f, der ived from the friction value f s, is used in many d ifferent forms to determ ine so il type; these forms vary from “eye- ball ing” the R fplot and us ing exper ience, to process ing the data v ia var ious computer programs. CONE PENETRATION TESTING IN EXT REMELY SOFT SOILS – SOLVING THE PROBLEM OF POOR SLEEVE FRICTION MEASUREMENTS Allan McConnell IGS Founder Figure 1 – Bas ic layout of the electr ical cone. Figure 2 – Compress ion versus subtract ion cone types. Figure 3 – Cone data compar ison of 10MPa versus ne w 3MPa cone. 4l50 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL A soph isticated way of present ing “so il type”, which among other parameters rel ies on R f, is called So il Behav iour Type SBT (refer to P.K. Robertson (2016) Cone penetrat ion test (CPT)- based so il behav iour type (SBT) class ificat ion system – an update). CPT data can be conven iently processed to determ ine SBT us ing the popular computer soft ware CPeT-IT, and by other methods. But the po int is, if Rfis wrong, because f sis wrong then any of these methods can be m islead ing. If good qual ity CPT equ ipment is used for a test, and it is well cal ibrated, then in firm or st iffer so ils, even moderately soft so ils, so ils with (say) q c greater than about 200kPa, th is has never been a problem. The des ign of modern CPT cones handles fsmeasurement pretty well in firm or st iffer so ils. But in very soft so ils measurement of f shas al ways been a problem. Determ inat ion of so il type of very soft mater ials has al ways suffered as a result of this. Exper ienced pract itioners real ised th is but pretty much shrugged it off as an “elephant in the room” and some fell back on exper ience to over- come the shortfall. It requ ired an equ ipment re-des ign ( in fact a parad igm sh ift) to overcome th is weakness in CPT test ing of very soft so ils. Why does this problem exist? Almost all CPT test ing in soft and very soft so ils is done us ing what are termed Compress ion Cones, see f igure 2 ( which is taken from T. Lunne, P.K. Robertson & J.J.M. Po well (1997). Cone Penetra- tion Test ing in Geotechn ical Pract ice, then sl ightly mod ified by th is author). The problem is related to the mechan ical des ign of modern CPT compress ion cones, as follo ws: –In a Compress ion Cone, the sleeve has to move slightly to perm it it to apply load to the fr iction sleeve load cell. –D irt seals beh ind the fr iction sleeve res ist th is slight movement and use up some of the force appl ied by so il fr iction to the fr iction sleeve. –Hence a not iceable error occurs if th is appl ied force is very lo w (as it will be in extremely soft mater ials). The paradigm shifting solution that evolved The solut ion to the problem perce ived by IGS and “made real” by Geom il was to develop a Sub- tract ion Cone of very lo w capac ity, with unusually high qual ity and sens itive load cells (us ing a spec ial alloy base), and for IGS to cal ibrate these very rigorously and often. Deta ils of all of th is are prov ided in the CPT’22 Conference paper “An innovat ive ne w 3MPa CPT – to detect and measure very small f svalues” by McConnell (IGS) and Wassenaar (Geom il). F igure 3 sho ws the improved response to sleeve fr iction compared to what was prev iously poss ible. Figure 4 compares results from a “convent ional” but very h igh qual ity 10MPa Compress ion Cone, vs the ne wly developed “parad igm sh ifting” h ighly sens itive Subtract ion Cone – des ignated in the figures as “ne w 3MPa Cone”. In regard to the all- important So il Behav iour Type, data from the same tests sho wn in the preced ing figure have been processed us ing the computer soft ware CPeT-IT to determ ine and plot SBT. The data from the ne w 3MPa cones interprets SBT that is significantly d ifferent to that from the con- vent ional 10MPa Compress ion Cone. Conclusion Readers who have greater interest in th is matter are referred to the full paper. Closing discussion – why is this an important evolution in CPT? Like all geotechn ical tests, CPT was or iginally dev ised and evolved in a marketplace of test ing of ma inly natural so ils which were to be tested for what m ight be called “normal eng ineer ing purposes”: p iles, foot ings, reta ining walls, road or dam embankments, foundat ion preloads, etc. In recent years m ine ta ilings dams and ash ponds have become the focus of a whole “almost ne w” field of geotechn ical eng ineer ing, and they typ ically involve very soft (maybe very very soft) ooze-l ike mater ials that need to be closed over by capp ing, ra ised by up-stream dam wall ra isings etc. and assessed quant itat ively for stab ility. The accuracy and/or appl icab ility of h istor ical geotechn ical invest igat ion techn iques has been found lack ing in many instances, and ne w systems have been e ither sought or dreamed of. Non CPT examples include Vane Shear Tests that are now often run at d ifferent rotat ional speeds than accord ing to standards, sampl ing systems that fa il to take even-close-to-und isturbed samples be ing upgrade. CPTs are no w somet imes run at d ifferent penetra- tion speeds ( which in some ways makes them different tests). And then the “elephant in the room” talked about in th is art icle, that reduces the usefulness of CPT (or at least conf idence in it) for s ite character isa- tion and determ inat ion of propert ies essent ial to assessment of the safety of ta ilings dams, and the des ign of closures and ra isings. Change and improvement are both inev itable – th is art icle is about one such change/ improvement. ! This article is an extract from the CPT’22 paper referenced herein . Measurement of extremely low slee ve friction (f s) values during CPT testing is an industry-wide problem, often treated as an “elephant in the room” . The paper describes the de velopment of an inno vative new CPT cone that the author belie ves has largely sol ved this problem . The solution has in volved shifting of the paradigm, that “if you want to most accurately measure slee ve friction, you must use a Compression Cone” . This solution in volved the use of a Subtraction Cone design . The solution also in volved de velopment of more-responsi ve- than-con ventional load cells using a special alloy for the load cell base, rather than steel . So far the new CPT, calibrated and managed as described in this paper, is meeting or exceeding the authors’ expectations . SUMMARY Figure 4 – SBT data compar ison of 10MPa Compress ion Cone (left) vs Ne w 3MPa Cone (r ight). 5l51 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL Introduction Niger ia is one of the most populated countr ies in Afr ica. W ith approx imately 200 m illion inhab itants in a country three t imes the s ize of Germany and a mass ive gro wth rate, there is a large demand for in- frastructure. Th is is also the case in On itsha, a to wn in the centre of N iger ia. The c ity is located next to the r iver N iger. There is only one s ingle t wo-lane bridge to cross the r iver. The br idge was construc- ted in 1964 and part of the Pan-Afr ican h ighway system. It prov ides the access to the mass ive c ity of Lagos, with over 15 m illion inhab itants in the south- western part of the country. At the t ime of construct ion of the br idge, On itsha had only 130.000 inhab itants. Currently the c ity has over 1.500.000 people. Th is enormous gro wth has resulted in increased traff ic intens ity, mass ive congest ions, and an overuse of the not well-ma in- tained br idge. A decade after the construct ion of the br idge it was already concluded that the capa- city was insuff icient, but it took over 40 years to start the actual construct ion of a ne w 1,590 m long second N iger br idge and correspond ing infrastruc- ture of 10 km length. In 201 8 the locally well- kno wn contractor Jul ius Berger N iger ia acqu ired the key pro ject as a des ign and construct contract. Design The des ign of the infrastructure around to the bridge was done by Kempfert + Partner Geotechn ik (K+G) based in Germany. They faced a cons iderable geotechn ical challenge as the road connect ing to the br idge had been planned in the s wampy soft soil area just south of On itsha. Th is locat ion was not chosen on its geotechn ical cond itions but pu- rely to prevent large demol itions of houses and to divert the traff ic around the to wn. The so il cond i- tions were very soft with very lo w undra ined shear strengths (0-15 kPa) in the top meters. Belo w the very soft organ ic clay layer of var iable th ickness, the clay gradually improved in cons istency and strength before chang ing into a cons istent sand layer. The depth of the clay-sand boundary was found to be h ighly var iable. At the start of the pro- ject, due to the d ifficult access to the area, only a few site invest igat ion po ints were ava ilable. It was therefore a b ig challenge to prov ide a sol id des ign in the preparat ion stage. The solut ion was found in the use of a number of geosynthet ic solut ions. Solutions The ma in ground improvement solut ion was the use of Prefabr icated Vert ical Dra ins (PVDs) comb ined with a basal re inforcement with h igh tens ile strengths up to 2500 kN/m (type Stab ilenka ®). The PVDs allo w accelerated consol idat ion of the weak layers and generate a more stable subso il. On the sect ions where PVD’s were not able to fulf il the des ign requ irements, Geotext ile Encased Sand Columns (GECs, type R ingtrac ®) were des igned. The cho ice for these GECs was initiated by the very low strength of the clay and the local ava ilab ility of sand. The conf inement of the sand column by a conf ining geotext ile was requ ired to prevent the columns to bulge and l imit the r isk of construct ion failure. The des ign and bear ing behav iour of the GECs is more complex than those for PVDs. In a PVD des ign, the so il compresses under a un iform load and well-kno wn theory is used to calculate the durat ion and settlement that will occur. The compl icat ing factor in a GEC des ign is the fact that the bear ing elements (GECs) are s ignificantly stiffer than the surround ing so il, therefore attrac- ting a h igher load concentrat ion from the overly ing embankment so that the GECs deform within the encapsulat ion of the geotext ile. Conversely, the pressure act ing on the ad jacent so il is lo wered, result ing in an overall reduct ion of the total settle- ments. This spec ific behav iour of the GECs under load ing is modelled by Ra ithel and Kempfert (2000), us ing a un it cell approach of hexagonal areas, which are der ived from the tr iangular installat ion gr id. The settlement des ign of a GEC is an iterat ive process in which the stresses on the column and the surround ing so il are d istr ibuted in such a way, that the deformat ion of the column equals the settlement of the surround ing so il. The deforma- tion of the column includes the tens ioning and hor izontal rad ial deformat ion of the geotext ile encasement, together with the vert ical deforma- tion of the sand. Th is leads to an uneven d istr ibu- tion of the vert ical and hor izontal stresses. W ith the lo w conf ining hor izontal stress of the so il 68 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 1 – Pro ject overv iew infrastructural works to the 2nd N iger Br idge pro ject in N iger ia ir. Max NodsGeSySo, Netherlands ir. Jeroen DijkstraCofra, Netherlands 2 ND N IGER BRIDGE PROJECT IN N IGERIA and much h igher hor izontal stresses in the column, the column wants to bulge. Th is is prevented by the tens ioning and stra ining of the geotext ile encasement, unt il an equ ilibrium has been rea- ched. In fact, th is stra in-dependence of the equ ili- brium is very spec ific for the system, the settlements that will occur and the correspond ing des ign procedure. The global stab ility of the embankment was impro- ved for both solut ions (PVD and GEC) by add ing add itional strength from the hor izontal inclus ion of h igh strength basal re inforcement. Installation In 2019, Cofra acqu ired the contract for the execu- tion (construct only) of the ground improvement compr ising of 1,400,000 m PVD and 16,000 GECs. For the PVD installat ion one s ingle installat ion mast was mob ilized to s ite, whilst us ing a local excavator to opt imize the mob ilizat ion and l imit transports. The PVDs were installed within a few months’ t ime from a work ing platform of sand in a tr iangular gr id pattern with spac ings bet ween 0.8 and 1.5 m, without spec ific issues. After the PVD installat ion, the GEC installat ion was started, using three installat ion un its. Underneath the future slopes of the embankment a tr iangular gr id of 2.30 m was used with a GEC d iameter of 800 mm to reach a replacement rat io of 10%. Under the ma in embankment and traff ic area, a gr id of 2.07 meter had to be installed to reach a replacement rat io 15% with the same column d iameter of 800 mm. Huesker suppl ied the GEC geotext iles and h igh strength geotext iles. Because of the weight of the mach ines in relat ion to the very soft so il cond itions, the installat ion was performed from wooden mats, founded on the already installed columns, to ensure installat ion stab ility cond itions. The add itional benef it of this work ing method is that the columns are be ing prestressed by the weight of the installat ion equ ipment. Th is increases the funct ional ity of the geotext ile encased column system. Challenges The GEC installat ion faced a fe w challenges to overcome. The st iffer clay at the bottom, comb ined with the h ighly var iable depth of the sand layer, challenges the qual ity control of the columns. A f ixed installat ion depth was not poss ible with height d ifferences of dec imetres bet ween ad ja- cent p iles. Th is made a sol id steer ing mechan ism on installat ion parameters very important. A set of handover cr iter ia was determ ined in cooperat ion with the des igner and ma in contractor based on frequency, installat ion speed and pull-do wn force. The work ing platform was compacted to a h igh dens ity by all the traff ic movements along the sect ions, lead ing to product ion delays dur ing installat ion. Bes ides these techn ical challenges and ho w to deal with them, the corona pandem ic turned out to be the b iggest challenge. Outlook The installat ion of the columns has nearly been finished at the t ime of writing th is paper. Ground improvement has prov ided a sol id base for the superstructure. Br idge construct ion nears comple- tion. The off icial open ing of the road includ ing the br idge is scheduled for 2023, prov iding a sound infrastructure base for econom ic and soc ial traff ic in the decades to come to N iger ia. References –Ra ithel, M., Kempfert, H.-G. (2000). ‘Calculat ion models for dam foundat ions with geotext ile- coated sand columns’. Proc. GeoEng 2000. Melbourne, p. 347. ! 69 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 2 – Installat ion of h igh strength basal re inforcement. Figure 3 – Installat ion of Geotext ile Encased Sand Columns (GEC) as so il improvement techn ique for the very soft so il cond itions to create bear ing capac ity. Figure 4 – Installat ion of Prefabr icated Vert ical Dra ins (PVD) to accelerate consol idat ion of the soft layers and l imit res idual settlements. Introduction In the area of Lubm in on the Balt ic Sea, the ex isting coastl ine with sand dunes has been severely impac- ted by mult iple storm surges. A solut ion is be ing implemented with an underground protect ion structure us ing Geotext ile Sand Conta iners (GSC). To r e inforce approx imately 2 km of coastl ine, a total of 34,000 elements are be ing installed of ap- prox imately 1.4 tonnes each. Geotext ile Sand Conta iners (GSC) are soft and flex ible construct ion elements which can adapt very well to the surround ing coastal cond itions and can prov ide effect ive eros ion control. Geotext ile Sand Conta iners are a world wide used construc- tion method for ant i-scour ing for example around bridge foundat ions, offshore wind parks or beach protect ion. They can be appl ied in sand dune beach protect ion systems, l ike the pro ject in Lubm in. In N iger ia at the Second N iger Br idge pro ject, Geotext ile Sand Conta iners were used in a d iffe- rent appl icat ion, be ing a scour protect ion system around the br idge foundat ions in the m iddle of the river. Normal sand subso ils can be qu ite vulnerable to eros ion, when sub jected to large hydraul ic forces from wave attacks, flo ws and currents. By putt ing sand into h igh performance non woven elements (conta iners), stable conf inements can be real ized as a durable and permanent solut ion. In order to be able to guarantee the durab ility of the structures, comprehens ive kno wledge of the des ign, d imen- sioning and the pro ject boundary cond itions is requ ired. Coastal protection requirements The task of coastal protect ion is to ensure safe and complete protect ion aga inst storm surges and to safeguard values in the protected area. The devel- opment of a techn ically adequate, susta inable, and econom ically just ifiable flood protect ion is requ ired that takes into account both ecolog ical and human concerns. Bu ilding with sand-f illed geotext ile elements can meet the coastal protec- tion requ irements in most cases. The character is- tics of non woven Geotext ile Sand Conta iners are: –Flex ible, adaptable elements which can absorb (hydraul ic) impacts and have deformat ion capa- city. –F illing with local sand l imits transport of bu ilding mater ial as much as poss ible. –Reduc ing CO 2-em ission and env ironmental impact, compared to trad itional solut ions with rock, concrete or asphalt. –Ava ilable in non woven geotext ile polypropylene (PP), but also in fully b iobased and b iodegrada- ble non woven mater ial. –Conta iners with 1.0 – 2.5 m 3/element are more redundant in case of fa ilure compared with geotext ile tubes with much longer lengths of 25-100 m. –Robust geotext ile with puncture res istance depend ing on the mass/m 2. –Easy f illing, clos ing technology and installat ion process. –Cost-eff icient compared with alternat ive solu- tions. Design and dimensioning The des ign of coastal dune protect ion systems with geotext ile sand f illed conta iners must be carr ied out on several levels. It can be d ivided into three ma in des ign parts for d imens ioning and interact ions: –Overall structure geometry ( internal, structural, 72 GEOKUNST JUNI 2022 COASTAL PROTECTION WITH GEOTEXTILE SAND CONTAINERS AT L UBMIN IN G ERMANY Figure 1 – Construct ion process of a structure with Geotext ile Sand Conta iners, f illed with local beach sand – and installed as an underground coastal protect ion measure in the dune core of the sandy beach beh ind. Figure 2 – Solut ion impress ion with 3D-model on coastal protect ion system with geotext ile sand conta iners in Lubm in. Dipl.-Ing. Janne Kristin Pries Naue GmbH & Co . KG and geotechn ical stab ility). –Geotext ile sand conta iner d imens ions. –Mater ial character istics. For state-of-the-art des ign and construct ion methods, the follo wing attent ion po ints need to be addressed: –Ensure short- and long-term stab ility under stat ic loads (dead load, ballast, ground water, des ign flood, etc.). –Ensure stab ility under dynam ic load ( wave run-up, wave overflo w, etc.). –Ensure eros ion stable encapsulat ion of the f ill mater ial in the geotext ile sand conta iner (def ine soil retent ion, check f ilter effect iveness of the geotext ile). –Ensure suff icient res istance to impact loads from flotsam (dr ifting wood or other float ing debr is) –Ensure suff icient res istance to abras ion. –Meet hydraul ic requ irements and allo w the flo w of prec ipitat ion water through the structure without damage. –Cons ider chem ical and b iolog ical influences and UV rad iation. Design approach and research Extens ive stud ies and research on the stab ility of geotext ile sand conta iner construct ions were carr ied out at the Le icht weiss-Inst itute for Hydraul ic Eng ineer ing and Water Resources, Braunsch weig, Germany, under the leadersh ip of Professor Hoc ine Oumerac i. Since 2002, there has been a s ignificant increase in kno wledge regard ing the d imens ioning of the hydraul ic stab ility of geotext ile non woven conta iners. These stud ies result in des ign approa- ches with proven pract ice. A parameter-or ientated des ign approach and a process-or ientated des ign approach have been developed. These des ign approaches concentrate on the hydraul ically based failure cases when cons ider ing geotext ile sand conta iners, which are d ivided into sl iding, t ilting and internal sand movement and deformat ion. The d imens ioning of the non woven conta iners, in part icular the ir lengths and weights, is the dec isive criter ion for stab ility. The follo wing des ign approaches are der ived from th is. The state-of-the-art parameter-or iented descr ip- tion of the stab ility behav iour of geotext ile sand conta iners is based on the so-called Hudson formula (1959), which was further developed espec ially for th is purpose, and which enables the des ign of impermeable, freely flo wable cover layer elements. Oumerac i et al 2002 establ ished a dependence on the crusher code !0for slope elements and the relat ive freeboard R c/Hsas determ ining factor for the crest elements. The process-or iented des ign approach assumes a balance of forces bet ween the mob ilized forces due to fr iction bet ween the conta iners and the weight of the conta iners. The stab ility formula for gliding and t ilting results in the requ ired sand conta iner length l cand the requ ired weight G cof the sand conta iners. It is emp irically adapted with force coeff icients and deformat ion coeff icients, which are determ ined exper imentally. Accord ingly, the geotext ile sand conta iner is stable aga inst sl iding or d isplacement if the res isting forces are greater than or at least equal to the mob ilizing forces. The l ifting force counteracts the weight force and thus part ially cancels it out. Coastal protection Lubmin In the area of Lubm in on the Balt ic Sea in Germany, the ex isting coastl ine with sand dunes, as the sole coastal protect ion, has been severely impacted by 73 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 4 – Exact and stable pos itioning of the Geotext ile Sand Conta iners of approx imately 1.4 ton/element us ing crane clamp ing. Figure 3 – Construct ion process of a structure with Geotext ile Sand Conta iners as underground coastal protect ion measure in the dune core of the sandy beach beh ind. 74 GEOKUNST JUNI 2022 mult iple storm surges. To improve the storm protect ion measure, t wo k ilometres of dune along the coast of Lubm in have been re inforced with sand conta iners. The l imited space ava ilable on s ite (protected area off the coast and the v illage of Lubm in d irectly beh ind the dune) meant that the coastal protect ion dune could not be constructed in accordance with its intended cross-sect ion. In the event of the dune being threatened with complete eros ion in the event of a storm surge, an add itional underground defence construct ion is real ized protect ing the hinterland. Th is re inforcement of the dune was formed in Lubm in with 34,000 sand conta iners of Secutex® Soft Rock del ivered by Naue. The elements weigh approx imately 1.4 tonnes each and are used to construct the underground coastal defence structure. Each geotext ile sand conta iner prov ides suff icient stab ility for the g iven pro ject spec ific cond itions, ver ified with extens ive des ign calculat ions. The sandbags are installed in the area at the end of the sand beach that must rema in stand ing dur ing a storm t ide. For th is purpose, the sand is first removed in the safety part of the dune to construct a deep and stable foundat ion base. The bags are la id in two ro ws, incl ined to the long s ide and stacked in an offset manner (see f igure 3 and 4). Concluding remarks The geotext ile sand conta iner structures as re infor- cement for dunes are covered with sand for most of the ir useful l ife. Be ing covered with sand, the structure is no d isturb ing factor in the landscape. Also, there are no restr ictions to use the beach for tour ism. Only after super storm events and severe eros ion, the sand in front of the structure could wash a way. W ith such storm surge the under- ground structure could become v isible. In such case ma intenance and repa ir works are to be planned for example with beach nour ishment cover ing the structure aga in and mak ing the surround ing appear ing as a natural beach aga in. The pro ject o wner and res idents in Lubm in are sat isfied with the coastal protect ion solut ion and are pleased with the improved safety and the elegance of non-v isible coastal defence structure. Since the construct ion the structure withstood already several h igh t ides and storm cond itions. Comparable coastal protect ion structures have already been real ised in Germany in Rer ik and Warnemünde. Currently, geotext ile sand conta iner structures are popular on the Mecklenburg-Western Pomeran ia Balt ic Sea coast and are the preferred opt ion for wall type protect ive structures in sand dunes. Reasons for th is are the easy installat ion, flex ibi- lity, initial costs, durab ility (lo w follo w-up costs in case of local damages) and the h igh res istance to dynam ic loads. References –Bezu ijen, A, Vastenburg, E.W., Geosystems. Des ign Rules and Appl icat ions, CRC Press, Taylor & Franc is Group, Balkema, 2013. –M inistry of Agr iculture, Env ironment and Consu- mer Protect ion 2012 Rules and regulat ions for coastal protect ion in Mecklenburg-Western Pome- ran ia, Long itud inal bank works - Geotext ile walls. –P ilarczyk, Kryst ian W., Geosynthet ics and Geosystems in Hydraul ic and Coastal Eng ineer ing, Rijkswaterstaat, A.A. Balkema/Rotterdam/Brook- field, The Netherlands, 2000. –Oumerac i, H; Bleck, M; H inz, M., Large-scale invest igat ions on the hydraul ic stab ility of geotext ile sand conta iners under wave load ing (f inal report) - Report No. 878.; Le icht weiss-Inst itute for Hydrau- lic Eng ineer ing and Water Recourses, 2002. ! Naue Prosé Geotechniek B.V. Postbus 564 8901 BJ Leeuwarden netherlands@naue.com Duurzame waterkeringen en kustverdediging Building on sustainable ground. naue.com Innovatie oplossingen met hoogwaardige geomaterialen • Talrijke toepassingen en voordelen van geomaterialen in waterbouwkundige toepassingen, als waterkeringen, kust- en oeververdediging. • Innovatieve en duurzame oplossingen met bentonietmatten, geogrids, erosiematten, nonwovens en drainagematten. • Beproefde oplossingen die aangepast kunnen worden naar uitdagende omstandigheden ter plaatse. • Ondersteuning vanaf de eerste haalbaarheid, het ontwerp met berekeningen en tekeningen, levering materialen én installatie. Introduction Niger ia is one of the most populated countr ies in Afr ica. W ith approx imately 200 m illion inhab itants in a country three t imes the s ize of Germany and a mass ive gro wth rate, there is a large demand for in- frastructure. Th is is also the case in On itsha, a to wn in the centre of N iger ia. The c ity is located next to the r iver N iger. There is only one s ingle t wo-lane bridge to cross the r iver. The br idge was construc- ted in 1964 and part of the Pan-Afr ican h ighway system. It prov ides the access to the mass ive c ity of Lagos, with over 15 m illion inhab itants in the south- western part of the country. At the t ime of construct ion of the br idge, On itsha had only 130.000 inhab itants. Currently the c ity has over 1.500.000 people. Th is enormous gro wth has resulted in increased traff ic intens ity, mass ive congest ions, and an overuse of the not well-ma in- tained br idge. A decade after the construct ion of the br idge it was already concluded that the capa- city was insuff icient, but it took over 40 years to start the actual construct ion of a ne w 1,590 m long second N iger br idge and correspond ing infrastruc- ture of 10 km length. In 201 8 the locally well- kno wn contractor Jul ius Berger N iger ia acqu ired the key pro ject as a des ign and construct contract. Design The des ign of the infrastructure around to the bridge was done by Kempfert + Partner Geotechn ik (K+G) based in Germany. They faced a cons iderable geotechn ical challenge as the road connect ing to the br idge had been planned in the s wampy soft soil area just south of On itsha. Th is locat ion was not chosen on its geotechn ical cond itions but pu- rely to prevent large demol itions of houses and to divert the traff ic around the to wn. The so il cond i- tions were very soft with very lo w undra ined shear strengths (0-15 kPa) in the top meters. Belo w the very soft organ ic clay layer of var iable th ickness, the clay gradually improved in cons istency and strength before chang ing into a cons istent sand layer. The depth of the clay-sand boundary was found to be h ighly var iable. At the start of the pro- ject, due to the d ifficult access to the area, only a few site invest igat ion po ints were ava ilable. It was therefore a b ig challenge to prov ide a sol id des ign in the preparat ion stage. The solut ion was found in the use of a number of geosynthet ic solut ions. Solutions The ma in ground improvement solut ion was the use of Prefabr icated Vert ical Dra ins (PVDs) comb ined with a basal re inforcement with h igh tens ile strengths up to 2500 kN/m (type Stab ilenka ®). The PVDs allo w accelerated consol idat ion of the weak layers and generate a more stable subso il. On the sect ions where PVD’s were not able to fulf il the des ign requ irements, Geotext ile Encased Sand Columns (GECs, type R ingtrac ®) were des igned. The cho ice for these GECs was initiated by the very low strength of the clay and the local ava ilab ility of sand. The conf inement of the sand column by a conf ining geotext ile was requ ired to prevent the columns to bulge and l imit the r isk of construct ion failure. The des ign and bear ing behav iour of the GECs is more complex than those for PVDs. In a PVD des ign, the so il compresses under a un iform load and well-kno wn theory is used to calculate the durat ion and settlement that will occur. The compl icat ing factor in a GEC des ign is the fact that the bear ing elements (GECs) are s ignificantly stiffer than the surround ing so il, therefore attrac- ting a h igher load concentrat ion from the overly ing embankment so that the GECs deform within the encapsulat ion of the geotext ile. Conversely, the pressure act ing on the ad jacent so il is lo wered, result ing in an overall reduct ion of the total settle- ments. This spec ific behav iour of the GECs under load ing is modelled by Ra ithel and Kempfert (2000), us ing a un it cell approach of hexagonal areas, which are der ived from the tr iangular installat ion gr id. The settlement des ign of a GEC is an iterat ive process in which the stresses on the column and the surround ing so il are d istr ibuted in such a way, that the deformat ion of the column equals the settlement of the surround ing so il. The deforma- tion of the column includes the tens ioning and hor izontal rad ial deformat ion of the geotext ile encasement, together with the vert ical deforma- tion of the sand. Th is leads to an uneven d istr ibu- tion of the vert ical and hor izontal stresses. W ith the lo w conf ining hor izontal stress of the so il 68 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 1 – Pro ject overv iew infrastructural works to the 2nd N iger Br idge pro ject in N iger ia ir. Max NodsGeSySo, Netherlands ir. Jeroen DijkstraCofra, Netherlands 2 ND N IGER BRIDGE PROJECT IN N IGERIA and much h igher hor izontal stresses in the column, the column wants to bulge. Th is is prevented by the tens ioning and stra ining of the geotext ile encasement, unt il an equ ilibrium has been rea- ched. In fact, th is stra in-dependence of the equ ili- brium is very spec ific for the system, the settlements that will occur and the correspond ing des ign procedure. The global stab ility of the embankment was impro- ved for both solut ions (PVD and GEC) by add ing add itional strength from the hor izontal inclus ion of h igh strength basal re inforcement. Installation In 2019, Cofra acqu ired the contract for the execu- tion (construct only) of the ground improvement compr ising of 1,400,000 m PVD and 16,000 GECs. For the PVD installat ion one s ingle installat ion mast was mob ilized to s ite, whilst us ing a local excavator to opt imize the mob ilizat ion and l imit transports. The PVDs were installed within a few months’ t ime from a work ing platform of sand in a tr iangular gr id pattern with spac ings bet ween 0.8 and 1.5 m, without spec ific issues. After the PVD installat ion, the GEC installat ion was started, using three installat ion un its. Underneath the future slopes of the embankment a tr iangular gr id of 2.30 m was used with a GEC d iameter of 800 mm to reach a replacement rat io of 10%. Under the ma in embankment and traff ic area, a gr id of 2.07 meter had to be installed to reach a replacement rat io 15% with the same column d iameter of 800 mm. Huesker suppl ied the GEC geotext iles and h igh strength geotext iles. Because of the weight of the mach ines in relat ion to the very soft so il cond itions, the installat ion was performed from wooden mats, founded on the already installed columns, to ensure installat ion stab ility cond itions. The add itional benef it of this work ing method is that the columns are be ing prestressed by the weight of the installat ion equ ipment. Th is increases the funct ional ity of the geotext ile encased column system. Challenges The GEC installat ion faced a fe w challenges to overcome. The st iffer clay at the bottom, comb ined with the h ighly var iable depth of the sand layer, challenges the qual ity control of the columns. A f ixed installat ion depth was not poss ible with height d ifferences of dec imetres bet ween ad ja- cent p iles. Th is made a sol id steer ing mechan ism on installat ion parameters very important. A set of handover cr iter ia was determ ined in cooperat ion with the des igner and ma in contractor based on frequency, installat ion speed and pull-do wn force. The work ing platform was compacted to a h igh dens ity by all the traff ic movements along the sect ions, lead ing to product ion delays dur ing installat ion. Bes ides these techn ical challenges and ho w to deal with them, the corona pandem ic turned out to be the b iggest challenge. Outlook The installat ion of the columns has nearly been finished at the t ime of writing th is paper. Ground improvement has prov ided a sol id base for the superstructure. Br idge construct ion nears comple- tion. The off icial open ing of the road includ ing the br idge is scheduled for 2023, prov iding a sound infrastructure base for econom ic and soc ial traff ic in the decades to come to N iger ia. References –Ra ithel, M., Kempfert, H.-G. (2000). ‘Calculat ion models for dam foundat ions with geotext ile- coated sand columns’. Proc. GeoEng 2000. Melbourne, p. 347. ! 69 GEOKUNST JUNI 2022 Figure 2 – Installat ion of h igh strength basal re inforcement. Figure 3 – Installat ion of Geotext ile Encased Sand Columns (GEC) as so il improvement techn ique for the very soft so il cond itions to create bear ing capac ity. Figure 4 – Installat ion of Prefabr icated Vert ical Dra ins (PVD) to accelerate consol idat ion of the soft layers and l imit res idual settlements. 13 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Examen Ver volgopleiding Grondmechanica en Funderingstechniek (CGF1) Juni 2021 Vraag B ( Totaal 35 punten) Bij de aanleg van een nieuwe snelweg dienen in een polder een aantal kruisingen met secundaire wegen te worden gerealiseerd. Eén van deze krui- singen is hieronder weergegeven. De kruising be- staat uit een viaduct waarbij het ontwerp van de kopterpen moet worden getoetst aan de stabiliteit -, en zettingscriteria. Ten behoeve van de bereke- ningen is grondonderzoek uitgevoerd. De onder- grond bestaat uit twee kleilagen gevolgd door de Pleistocene zandlaag. Het huidige maaiveldniveau ter plaatse van de toekomstige kopterpen is NAP +0,5 m. De grondwaterstand is gelegen op NAP 0 m. Ter plaatse van kopterp B is een peilbuis ge- plaatst met het filter in de Pleistocene zandlaag. Uit de metingen blijkt dat de stijghoogte in de Pleistocene zandlaag NAP + 1,5 m is. Te r p l a a t s e v a n k o p t e r p B z i j n t w e e b o r i n g e n u i t g e - voerd. Uit het opgeboorde materiaal zijn proef- stukken geselecteerd. Op deze proefstukken zijn samendrukkingsproeven, Direct Simple Shear, DSS, proeven en triaxiaalproeven uitgevoerd. Daarnaast zijn classificatieproeven uitgevoerd. Enkele resultaten zijn in de hiernaast en onder- staande figuren en tabellen weergegeven. Ta bel B1 –Enkele resultaten classificatieproeven van kleilaag 1 en kleilaag 2 Grondlaag !verz "’vy wl w p [kN/m 3][kN/m 2][ % ] [ % ] klei 1 16,0 60 20 klei 2 14,0 40 !verz = verzadigd volume gewicht "’vy = grensspanning; deze waarde geldt voor halverwege kleilaag 2. wp = uitrolgrens (plastic limit) wl = vloeigrens (liquid limit) Op kleilaag 2 zijn Direct Simple Shear proeven uit- gevoerd. Figuur B2 toont enkele resultaten van een van de proeven. Daarnaast zijn op monstermateri- aal uit beide kleilagen triaxiaalproeven uitgevoerd. Figuur B3 toont het spanningspad van één van deze proeven op monstermateriaal uit kleilaag 2. Tabel B2 geeft de waarden die voor de ongedraineerde schuifsterkte die voor de proevenserie op kleilaag 1 zijn bepaald. Proef nummer Ongedraineerde schuifsterkte su[kN/m 2] 122,10 220,50 323,25 421,80 522,70 Ta b e l B 2 –Ongedraineerde schuifsterkte bepaald uit de verschillende triaxiaalproeven, kleilaag 1. Figuur B1 –Doorsnede kruising snelweg met secundaire weg. Figuur B2 – Resultaten Direct Simple Shear proef kleilaag 2. Boven: Schuifspanning #tegen schuifrek, !. Onder: Schuifspanning, #, tegen aangebrachte verti- cale spanning, "’n. Figuur B3 – Spanningspad triaxiaalproef kleilaag 2. VRAAG & ANTWOORD Vragen Vraag B1 Bereken de plasticiteitsindex, I pvan kleilaag 1. (3 punten) Vraag B2 Geef de classificatie van kleilaag 1 aan de hand van de plasticiteitsindex, I pen vloeigrens, w l. Indien u de vorige vraag niet hebt kunnen beantwoorden, kunt u uitgaan van I p= 35. (3 punten) Vraag B3 Bereken de overconsolidatieratio, OCR, halver- wege kleilaag 2 en geef de bijbehorende bereke- ning. (5 punten) Vraag B4 Bepaal de initiële glijdingsmodulus, G 0en de glijdingsmodulus, G 50 aan de hand van de direct simple shear proef en licht toe hoe u die bepaald heeft. (5 punten) Vraag B5 Is de direct simple shear proef, zie figuur B3, gedraineerd of ongedraineerd uitgevoerd? Geef een toelichting op uw antwoord. (2 punten) Vraag B6 Het spanningspad uit figuur B3 laat een maximale, piek, sterkte zien bij s’ piek = 53 kN/m 2en t piek = 23 kN/m 2. Wat zijn de waarden van de hoofdspanningen in het monster op dit punt? (4 punten) Vraag B7 Indien voor deze klei de cohesie, c’ kan worden verwaarloosd, wat is dan de waarde van de wrij- vingshoek, $’? Geef de bijbehorende berekening. (4 punten) Vraag B8 Bereken de karakteristieke waarde van de ongedraineerde schuifsterkte, s uvoor de proef- resultaten geven in tabel B2. (4 punten) Vraag B9 De constructie valt in risicoklasse, RC 1. Welke waarde voor de partiële veiligheidsfactor op de ongedraineerde s udient toegepast te worden? (2 punten) Vraag B10 Naast stabiliteitsberekeningen worden ook zet- tingsberekeningen uitgevoerd om de zetting van de kopterpen en eventuele zettingsschade van de secundaire weg vast te stellen. Dienen in deze zettingsberekeningen ook partiële veiligheids- factoren te worden toegepast? Zo ja, licht toe welke partiële veiligheidsfactoren dienen te wor- den toegepast, zo nee geef een toelichting waarom niet. (3 punten) Antwoorden Antwoord vraag B1 De bepaling van de plasticiteitsindex, I pis beschre- ven in de syllabus, paragraaf 1.6.6, vergelijking 15 Ip= w l- w p; met de vloeigrens, w len de uitrolgrens, wpuit tabel 1, volgt: I p= 60 – 20 = 40. Antwoord vraag B2 De classificatie aan de hand van de plasticiteit is beschreven in de syllabus, paragraaf 1.6.7, figuur 42. Met de plasticiteitsindex, I puit de vorige opgave, I p= 40 en de vloeigrens, w luit tabel 1, wl= 60, volgt ClH dat wil zeggen klei hoog plastisch. Antwoord vraag B3 De definitie van de overconsolidatieratio, OCR is beschreven in paragraaf 3.1.4 van de syllabus, vergelijking (6): OCR = "’vy/ "’v, met "’vyde grens- spanning conform tabel 1; "’vy = 40 kN/m 2en "’vde verticale effectieve terreinspanning. De effectieve terreinspanning volgt uit het verschil tussen de totaal spanning en waterspanning. De verticale totaal spanning halverwege laag 2 is, "v= 4 x 16 + 2 x 14 = 92 kN/m 2. De grondwaterstand is NAP + 0 m (maaiveld – 0,5 m). De stijghoogte in de Pleistocene zandlaag is NAP + 1,5 m (maaiveld + 1,0 m). Dit houdt in dat de waterspanning in de klei- laag niet-hydrostatisch verloopt. Aangenomen wordt dat de waterspanning lineair verloopt van 0 kN/m 2ter hoogte van de freatische lijn, naar 88,2 kN/m 2(9,8 x 9) aan de onderzijde van kleilaag 2. Dit is een verloop van 88,2 kN/m 2over een hoogte van 7,5 m. De waterspanning halverwege kleilaag 2, 5,5 m onder de grondwaterstand, wordt dan 5,5/7,5 x 88,2 = 64,68 kN/m 2. De verticale effectieve spanning halverwege kleilaag 2 wordt daarmee, "’v= 92 – 64,68 = 27,32 kN/m 2. Hieruit volgt OCR =40/27,32 = 1,46. Antwoord vraag B4 De bepaling van de initiële glijdingsmodulus, G 0 en de glijdingsmodulus G 50 is beschreven in de syllabus, paragraaf 2.5.3, figuur 29. De waarde van G 0wordt bepaald door de helling van de raaklijn van de #–!curve in de oorsprong. In de hiernaast afgebeelde figuur is de raaklijn getekend, Hieruit volgt G 0= 10/0,01 = 1000 kN/m 2. Opgemerkt wordt dat de schuifrek, !in figuur 2 in percentages is gegeven, maar in de bepaling van G0 en G 50als ratio moet worden toegepast. De glijdingsmodulus G 50 wordt bepaald uit de helling van de lijn die vanuit de oorsprong de spannings – rekdiagram halverwege de maximale sterkte doorsnijdt, zie onderstaande figuur. Hieruit volgt G 50= 13/0.018 = 722 kN/m 2. 14 GEOTECHNIEK JUNI 2022 15 GEOTECHNIEK JUNI 2022 Antwoord vraag B5 De wijze waarop een Direct Simple Shear proef wordt uitgevoerd is beschreven in paragraaf 2.5.2 van de syllabus. Bij een ongedraineerde proef wordt de hoogte en daarmee het volume van het monster constant gehouden. De hoogte van het monster wordt constant gehouden door te sturen met behulp van de verticale spanning (belasting). In een gedraineerde proef wordt de verticale spanning (belasting) constant gehouden en kan het monster volume veranderen. Figuur 2b geeft de gemeten schuifweerstand, #als functie van de verticale spanning (belasting). De verticale spanning is tijdens de afschuiffase niet constant. De verticale spanning neemt af van 75 kN/m 2tot 48 kN/m 2bij het bereiken van de pieksterkte en 36 kN/m 2aan het einde van de proef. Hieruit wordt geconcludeerd dat de proef ongedraineerd, constante hoogte, is uitgevoerd. Tijdens de afschuiffase heeft het monster de neiging te compacteren, volume verkleining, met als gevolg dat verticale spanning is verlaagd om de monsterhoogte constant te houden. Antwoord vraag B6 In een triaxiaalproef zijn de horizontale en verticale richting de hoofdspanningsrichtingen en daarmee de horizontale en verticale effectieve spanning de effectieve hoofdspanningen. Conform paragraaf 2.6.3 geldt: s’ = ( "’1+ "’3)/2 en t = ( "’1- "’3)/2. Hieruit volgt voor een triaxiale compressie proef "’v= "’1= s’ + t, "’h= "’3= s’ – t. Met s’ = 53 kN/m 2en t = 23 kN/m 2volgt: "’v= "’1= 53 + 23 = 76 kN/m 2en t = 53 - 23 = 30 kN/m 2. Antwoord vraag B7 De bepaling van de sterkte eigenschappen uit triaxiaalproeven is beschreven in paragraaf 2.6.3 van de syllabus. Uit de resultaten van de triaxiaal- proef kan de cirkel van Mohr worden getekend. In de vraagstelling is gegeven dat cohesie mag worden verwaarloosd, c’= 0 kN/m 2. De wrijvings- hoek wordt nu gevonden door een lijn te tekenen in het # – "diagram die raakt aan de Mohr cirkel, zie onderstaande figuur. Hieruit volgt sin( $’) = 23/53, $’= 25,7 %. Antwoord vraag B8 De bepaling van de karakteristieke waarde is beschreven in paragraaf 6.5.2 van de syllabus. De karakteristieke waarde wordt berekend conform: Antwoord vraag B9 De partiële veiligheidsfactoren zijn gegeven in tabel A.4a van NEN-9997, hieruit volgt: !cu(= !su) = 1,5. Antwoord vraag B10 Een toelichting op het gebruik van partiële veilig- heidsfactoren is beschreven in paragraaf 6.6 van de syllabus. Het overschrijden van het zettingscrite- rium leidt bij de kopterpen niet tot falen van de constructie. Wel leidt het overschrijden van het zettingscriterium tot extra onderhoud en reductie in rijcomfort. De toets aan het zettingscriterium wordt gezien als het toetsen aan een bruikbaar- heidsgrenstoestand, BGT. In een BGT toets worden geen partiële veiligheidsfactoren toegepast. CONTACT: T. 0299409500 E. info@vroom.nl VROOM.NL I.g.g. schroefpalen type DPA, HEK, betonschroef en buisschroef I.g.g. vibropalen en vibro-SD palen Prefab betonpalen Prefab betonbouw Vroom Funderingstechnieken is een allrounder in paal - systemen en prefab funderingsconstructies. Dankzij de brede expertise en jarenlange ervaring op funderingsgebied wordt Vroom in een vroegtijdig stadium betrokken bij complexe en specialistische funderin gswerkzaamheden. CONTACT: T. 0299409500 E. info@vroom.nl VROOM.NL I.g.g. schroefpalen type DPA, HEK, betonschroef en buisschroef I.g.g. vibropalen en vibro-SD palen Prefab betonpalen Prefab betonbouw P Onze kracht benutten Keller Funderingstechnieken B.V. Europalaan 16 · Postbus 757 2400 AT Alphen aan de Rijn Nederland Te l e f o o n + 3 1 ( 0 ) 1 7 2 4 7 1 7 9 8 www.keller-funderingstechnieken.nl info.nl@keller.com Vo o r u w f u n d e r i n g s - e n g ro n d w a te r o p g a ve n creëren wij efficiënte oplossingen. Complexe geotechnische vraagstukken worden door Keller Funderingstechnieken vertaald in een solide basis voor uw projecten. Uw vragen beantwoorden wij, met genoegen! The Cone Penetrat ion Test (CPT) cab in as work ing env ironment, bu ilt on trucks, cra wlers or Track- Tr u c k s ® , will more and more develop from a workshop into an off ice. Before, operators were ma inly deal ing with manual operat ions to keep the product ion go ing. No wadays and in the future, it can be increas ingly expected that t ime "on board" will be spend on eng ineer ing or other off ice-rela- ted work next to perform ing CPTs. By integrat ing the patented S ingleT wist™ technology in a CPT cab in with the COSON cont inuous push ing system, A.P. van den Berg has developed an automat ic and hands-free CPT mach ine. Chang ing requ irements and regulat ions are spurr ing cont inuous development of CPT systems. The need for increas ing operat ional eff iciency requ ires systems that can start up more qu ickly and run without further intervent ion or control. The focus is on obta ining better CPT data, performed in a shorter t ime and with less effort. The ans wer is “back-to-bas ics”. The CPT rod, the most s imple and robust part of the CPT system, has become the core of a ne w development. The CPT rod is the connect ing l ink bet ween the measur ing cone and the push ing system. More than 90 percent of the t ime requ ired for CPTs cons ists of handl ing the CPT rods. Patented SingleTwist™ (ST) technology The fact that be ing involved with onshore as well as offshore developments can foster cross- fert ilisat ion is proven by the development of the patented S ingleT wist (ST) technology by A.P. van den Berg. In itially, the ST-technology was develo- ped as a ROSON-ST to create opt imal safety and increased product ivity in seabed CPTs. Later it turned out that th is technology is also su itable for onshore CPT, which has resulted in the devel- opment of the COSON-ST. W ith a s ingle push on the button, the automat ic CPT cycle is completed automat ically. The CPT str ing, with the measur ing instrument (cone) f itted at the end, is pushed into the so il in one cont inuous movement. Th is str ing is bu ilt up from a reel with separate, but inter- connected, ST-rods. The ST-rod is des igned in such a way that the r isk of breakage and the assoc iated downtime and costs are l imited. Tr a c k - Tr u c k w i t h CO S O N - S T The COSON-ST has proven to be a robust CPT push ing system prov iding rel iable data about the soil and ensur ing the operat ional eff iciency. The system works fast, as it can start up more qu ickly and runs without further intervent ion or control. The work ing env ironment is ergonom ically opt imi- zed, because manual act ions near the mov ing system are almost unnecessary. Furthermore, the depth range is increased because of the cont inuous CPT push. CPTs are real ized faster and in add ition to the already shorter preparat ion t ime, th is cont inuous movement results in a faster push ing and pull ing process with a h igher product ion rate as a consequence. ! Figure 2 – ST-rod connect ion. Figure 1 – Automat ic and hands-free CPT mach ine. COSON - ST : FROM MANUALLY OPERATED TO CPT ROBOT Mark WoollardManaging Director A .P. van den Berg 10 l56 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL Figure 3 – Tr a c k - Tr u c k with COSON-ST 11 l57 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL

2022 Sp CPT COVER

Jaargang 26, 2022 - CPT 2022

Alexander van DuinenDeltares, Delft, The Netherlands Dennis PetersDeltares, Delft, The Netherlands Introduction For Dutch practice, most commonly utilized cone penetrometers have a projected base area of 10 cm 2or 15 cm 2. This corresponds to a diameter, D, of respectively 3.6 cm and 4.4 cm. However, Ø 3.6 cm pushing rods are used for both cone types. This implies the need for a transition from the wider penetrometer to the smaller pushing rods in case of a 15 cm 2cone. According to NEN-EN-ISO 22476, the transition should be positioned at least 11.2D above the cone shoulder. In practice, however, we notice that companies prefer and use configurations in which the transition is only in between 5 to 7 times D above the cone shoulder. The main reason for this deviation from the standards seems reduction in required force to reach depth, as the configuration acts like a friction reducer. Further, smaller inclinations are observed with a 15 cm 2cone compared to a 10 cm 2cone. Therefore, less risks are involved when using 15 cm 2cone with a reduced distance between the cone shoulder and the transition in diameter. These observations have led to the following ques- tions: 1. What are the effects of the penetrometer configuration on cone resistance, q c, sleeve fric- tion, f s, and/or pore water pressure? 2. What was the basis for the requirements in the testing standards? Some companies refer to Powell & Lunne (2005) and claim that the measured quantities are hardly affected by the shorter distance from shoulder to transition. Powell and Lunne discuss tests in UK clays, utilizing 15 cm 2piezocones with sleeve areas of 200 and 300 cm 2and conclude little difference in results between the different sleeve areas. The distances from shoulder to transition are not mentioned in their publication, however, the results indicate that the friction in clays is uni- formly distributed over the sleeve. Heijnen (1972) presents extensive field research on the shape of the cone penetrometer (10 cm 2), as different results in q cwere observed from a “Dutch mantle cone” and a “straight electrical cone” in sands. Heijnen concluded that a reduction in diameter just behind the cone does influence q csignifi- cantly, but that such effects also rapidly decrease with distance from the cone shoulder. Interestingly, no significant differences were observed between a “straight” cone (constant diameter over full length) and a cone with a reduced diameter from 10 cm above the cone “tip” (2.8D). Although we believe that such conclusions should treated with caution due to natural variability of the subsoil and measurement uncertainty, it is striking that the requirements in the standards are what they are. Most likely, the basis for the requirements in NEN- EN-ISO 22476 are classical analytical solutions (Meyerhof, 1951; Van Mierlo & Koppejan, 1952; De Beer, 1963). In such approaches, the size of the failure wedge is typically a function of the friction angle of the soil and can extend to great distances from the cone shoulder. However, this basis seems to contradict with the pile base shape factors from NEN 9997-1+C2, see figure 1. For instance, in case of a 15 cm 2cone with 10 cm2 rods (Deq / deq = 1.5), only H ≥ 2D is required to become comparable with a fully straight pile concerning the tip resistance in sands. However, the basis for figure 1 is not known to us. From above findings it might be expected that the different configurations of the 15 cm 2cone as we come across in the field will not significantly influence q c. However, it is important to validate WHAT IS AN APPROPRIATE CRITERIUM FOR THE TRANSITION FROM A WIDER PENETROMETER TO SMALLER PUSHING RODS? Figure 1 – Pile base shape factor βfor piles in sand (NEN 9997-1+C). Figure 2 – Schematization of tested 15 cm2 penetrometers (De Lange et al, 2022). Dirk de LangeDeltares, Delft, The Netherlands 6l52 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL this with (more) empirical evidence. Further, the potential influence on the friction readings is less clear so far, as the penetrometer configuration also might affect the horizontal soil stresses around the sleeve. Therefore, Deltares proposed a series of CPTs using 15 cm 2cone penetrometers having the transition at different distances from the shoulder. This paper is a follow up of De Lange et al. (2022) and presents a further analysis of the test results. Approach and results Two test series, consisting of each 9 CP Ts, were performed in 2021 (1st in April & 2nd in December). All tests were performed according class III (NEN- EN-ISO 22476-1). Tests were executed in a closely spaced grid at a green field owned by Delft Univer- sity of Technology. The distance between two ad- jacent CPTs was 2 m and in some cases only 1 m. Four different 15 cm 2penetrometer configurations have been used, see figure 2. Configurations A and B do meet the requirements of NEN-EN-ISO 22476 with respect to the location of the transition, while configurations C and D do not. Relevant cone dimensions are given in Table 1. All penetrometers were manufactured by the same company, having identical location and area of the friction sleeve. Further, both test series were executed by the same company. The test locations and the tests order are given in figure 3. E.g. “A2” refers to penetrometer type A and the second CPT of the test series. The target penetration level was 25 m below surface level, passing through Holocene clay and peat deposits and Pleistocene sand. Pore water pressures were not measured. The penetro- meters were equipped with double inclinometers. Ta ble 1 – Penetrometer characteristics Penetrometer A B C D cm cm cm cm Shoulder – transition distance 52 52.5* 31.5 19 Sleeve – transition distance 34 34.5* 13.5 1 Tr a n s i t i o n l e n g t h 1 - 5 8 * Distance to friction reducers is given. Figure 3 – CPT locations and order. Figure 4 – Results from A6 with respect to results of (left) other type A tests and (right) type C tests (De Lange et al. 2022) . Figure 5 – Normalized q cresults of series 1 (left) and series 2 (right) . SUMMARY As 15 cm2 cone penetrometers are pushed by Ø 3.6 cm rods, a transition from the wider penetrometer to the smaller pushing rods is needed. It has been noticed in practice that CPT sounding companies prefer and use configurations in which the transition is in between 5 to 7 times the cone diameter, D, above the cone shoulder. However, according to NEN-EN-ISO 22476, the transition should be positioned at least 11.2D above the cone shoulder. In order to fuel discussion, a first step was made by performing two series of 9 CPTs with different penetrometer configurations. The results have been analysed and no systematic differences between the different penetrometers are found. Better understanding and validation is needed, but if all results point in the same directions, the standards can be updated. 7l53 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL All results (both q cand f s) can be found in De Lange et al. (2022). In order to give an impression of the subsoil and the variability in measurements, all q c results of series 1 are presented in figure 4. The left subfigure shows all q c-profiles from the type-A tests to indicate the inherent variability, with the results of the central CPT being emphasized. The right subfigure shows all q c-profiles from the type-C tests, again with respect to the central type-A test. Total cone inclinations of about 1° to 3° were measured at final depth. Therefore, interference between the tests are excluded. Analysis In both series, a group of 4 and a group of 5 CPTs is present. To investigate possible differences in measured quantities, the group of 5 CPTs has been used as reference in both series. All results from this group have been used to determine a mean µ(z) and a standard deviation σ(z). Then, the results of the group of 4 CPTs have been normalized by µ(z). Figures 5 and 6 show the 90% confidence intervals, CI90, based on the reference group. The normali- zed results of the other group are also given. The confidence intervals are given as a measure of the inherent soil and/or measurement variability. For q c, larger variability is observed in the sandy deposits and around “soil layer interfaces”. The latter can be explained by fluctuation in level of the layer interfaces. For f s, the variability is more constant over depth. In general, away from the layer interfaces, the results fall within the 90% confidence intervals. No systematic differences are noticed which can be directly related to the cone configuration. Striking deviations from the mean µ(z) can be explained by inherent variability. For example, the normalized q c-measurements of type B seem to be structurally higher than type D in the upper part of the Pleistocene sand (around NAP -20 m). However, when having a closer look to the results itself, the northern CPTs (B4, B6, B8, D5, D7 and D9) show higher q c-values than the sou- thern CPTs, see figure 7. This natural variability has Figure 6 – Normalized f sresults of series 1 (left) and series 2 (right). Figure 8 – Comparison of all types (4 adjacent CPTs). Figure 7 – qcresults of series 1 and 2 (zoomed in on the Pleistocene sand). 8l54 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL impact on the analysis as both D1 and D3 influence significantly the mean of type D. Therefore, the normalized results of B4, B6 and B8 are signifi- cantly higher than that mean value and only B2 shows lower values. As test series 2 was performed at only 2 m from series 1, results from all 4 cone types can be compared as well. Figure 8 shows such a compari- son. No systematic differences are observed from these graphs either. The sharp drops in q cin the upper left subfigure are a result of tightening the 1 m pushing rods. These specific measurement values are deleted from the raw data in general, but probably not all spots were adequately identi- fied by the provider of the data. Concluding remarks In practice 15 cm 2cone penetrometers are used, several of which do not meet the requirements of the standards. A range has been tested in the field at one location. The location of the diameter tran- sition ranged from 4.4 to 12 times D from the cone shoulder. During analysing the results no systema- tic differences were observed which can be related to the cone configuration (only). This is an impor- tant finding, that gives a preliminary answer to the first questions in the introduction. We foresee the need to consult archives and involved people to un- derstand the background and motivation of the adopted standards in order to answer the second question in the introduction. In order to achieve a broader basis and have a better statistical support of present results, tests should be repeated at other locations (in other soil types and soil states). For better understanding of the mechanisms, a combination of numerical (e.g. MPM) and physical modelling can be applied. Lastly, should you want to contribute, any relevant information from your side is more than welcome! Please contact one of the corresponding authors. Acknowledgements The authors would like to acknowledge Gouda Geo-Equipment for making the different cone pe- netrometers available, Inpijn Blokpoel Ingenieurs for execution of the CPTs and Delft University of Te c h n o l o g y f o r a l l o w i n g u s t o u s e t h e i r l a n d f o r t h i s first investigation. References –De Beer, E.E. (1963). The scale effect in the transposition of the results of deep sounding tests on the ultimate bearing capacity of piles and cais- son foundations. Geotechnique Vol. 13, No. 1, pp. 39–75. –De Lange, D.A., Van Duinen, T.A. & Peters, D.J. (2022). Large diameter cone penetrometers: what is an appropriate location for the transition to the rod diameter? Proceedings of the 5th International Symposium on Cone Penetration Testing, CPT’22, to be held in Bologna, Italy, 8-10 June, 2022. –Heijnen, W.J. (1972). De vorm van de elektrisch sondeerconus. Verhandelingen Fugro Sondeer- symposium 1972: 17-27 (in Dutch). –NEN-EN-ISO 22476-1:2012 en Geotechnical investigation and testing - Field testing - Part 1: Electrical cone and piezocone penetration test. –NEN 9997-1+C2:2017 Geotechnical design of structures - Part 1: General rules (in Dutch). Powell, J.J.M. & Lunne, T. (2005). A comparison of different sized piezocones in UK clays. –Proceedings of the 16th International Confe- rence on Soil Mechanics and Geotechnical Engi- neering: 729-734. –Meyerhof, G.G. (1951). The ultimate bearing capacity of foundations. Geotechnique, Vol. 2, No. 4: 301–332. –Van Mierlo, W.C. & Koppejan, A.W. (1952). Lengte en draagvermogen van heipalen. Bouw 19-1-1952, no. 3: 1-11 (in Dutch). ! www.deltares.nl From experimental research to practical application We work on geotechnics in • • • • Deltares is an independent institute for applied research in the ﬁeld of water and subsurface. Worldwide, we work on smart technological innovations and sustainable solutions for societal challenges t s a D ansnoitavo nn ialcigool hn ect e w , wediwdlro . Wecafrusbus d ole e ﬁh n th icraese d reilppa n itn denep den in a isseralteD el abniats sud t ram n s k oro e w d n r aeta f w d o foretuittsn so e nlelah claetic so fors onitlu so pi d pnl aia, rdaoR• e ddool f nd aeskiD• echnics in ork on geot e wW e .s ge rutcurtsarfne inile cesneffe echnics in deltar. www wt neff oor petamilC• sertu ucrts undn asnoitad unoF• .nl es deltar skrow d unogrred un 9l55 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL Introduction Insitu Geotech Services Pty Ltd (IGS) is an Austra- lian in situ testing and sampling company that pro- vides services to construction, infrastructure and mining. It is the largest company that specialises in this field in Australia, but still numbers only about 30-40 personnel. See www.insitu.com.au. IGS has built its business around providing high quality test data to their clients and is thus very much results-focused; if something seems to be lacking or warrants improvement then they will focus on solving that issue or improving on it. The small company has driven several innovations, in particular in the past in regard to better quality sampling of soft soils. The most recent innovation driven by IGS has been the conception/development of a CPT cone capable of detecting and measuring extremely low sleeve friction (f s) values. This cone was conceived and developed in conjunc- tion with IGS’s CPT equipment supplier-partner Geomil Equipment B.V. of The Netherlands (Geomil), and it involved shifting a design paradigm. The concept, design, paradigm shift etc, and the successful outcome, are described in a paper to be published as part of the proceedings of the Conference CPT’22, to be held in June 2022 in Bologna Italy. Why is detection and measurement of f simportant? CPT was invented in the first place, then evolved over several decades, to eventually be able to profile and characterise the strength and other properties of soils. In the beginning, the 1930s and 1940s, the tool, known at that time as “Dutch Cone” was purely a mechanical device and could only measure cone resistance. In the 1950s a mechanical friction sleeve was added and in the 1960s to 1970s as technology advanced, the first electrical cones appeared plus, with time, cones that could measure pore pressure, known as piezocones. Nowadays most CPT cones used have the compo- nents and proportions shown in figure 1 (taken from P.K. Robertson & K.L. Cabal (2015) 6th Edition Guide to Cone Penetration Testing for Geotechnical Engineering). Size is usually described according to the cross- sectional area of the device, and most are either 10cm 2or 15cm 2(i.e. about 36mm or 44mm diameter). Note that the conical point of the penetrometer, named in the figure as the “Cone” is often called the “Tip”. This latter terminology will be used in this article. A CPT test is performed by pushing the cone into the ground at a slow and steady speed of nominally 2cm/s, electrically measuring via load cells and a pressure transducer: (a) the tip load (expressed as pressure q c); (b) the sleeve friction (expressed as a stress f s); and (c) the pore pressure (usually designated u). These three parameters are usually plotted graphi- cally, including a plot of the ratio f s/qc– called Friction Ratio (R f) – expressed as a %. Note that often q cis subjected to a correction for pore pres- sure and then designated qt, then Rf is calculated using q t. However for the purpose of this article that is not important. What is important is that R f, derived from the friction value f s, is used in many different forms to determine soil type; these forms vary from “eye- balling” the R fplot and using experience, to processing the data via various computer programs. CONE PENETRATION TESTING IN EXT REMELY SOFT SOILS – SOLVING THE PROBLEM OF POOR SLEEVE FRICTION MEASUREMENTS Allan McConnell IGS Founder Figure 1 – Basic layout of the electrical cone. Figure 2 – Compression versus subtraction cone types. Figure 3 – Cone data comparison of 10MPa versus new 3MPa cone. 4l50 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL A sophisticated way of presenting “soil type”, which among other parameters relies on R f, is called Soil Behaviour Type SBT (refer to P.K. Robertson (2016) Cone penetration test (CPT)- based soil behaviour type (SBT) classification system – an update). CPT data can be conveniently processed to determine SBT using the popular computer software CPeT-IT, and by other methods. But the point is, if R fis wrong, because f sis wrong then any of these methods can be misleading. If good quality CPT equipment is used for a test, and it is well calibrated, then in firm or stiffer soils, even moderately soft soils, soils with (say) q c greater than about 200kPa, this has never been a problem. The design of modern CPT cones handles fsmeasurement pretty well in firm or stiffer soils. But in very soft soils measurement of f shas always been a problem. Determination of soil type of very soft materials has always suffered as a result of this. Experienced practitioners realised this but pretty much shrugged it off as an “elephant in the room” and some fell back on experience to over- come the shortfall. It required an equipment re-design (in fact a paradigm shift) to overcome this weakness in CPT testing of very soft soils. Why does this problem exist? Almost all CPT testing in soft and very soft soils is done using what are termed Compression Cones, see figure 2 (which is taken from T. Lunne, P.K. Robertson & J.J.M. Powell (1997). Cone Penetra- tion Testing in Geotechnical Practice, then slightly modified by this author). The problem is related to the mechanical design of modern CPT compression cones, as follows: –In a Compression Cone, the sleeve has to move slightly to permit it to apply load to the friction sleeve load cell. –Dirt seals behind the friction sleeve resist this slight movement and use up some of the force applied by soil friction to the friction sleeve. –Hence a noticeable error occurs if this applied force is very low (as it will be in extremely soft materials). The paradigm shifting solution that evolved The solution to the problem perceived by IGS and “made real” by Geomil was to develop a Sub- traction Cone of very low capacity, with unusually high quality and sensitive load cells (using a special alloy base), and for IGS to calibrate these very rigorously and often. Details of all of this are provided in the CPT’22 Conference paper “An innovative new 3MPa CPT – to detect and measure very small f svalues” by McConnell (IGS) and Wassenaar (Geomil). Figure 3 shows the improved response to sleeve friction compared to what was previously possible. Figure 4 compares results from a “conventional” but very high quality 10MPa Compression Cone, vs the newly developed “paradigm shifting” highly sensitive Subtraction Cone – designated in the figures as “new 3MPa Cone”. In regard to the all-important Soil Behaviour Type, data from the same tests shown in the preceding figure have been processed using the computer software CPeT-IT to determine and plot SBT. The data from the new 3MPa cones interprets SBT that is significantly different to that from the con- ventional 10MPa Compression Cone. Conclusion Readers who have greater interest in this matter are referred to the full paper. Closing discussion – why is this an important evolution in CPT? Like all geotechnical tests, CPT was originally devised and evolved in a marketplace of testing of mainly natural soils which were to be tested for what might be called “normal engineering purposes”: piles, footings, retaining walls, road or dam embankments, foundation preloads, etc. In recent years mine tailings dams and ash ponds have become the focus of a whole “almost new” field of geotechnical engineering, and they typically involve very soft (maybe very very soft) ooze-like materials that need to be closed over by capping, raised by up-stream dam wall raisings etc. and assessed quantitatively for stability. The accuracy and/or applicability of historical geotechnical investigation techniques has been found lacking in many instances, and new systems have been either sought or dreamed of. Non CPT examples include Vane Shear Tests that are now often run at different rotational speeds than according to standards, sampling systems that fail to take even-close-to-undisturbed samples being upgrade. CPTs are now sometimes run at different penetra- tion speeds (which in some ways makes them different tests). And then the “elephant in the room” talked about in this article, that reduces the usefulness of CPT (or at least confidence in it) for site characterisa- tion and determination of properties essential to assessment of the safety of tailings dams, and the design of closures and raisings. Change and improvement are both inevitable – this article is about one such change/improvement. ! This article is an extract from the CPT’22 paper referenced herein. Measurement of extremely low sleeve friction (f s) values during CPT testing is an industry-wide problem, often treated as an “elephant in the room”. The paper describes the development of an innovative new CPT cone that the author believes has largely solved this problem. The solution has involved shifting of the paradigm, that “if you want to most accurately measure sleeve friction, you must use a Compression Cone”. This solution involved the use of a Subtraction Cone design. The solution also involved development of more-responsive- than-conventional load cells using a special alloy for the load cell base, rather than steel. So far the new CPT, calibrated and managed as described in this paper, is meeting or exceeding the authors’ expectations. SUMMARY Figure 4 – SBT data comparison of 10MPa Compression Cone (left) vs New 3MPa Cone (right). 5l51 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL While the official reason for this special issue of Geotechniek is the CPT’22 conference, another equally good reason for this issue could have been that Cone Penetration Testing (CPT) turns 90 this year. After all it was in 1932 that Pieter Barentsen, an engineer with the Rijkswaterstaat, the Directo- rate-general for Public Works and Water Manage- ment in The Netherlands, performed the first tests with the Dutch Cone Penetrometer. And what started out as a simple solid mechanical cone that was pushed by hand into the soil has developed into a sophisticated soil investigation method, where a digital instrument with multiple sensors is pushed down using a hydraulic pusher in a climate- controlled workspace on wheels or tracks. For a method that is 90 years old, and for decades the standard soil investigation method in The Netherlands, it may be surprising to realize that in many parts of the world CPT is still seen as a relatively new and unfamiliar soil investigation method. As a result it is not always applied where it could provide very useful data, and that makes a recent description of this method by the US Federal High Way Administration very appropriate: a proven, effective, and underutilized technology. The basic principle of CPT is that a cone with stan- dardized dimensions is pushed into the ground at a continuous rate of 20 mm/s (0.8 in/s). As this process is completely standardized, the measure- ments obtained can be correlated to the soil behavior, which allows for the characterization of the soil without taking any samples. While the basic version of CPT, the so-called mechanical CPT, generates only readings of the tip resistance and the sleeve friction (that are read at the surface using manometers), the more advanced, and much more commonly used, electric CPTu also collects pore pressure readings and the inclination of the cone. These readings are then transmitted electro- nically to the surface, where they can be converted in real-time into a soil behavior characterization. The most common use of CPT data is for geo- technical design and engineering applications: foundation design, quality control for ground improvement work or monitoring of the condition of a levee or a dike, to name just a few examples. Over the years CPT results have proven to be effec- tive input for these applications, but as geotechnical engineering advanced the potential need to enhance CPT has become apparent. A good exam- ple to illustrate this is pile driving. CPT as we know it allows for very accurate simulations of pile driving with an impact hammer. But with the use of large diameter (say 3 m or more) open ended pipe piles as the foundation for offshore wind turbines, the use of vibratory hammers rather than impact hammers to drive the piles into the ground has become more widespread. These vibratory hammers operate at a frequency of approximately 20 Hz and CPT data obtained with the addition of vibratory movement may well provide more accurate input for simulations of pile driving with a vibratory hammer. While the use of CPT data obtained with vibratory movement will require some additional research before it can be standard practice, there are other applications where this kind of CPT can be imple- mented immediately. First, by applying these vibrations the friction along the CPT rods will be largely eliminated, and therefore most (if not all) the force generated by the pusher will be transfer- red to the cone. This could allow the cone to be pushed deeper into the soil and potentially even much deeper. If for example during standard CPT operations refusal occurs when the cone encoun- ters a relatively thin stiff layer, which is on top of softer soil layers, the vibratory mode may allow the cone to pass this stiff layer, after which standard CPT can be continued in the layers underneath. The second potential application is dealing with soft rock types, such as sandstone and limestone. While it may be impossible to push a cone through layers of this kind of rock, the pulsating action may allow the cone to work itself through these soft rock layers. In case there are soil layers underneath that rock, it may then be possible to continue with standard CPT. Currently it is unclear to what extent this is possible, but for all these reasons Eijkelkamp view the addition of vibratory movement as an exciting “new” application of CPT that we have named “SonicCPT”. The word new is put between quotation marks because the addition of vibratory movement to the cone when performing CPT is really nothing new. Almost 40 years ago the Japanese researchers Sasaki and Koga reported on their work to develop and use of what they termed a vibratory cone (or vibrocone) for liquefaction analysis. They compared the tip resistance with and without Figure 1 – A ballasted track unit being moved to perform CPT efficiently and comfortably from a climate-controlled work space. Gerald VerbeekRoyal Eijkelkamp CPT – AN OLD AND PROVEN SOIL INVESTIGATION METHOD WITH A BRIGHT AND EXCITING FUTURE 12 l58 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL SUMMARY While the official reason for this special issue of Geotechniek is the CPT’22 conference, another equally good reason for this issue could have been that Cone Penetration Testing turns 90 this year. Over the years this soil investigation technique, which started out as a simple solid mechanical cone that was pushed by hand into the soil, has developed into a sophisticated testing method, where a digital instrument with multiple sensors is pushed down using a hydraulic pusher. But as pointed out in this article, the developments continue and that is why CPT is an old and proven soil investigation method with a bright and exciting future. vibration (generally at 200 Hz) and they found that when the soil is loose, the penetration resistance will be substantially lower in the vibratory mode due to the additional excess pore pressure genera- ted. On the other hand, in stiff soils the vibration will not create any additional excess pore pressure and therefore the penetration resistance will be similar in either mode. The concept of liquefaction also highlights another exciting aspect of CPT, which centers around “the friends of the cone”. When pushing the cone into the ground it is hardly any extra effort to add a module with additional sensors on the back of the cone. While the potential of soil liquefaction can already be assessed using only the data obtained with a standard CPT cone, shear wave velocity data derived from data obtained with a seismic sensor at regular intervals during a CPT sounding provides additional insight into this potential. And that is really what these modules, these friends of the cone, generate: additional information to supple- ment the data collected with the cone itself. For many years there was a practical limitation to the use of the modules. Their use only became possible with the introduction of the electrical cone in the early 1970s. But at that time the cone was an analog system and each sensor in the cone required a separate core in the cable to bring the sensor data to the surface. Given that there is limited space in the CPT tubes for the cable, the number of cores was limited and thus the use of the modules. Now that digital cones are common practice, adding multiple modules becomes a viable option, although one with practical conse- quences. After all, adding a module to the back of the cone extends the length and that will make it harder to line the unit up, especially if a friction reducer is used. As these modules become easier to use, we can envision a (not so distant) future where the modu- les are nothing more an empty housing with a connector. And just as various things can be connected to a computer using a USB cable, it might be possible to plug different types of sensors into the module and switch them out depending on the need at a particular test site. This approach will provide not just additional data when performing a CPT, it will also enhance the correlations for various soil parameters. After all, just as the correlations based on CPT data (where three parameters are recorded) are better than those generated based on SPT data (where just one parameter is recorded), additional data will allow to make these correlations more sophisticated. Figure 2 – Pieter Barentsen out in the field performing CPT in the early days of the method Figure 3 – Driving and levelling the unit can be performed via a remote control system from outside the cabin, which enhances the safety of these operations. Figure 4/5 – Controlling the CPT itself can be performed easily from inside the cabin. 13 l59 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL The use of additional sensors will also greatly enhance other uses of CPT data. Earlier in this article the geotechnical applications were mentio- ned, but CPT data can also be used for hydrogeo- logical purposes, e.g. to analyze the level and flow of groundwater or the interaction between groundwater and the surrounding soil. While the pore pressure readings in the cone provide useful data for these purposes, specific sensors in modules will allow for much more elaborate data gathering and thus greatly enhance the ability to assess hydrogeological issues. The enhancement of the ability to assess issues will be even more obvious when it comes to geoenvi- ronmental issues, e.g., to check the length of un- known foundations or the presence of buried steel objects, and to determine the presence of conta- minants in the soil. Here the cone data by themsel- ves hardly provide useful information, but the use of modules on the back of the cone (e.g. a video module that sends ultraviolet (UV) light into the soil and assesses the presence of contaminants through fluorescence, which is the process where certain substances reflect UV light as visual light) may provide such data. When applying a cone with a video module the cone could then obtain the data required to design the foundation, while the mo- dule checks for soil contamination. Combining all these aspects implies that the CPT method has a bright and exciting future with all kinds of potential. But it would be wrong to focus only on the strong points and the potential of this soil investigation method, without talking about the “other side of the coin”. At a conference in London in the late 1980s Huw Williams expressed the following about foundation testing methods, which applies just as well to soil investigation methods: Many engineers are unaware of the inherent limitations [of test methods] and cannot therefore choose the technique best suited to their require- ments. All too often the choice of method will be dictated by cost alone. All test methods, however, have limitations and it is only by being aware that the engineer can specify an appropriate test programme. And so it is with CPT. While in most soil types CPT is an excellent choice for soil investigations, in gravelly and soft rock conditions it is much less so, and in rock or urban fill it simply doesn’t work. To u s e t h e w o r d s o f M a r y N o d i n e , a g e o t e c h n i c a l engineer in the US, “Use of CPTs on sites with shallow bedrock or urban fill may result in the following side effects: damage to probe, subcon- tractor frustration, schedule risk, change orders, field staff overtime, and use of the phrase “I told you so.” Right now other site investigation techni- ques are more appropriate for those kinds of soil conditions, but maybe research efforts will gene- rate a soil behavior classification similar to the one every CPT practitioner is familiar with (the Robert- son and Campanella Soil Behavior type Classifica- tion) for SonicCPT or maybe those research efforts will find a correlation between the data obtained with traditional CPT and those with SonicCPT. And in that case CPT can work in gravelly and soft rock conditions as well. Such a development would be similar to what was originally perceived as a major shortcoming of CPT: the fact that you could not take any samples. But once the CPT equipment manufacturers developed the samplers that shortcoming disappeared. That is why this article calls CPT an old and proven soil investigation method with a bright and exciting future. As it turns 90 years old, there are still exciting developments in its future, and conferences such as CPT’22 will not only promote, but also speed up those new developments. ! Figure 6 – Where a full-size crawler cannot go, the Compact Crawler can find its way. Figure 8 – A cone waiting to explore. Figure 9 – CPT pushers are also available as stand-alone items together with hydraulic power packs driven by electric motors to eliminate exhaust gases. Figure 7 – Another way to perform CPT is by using the Drill’n CPT: a fully automatic CPT pusher placed in the break-out clamps of a drill rig. 14 l60 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL The Cone Penetration Test (CPT) cabin as working environment, built on trucks, crawlers or Track- Tr u c k s ® , w i l l m o r e a n d m o r e d e v e l o p f r o m a workshop into an office. Before, operators were mainly dealing with manual operations to keep the production going. Nowadays and in the future, it can be increasingly expected that time "on board" will be spend on engineering or other office-rela- ted work next to performing CPTs. By integrating the patented SingleTwist™ technology in a CPT cabin with the COSON continuous pushing system, A.P. van den Berg has developed an automatic and hands-free CPT machine. Changing requirements and regulations are spurring continuous development of CPT systems. The need for increasing operational efficiency requires systems that can start up more quickly and run without further intervention or control. The focus is on obtaining better CPT data, performed in a shorter time and with less effort. The answer is “back-to-basics”. The CPT rod, the most simple and robust part of the CPT system, has become the core of a new development. The CPT rod is the connecting link between the measuring cone and the pushing system. More than 90 percent of the time required for CPTs consists of handling the CPT rods. Patented SingleTwist™ (ST) technology The fact that being involved with onshore as well as offshore developments can foster cross- fertilisation is proven by the development of the patented SingleTwist (ST) technology by A.P. van den Berg. Initially, the ST-technology was develo- ped as a ROSON-ST to create optimal safety and increased productivity in seabed CPTs. Later it turned out that this technology is also suitable for onshore CPT, which has resulted in the devel- opment of the COSON-ST. With a single push on the button, the automatic CPT cycle is completed automatically. The CPT string, with the measuring instrument (cone) fitted at the end, is pushed into the soil in one continuous movement. This string is built up from a reel with separate, but inter- connected, ST-rods. The ST-rod is designed in such a way that the risk of breakage and the associated downtime and costs are limited. Tr a c k - Tr u c k w i t h CO S O N - S T The COSON-ST has proven to be a robust CPT pushing system providing reliable data about the soil and ensuring the operational efficiency. The system works fast, as it can start up more quickly and runs without further intervention or control. The working environment is ergonomically optimi- zed, because manual actions near the moving system are almost unnecessary. Furthermore, the depth range is increased because of the continuous CPT push. CPTs are realized faster and in addition to the already shorter preparation time, this continuous movement results in a faster pushing and pulling process with a higher production rate as a consequence. ! Figure 2 – ST-rod connection. Figure 1 – Automatic and hands-free CPT machine. COSON - ST : FROM MANUALLY OPERATED TO CPT ROBOT Mark WoollardManaging Director A.P. van den Berg 10 l56 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL Figure 3 – Tr a c k - Tr u c k w i t h CO S O N - S T 11 l57 JUNE 2022 GEOTECHNIEK - CPT ’22 SPECIAL

Jaargang 26, 2022 - nummer 1

32 GEOTECHNIEK MAART 2022 Het bedrijf is in 2009 opgericht en gevestigd in Elsbethen te Oostenrijk. Met ruim 100 mede- werkers wordt er dagelijks gewerkt aan de ont- wikkeling, productie en verkoop van anker- en voorspansystemen, welke toegepast worden in de marktsegmenten: – Geotechniek – Civiele/Industriebouw – Maritieme/Havenbouw – Tunnel-/Mijnbouw ANP-Systems GmbH bedient een ruime internationale klantenkring verdeeld over zes continenten. ANP-Systems GmbH is deels eigendom van het Duitse Stahlwerk Annahütte GmbH. Hierdoor kan ANP-Systems GmbH de markt direct bedienen met de levering van de welbekende SAS-staafanker- systemen (in Nederland veelal aangeduid als GEWI®-staal) voor zowel toepassing in de geo- techniek als in de voorspantechniek. Vanaf begin 2022 is ANP-Systems GmbH ook direct actief in Duitsland middels een nieuwe productie- faciliteit voor strengen- en staafankersystemen voor geotechnische toepassingen. Geotechniek In de geotechnische markt biedt ANP-Systems GmbH alle typen gangbare ankersystemen aan zoals: – strengenankers – SAS-ankerstaven – zelfborend ankersysteem Het strengenankersysteem wordt vervaardigd voor toepassing als anker volgens de eisen van de uitvoeringsnorm EN 1537 (Grondankers). Het systeem wordt geleverd in uitvoeringen voor tijde- lijke, semipermanente en permanente (100 jaar) toepassing. Bij permanente toepassing zijn de strengenankers voorzien van een dubbele corrosie- bescherming. Ook kan het systeem in een tijdelijk verwijderbare uitvoering worden aangeboden of in een permanente elektrisch geïsoleerde uitvoering voor de toepassing nabij tram-/spoorwegen. Strengen- ankers worden aangebracht met behulp van een verbuisde boortechniek. De geotechnische SAS-staafankersystemen wor- den aangeboden door de toepassing van massieve staven in de kwaliteiten SAS 500/550 (T), SAS 550/620 (T) en SAS 670/800 (TR). De staven zijn voorzien van een grove doorgaande schroefdraad over de gehele staaflengte. Deze schroefdraad is robuust en uitermate geschikt voor applicatie op ci- viele en maritieme bouwplaatsen. Het zelfborende ankersysteem wordt vervaardigd als paal of nagel volgens de eisen van de uitvoe- ringsnormen EN 14199 (micropalen) en EN 14490 (grondvernageling). In Nederland wordt dit systeem ook veelvuldig toegepast in de vorm van een anker. De ankerbuizen zijn voorzien van een grove door- gaande schroefdraad over de gehele buislengte. Deze schroefdraad is robuust en uitermate geschikt voor applicatie op civiele en maritieme bouwplaat- sen. Het is een modulair systeem en wordt geleverd in onbehandelde uitvoering. Op klantwens kan het additioneel worden voorzien van een thermisch verzinkte behandeling of een duplexsysteem. Zelfborende ankers worden geïnstalleerd door middel van verschillende boortechnieken zoals slag-/roto-percussieboren, schroef-/momentboren en tegenwoordig ook succesvol veelvuldig met sonische boortechnieken met hoge tot zeer hoge frequenties. Alle systemen van ANP-Systems GmbH voldoen aan de geldende desbetreffende Euro-normeringen en sluiten aan bij de nationale richtlijnen van Rijks- waterstaat (ROK) en SBRCURnet. Systeemcertificering De aangeboden ankersystemen worden vervaar- digd onder een regime van systeemcertificering. Naast interne kwaliteitszorg wordt er continu, middels externe beproevingen door onafhankelijke bouwgerelateerde erkende instituten, beproefd/ gecontroleerd. Door deze instituten zijn aan ANP- Systems GmbH talrijke bouwtechnische systeem- goedkeuringen uitgereikt. Op basis van deze processen biedt ANP-Systems GmbH maximale veiligheid en betrouwbaarheid in haar ankersyste- men. De systemen van ANP-Systems GmbH zijn geregistreerd in meerdere Europese landen zoals o.a. Oostenrijk, Zwitserland, Duitsland, Slowakije, Ts j e c h i ë , P o l e n e n R o e m e n i ë . In Nederland bestaat er geen kader voor systeem- certificering van geotechnische ankersystemen. Hierdoor ontstaat veel onduidelijkheid in construc- tiedetails en loopt men het risico op een niet zorgvuldige toepassing/afwerking waardoor be- trouwbaarheid en veiligheid in het geding kunnen komen. Enkele, in Nederland, bekende schadege- vallen wijzen juist uit dat het gaat om de details welke in de systeemgoedkeuringen van ANP-Sys- tems GmbH zijn inbegrepen. Indien ANP-Systems GmbH in een vroegtijdig projectstadium wordt be- trokken, wordt u meerwaarde en betrouwbaarheid ADVERTORIAL ANKER NAGEL PA A L BETROUWBAAR DESKUNDIG WERELDWIJD geboden middels een juiste keuze van ankersyste- men en details afgestemd op uw toepassing. In diverse Europese landen geldt er een uitgebreid onderhoudsregime voor verankeringen tijdens de referentieperiode van het bouwwerk. Hiermee heeft ANP-Systems GmbH veelvuldig ervaring en kan u daarin adviseren en de toepassing van monitorings- apparatuur verzorgen. Spantechniek Qua spantechniek kan ANP-Systems GmbH de klanten ondersteunen middels het beschikbaar stellen van een ruim assortiment spanvijzels met capaciteiten vanaf 300-4.500 kN. Al deze appara- tuur wordt periodiek extern gekalibreerd. Het assor- timent omvat hydraulische spanvijzels voor het beproeven/voorspannen van ankerbuizen, staaf- ankers en strengensystemen. Ook wordt er veelvuldig maatwerk geleverd aan klanten voor specifieke bouwplaatsomstandig- heden. Vo o r s p a n s y s t e m e n Naast de levering van het SAS-voorspansysteem (SAS post-tensioning bar tendon system ETA- 05/0122) is er de afgelopen jaren hard gewerkt aan het verkrijgen van een Europese Technische Goed- keuring (ETA) voor een voorspansysteem van 1 tot en met 37 strengen. Alle interne en externe onder- zoeken zijn inmiddels afgerond en het proces bevindt zich in de afrondende documentatiefase. In de loop van dit jaar is ANP-Systems GmbH dan ook in staat om de markt een Europees goed- gekeurd voorspan-systeem aan te bieden. Flexibel en slagvaardig ANP-Systems GmbH beschikt over grote voorra- den. Hierdoor zijn de levertijden beperkt en worden klanten snel en vakkundig bediend. Er wordt ook maatwerk geboden. Een spraakmakend voorbeeld hiervan is de ontwik- keling van een slanke fundamentverankering voor windmolens in Scandinavië. Dit betreft fundament- verankeringen voor windturbines op land in alle windklassen. Door middel van een op de onder- grond voorgespannen slanke betonpoer, worden enorme besparingen gerealiseerd in bronmateriaal (kleine footprint) en de bouwmaterialen beton en staal. ANP-Systems GmbH zet hiermee een grote stap in ecologische en economische efficiëntie bij fundamentverankeringen van windturbines. Daarmee bewijst ANP-Systems GmbH een betrouwbare partner te zijn met een technisch voor- uitziende blik. De laatste jaren is er door ANP-Systems GmbH fors geïnvesteerd om duurzaam te kunnen produceren. De productiefaciliteiten betrekken hun stroomcon- sumptie grotendeels vanuit eigen solarsystemen, aangevuld met energie opgewekt uit waterkracht. 33 ADVERTORIAL Installeren zelfborende micropalen. Fundamentverankering windturbine met 24-strengs ankers. ANP - SYSTEMS GMBH Christophorusstraße 12 A - 5061 Elsbethen Oostenrijk www.anp-systems.nl info@anp-systems.nl Voor vragen en/of aanbiedingen kunt u contact opnemen met de medewerkers: Dhr. H. Verdaasdonk (+31-611 83 55 74) henry.verdaasdonk@anp-systems.nl Dhr. R van der Voorden (+31-613 13 72 92) remco.vandervoorden@anp-systems.nl MAART 2022 GEOTECHNIEK Inleiding Voor zet tingsmodellen worden sinds lange tijd isotachenmodellen gehanteerd zoals het a,b,c,- isotachenmodel van Den Haan [1] en het NEN-Bjer- rumisotachenmodel (DSettlement-Manual [5]). Beide modellen zijn in DSettlement beschikbaar op basis van het isotachenprincipe. Om samen- drukkingsparameters voor deze modellen af te leiden uit samendrukkingsproeven en CRS-proe- ven is een simulatie van deze proeven een uitstekend instrument. Er zijn simulatiemodellen voor een samendruk- kingsproef en een CRS-proef gemaakt, zowel voor het a,b,c,-isotachenmodel als het NEN-Bjerrum- isotachenmodel. Aan de hand van simulaties is eenvoudig aan te tonen op welke wijze de bijbeho- rende modelparameters moeten worden afgeleid op een wiskundig consistente wijze. Er is geen garantie dat de beproefde grond zich volledig gedraagt conform het isotachenmodel. Wel is er de garantie dat indien parameters op basis van een simul