PDF - Archief

Home > PDF - Archief

Weergave:

Nieuw naar oud Oud naar nieuw

Zoeken naar:

Zoeken

Jaargangen

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

International - 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 simulatie met een isotachenmodel zijn afgeleid, de toepassing van hetzelfde isotachenmodel voor het zettingsvraagstuk tot consistente resultaten leidt. Samendrukkingsproeven kunnen op twee wijzen worden uitgevoerd: –Standaard samendrukkingsproef –Constant rate of strain test (CRS-proef) Bij een standaard samendrukkingsproef worden belastingtrappen aangehouden waarbij de belas- ting gedurende 1,0 dag constant wordt gehouden. Veelal worden 5 belastingtrappen gebruik t ge- volgd door een ontlasttrap en een herbelasttrap. Bij een CRS-test wordt in principe een constante vervormingssnelheid opgelegd. Voor het bepalen van de ontlaststijfheid kan een negatieve vervor- mingssnelheid worden opgelegd en voor het bepa- len van de kruipparameter kan een relaxatiestap worden toepast waarbij de vervormingssnelheid gelijk is aan nul. In dit artikel wordt de simulatie van een samen- drukkingsproef afgeleid en de karakteristieken van het resultaat onderzocht. In een vervolgartikel wordt de simulatie van een CRS-proef behandeld. Theoretisch model samendrukkingsproef De volledige formulering van het samendrukkings- model inclusief consolidatie is gegeven in Den Haan [1] hetgeen deel uitmaakt van het proef- schrift van Den Haan. De volledige set met verge- lijkingen is in tabel 1 weergegeven. Het verdient aanbeveling om in plaats van !1voor de referentie intrinsieke tijd de parameter !ref te gebruiken om verwarring, met indices die de tijd aangeven, te voorkomen. in figuur 1 is een illustratie van het a,b,c-isotachen- model weergegeven. In het model worden de lijnen met constante seculaire reksnelheid isotachen genoemd. Dezelfde lijnen hebben echter ook een constante waarde van de intrinsieke tijd, ook wel kruiptijd, equivalente ouderdom en in het Engels “equivalent age” genoemd Opmerking: Het a,b,c-isotachenmodel geeft een beschrijving van de natuurlijke rek (Henky-rek, "H). Het verband met de lineaire rek (Cauchy-rek, "C) is gegeven in tabel 2. De set met vergelijkingen voor ééndimensionale samendrukking inclusief consolidatie kan alleen numeriek opgelost worden met de variabelen tijd en verticale positie in het monster zoals Den Haan [1] beschrijft in zijn proefschrift. Het is wel mogelijk om in Excel een relatief eenvou- dige berekening te maken van het gedrag van een samendrukkingsproef of gefaseerde ophoging, uitgaande van de Terzaghi-consolidatie en een Ta bel 1 – Vo lledige set vergelijkingen a,b,c-isotachenmodel [1] en [2]. 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 [-/dag], Totale natuurlijke rek [-] Directe natuurlijke reksnelheid [-/dag], Directe natuurlijke rek [-] Seculaire natuurlijke reksnelheid [-/dag], Seculaire natuurlijke rek [-] Directe rekparameter [-] To t a l e r e k p a r a m e t e r b o v e n d e grensspanning [-] Kruiprekparameter [-] 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] Bronverwijzing Vergelijking (6) uit [2] Vergelijking (1) uit [2] Vergelijking (2) uit [2] Vergelijking (3) uit [2] Vergelijking (7) uit [1] Vergelijking (5) uit [2] Vo lgt uit vergelijking (5) uit [2] met =1 18 SIMULATIE EN VERBETERING INTERPRETATIE SAMENDRUKKINGSPROEF MAART 2022 GEOTECHNIEK Figuur 1 – Illustratie a,b,c-isotachenmodel, E.J. den Haan & S. Kamao (2003). Ir. F.J.M. HoefslootPrincipal Geotechnical Consultant, Fugro numerieke beschrijving van de verandering van de intrinsieke tijd over een korte tijdstap. In zijn proefschrift geeft Den Haan deze beschrijving niet, terwijl die een essentieel onderdeel uitmaakt van een eenvoudige analyse. In de handleiding van DSettlement is de incrementele beschrijving van de intrinsieke tijd wel gegeven echter zonder afleiding. De volledig afleiding, zoals door de auteur uitgewerkt, is gegeven in tabel 3. Opmerking: vergelijking 9 betreft niets anders dan het combineren van verg. 1, 2 en 3. Opmerking: voor het NEN-Bjerrum-isotachenmo- del geldt: (12) met: CR Compression Ratio RR Recompression Ratio (gelijk aan SR, Swell Ratio) C! Secundary Compression Coefficient De formuleringen voor de incrementele waarden van de equivalente ouderdom komen overeen met Visschedijk [3] en de handleiding DSettlement [5] Wordt in plaats van vergelijking (3) in tabel 3 ge- bruik gemaakt van een achterwaartse differentie (13) dan wordt voor de incrementele waarde van de equivalente ouderdom gevonden: (14) Bij een voldoende kleine tijdstap geven beide be- naderingen een identiek resultaat. Bij toepassing van een grotere tijdstap verdient het de voorkeur om beide waarden te middelen: (15) Combineren van vergelijking (1) en (2) en elimine- ren van !0geeft de incrementele beschrijving van de secundaire rek: (16) Voor een enkelvo udige belastingverhoging kan eenvoudig gebruik gemaakt worden van het consolidatiemodel van Terzaghi. Het consolidatie- model van Terzaghi gaat uit van een constante consolidatiecoëfficiënt c vdie gedefinieerd is door: (17) met: kv verticale doorlatendheid mv volumesamendrukbaarheid "w volumiek gewicht water 19 MAART 2022 Voor het bepalen van samendrukkingsparameters worden laboratoriumpro even uitgevoerd. De uitvoering van de proef is in diverse normen en richtlijnen vastgelegd. Onderscheid wordt gemaakt in meertraps samendrukkingsproeven (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 samendrukkingsproeven en CRS-proeven is een simulatie van deze proeven een uitstekend instrument. Alleen op deze wijze kan worden aangetoond hoe parameters dienen te worden bepaald uit proeven. In dit artikel wordt de simulatie van een samendrukkingsproef afgeleid op basis van het veelgebruikte isotachenmodel inclusief een onmisbare beschrijving van consolidatie en worden de karakteristieken van het resultaat onderzocht. In een vervolgartikel wordt de simulatie van een CRS-proef behandeld. De simulatie van een samendrukkingsproef toont aan dat de gebruikelijke afleiding van parameters niet geheel correct is en dat aanscherping van de interpretatie noodzakelijk is. GEOTECHNIEK SAMENVATTING Ta bel 3 – Afleiding update intrinsieke tijd uit vergelijking (3) Den Haan en Kamao [2]. (1) (2) numerieke benadering voor kleine #t (voorwaartse differentie) (3) e tot de macht verg. 3 gedeeld door -c (4) vergelijking 1 ingevuld (5) vergelijking 1 omgeschreven (6) verg. 5 en 6 ingevuld in verg. 2 (7) vergelijking 7 uitgewerkt (8) vergelijking 8 uitgewerkt (9) (10) (11) Ta bel 2 – Beschrijving natuurlijke rek a,b,c- isotachtenmodel [2] Bronverwijzing Vergelijking (7) uit [2] Het consolidatiemodel beschrijft het verband tus- sen korrelspanningsverandering, afstroomsnelheid van overspannen poriënwater en samendrukbaar- heid van grond waarbij de samendrukking gelijk is aan de hoeveelheid afgestroomd poriënwater. Dit leidt uiteindelijk tot een differentiaalvergelijking die met de van toepassing zijnde begin- en rand- voorwaarden kan worden opgelost. Een uitge- breide beschrijving is gegeven in Verruijt [4]. Voor de oplossing van de dif ferentiaalvergelijking bestaan drie mogelijkheden: –Numerieke oplossing –Analytische oplossing –Benadering van de analytische oplossing BENADERING VAN DE ANALYTISCH E OPLOSSING Een zeer nauwkeurige benadering van de consoli- datiegraad U als functie van de tijd is: (18) (19) met: cv consolidatiecoëfficiënt al eenzijdige afstroming a l= 1, tweezijdige afstroming a l= 0,5 h laagdikte t tijd T tijdfactor Vo o r d e ko r re l s p a n n i n g g e l d t : (20) met: !’v(t) korrelspanning op tijdstip t !’v0 initiële korrelspanning U(t) consolidatiegraad op tijdstip t "!v spanningstoename belastingstap In het geval van een gefaseerde ophoging of samendrukkingsproef kan de (benadering van de) analytische oplossing nog wel gebruikt worden indien de consolidatieperiode niet groter is dan circa 5 maal de tijd tussen twee belastingverande- ringen. De wateroverspanning als functie van de tijd wordt als volgt bepaald: Bij belastingsverandering wordt de tijdfactor T op nul gesteld. De tijdfactor neemt toe met: (21) met !t gelijk aan de tijd sinds belastingsverande- ring De consolidatiegraad wordt bepaald met: (22) De wateroverspanning wordt bepaald met: (23) met: !p(t) wateroverspanning op tijdstip t U(T) consolidatiegraad op tijdstip t "!v belastingtoename belastingstap !p init initiële wateroverspanning voor belastingverhoging (ofwel einde vorige ophoogslag) Opmerking: Het meenemen van deze laatste term is bij een gefaseerde ophoging wel interessant en eenvoudig. Indien de tijd tussen ophoogslagen klein is t.o.v de consolidatieperiode blijven er aan het eind van de ophoogslag nog significante wateroverspanningen over. In de volgende ophoogslag kan de initiële wateroverspanning opgeteld worden bij de totale spanningstoename en de consolidatie gerekend worden over dit totaal. Hoewel het consolidatieverloop theore- tisch niet correct wordt beschreven vormt dit wel een zeer praktische benadering. Bij een samen- drukkingsproef is dit niet van toepassing. Hiermee kan op ieder tijdstip de korrelspanning eenvoudig worden bepaald met: (24) In Excel verloopt de berekening binnen een belas- tingtrap volgens tabel 4 waarbij [i] het regelnum- mer is. In het Terzaghi-consolidatiemodel wordt uitge- gaan van een constante waarde van de volume- samendrukbaarheid (m v), verticale doorlatendheid (kv) en volumiek gewicht water ( #w), resulterend in een constante waarde van de consolidatiecoëf- ficiënt (c v). De volumesamendrukbaarheid be- schrijft een lineair verband tussen samendrukking en spanning in tegenstelling tot het isotachen- model. Daarnaast is bekend dat de verticale door- latendheid bij samendrukking afneemt. De afname van de volumesamendrukbaarheid en afname van de verticale doorlatendheid bij toenemende spanning leiden tot een minder spanningsafhanke- lijk consolidatiecoëfficiënt, hoewel uit de praktijk bekend is dat de consolidatiecoëfficiënt afneemt bij hogere belastingtrappen. In het rekenschema volgens tabel 4 kan dit in rekening worden ge- 20 MAART 2022 GEOTECHNIEK t [i] tijdstip !v0Totale verticale grondspanning voorafgaand aan belastingverhoging tstap [i] Tijdstip vanaf laatste belastingverandering cv[i] Consolidatiecoëfficiënt in betreffende belastingfase Tijdfactor in betreffende belastingfase Consolidatiegraad in betreffende belastingfase "! v To t a l e v e r t i c a l e b e l a s t i n g t o e n a m e b e t r e f f e n d e b e l a s t i n g f a s e !$.init Wateroverspanning voorafgaand aan betreffende belastingfase Wateroverspanning Korrelspanning To t a l e d i r e c t e r e k Equivalente ouderdom Totale plastische of secundaire rek 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 Hoogte Ta bel 4 Ta bel 6 Belastingtrap Belasting/ Belasting Initiële spanning in-situ spanning [kPa] Initiële spanning 5 10.410 20.820 31.640 43.280 56.4160 61.640 76.4160 812.8320 Ta bel 5 – Invoerparameters simulatie (vetgedrukt, de overige parameters zijn afgeleid uit de vetgedrukte waarden). bracht door per trap een verschillende consolida- tiecoëfficiënt toe te passen. Het tijdsafhankelijke verloop van de korrelspanning wordt in het reken- schema van tabel 4 niet volledig correct beschre- ven maar het schema biedt het grote voordeel dat de consolidatie niet numeriek hoeft te worden opgelost. Simulatie samendrukkingsproef Met bovengenoemde relaties kunnen vrij eenvou- dig in Excel simulaties van samendrukkingsproeven uitgevoerd worden uitgaande van bekende para- meters a, b, c en !0(of p g). Aan de hand van onder- staand voorbeeld worden conclusies getrokken ten aanzien van het afleiden van de parameters uit een samendrukkingsproef. De in-situ korrelspanning bedraagt 25 kPa die overigens in de simulatie geen rol speelt. In het samendrukkingsmodel moet voorafgaand aan de eerste belastingtrap een initiële korrelspanning in het monster gedefinieerd worden. De grootte van de initiële spanning is niet van invloed op de diverse raaklijnen in het spanningsrekdiagram; deze is slechts van invloed op de absolute waarde van de rek. De belastingtrappen duren ieder pre- cies 24 uur. De resultaten van de simulatie is in een aantal figu- ren weergegeven. De initiële toestand wordt gekenmerkt door een rek van nul, een initiële verticale korrelspanning van 5,0 kPa en ligt op de isotache met een equiva- lente ouderdom: 1,94 •10 11dagen. De isotachen hebben een helling b. De getekende a-lijn gaat door het punt met rek nul en spanning 5,0 kPa onder een helling a. Het snijpunt van de getekende a-lijn en 1-dags- isotache ligt bij de grensspanning van 40 kPa. De 1-dags isotache ofwel referentie-isotache begint bij een rek van nul bij een spanning: = 28.3 kPa (bij een grensspanning van 40 kPa) De helling van de verbindingspunten aan het eind van elke trap is uitgewerkt in tabel 7. De kruipparameter c is voor elke trap bepaald op basis van CUR 101 [8] over de laatste halve dag (van t 1tot t 2). Het resultaat is gegeven in tabel 8. Opvallend is dat de helling van de kruiptak aan het einde van trap 4, 5 en 8 (0,0238) zeer matig over- eenstemt met de invoerwaarde 0,0200. Het resul- taat wordt nauwelijks verbeterd door de laatste 0,1 dag te beschouwen (van t 2tot t 3). Het relatief grote verschil wordt veroorzaakt door consolida- tie. Indien de consolidatiecoëfficiënt gelijk is aan 1 m 2/s wijkt de berekende helling van de kruiptak minder dan 1 % af van de invoerwaarde. Correctie van het begin van de trap t 0naar t 0+ 0,5•t eind (met MAART 2022 21 GEOTECHNIEK Figuur 2 – Natuurlijke rek - Tijd. Figuur 3 – Belasting/ Wateroverspanning/ Korrelspanning - Tijd. Figuur 4 – Equivalente ouderdom - Tijd. teind = 0,231 dg gelijk aan de consolidatieperiode) geeft een aanzienlijk beter resultaat. Verlenging van de trapduur naar bijvoorbeeld 2 dagen resul- teert bij deze consolidatieperiode nog steeds in een overschatting van c met meer dan 5 %. (25) (26) (27) Samen met het rek - log spanningsdiagram op basis van de 24-uurspunten kunnen uit dit voorbeeld de volgende conclusies getrokken worden: –De helling bij trap 1 en 2 is nagenoeg gelijk aan a. –De helling van de ontlasttak 6 is exact gelijk aan a; door ontlasten neemt de equivalente ouder- dom geweldig toe. –De herbelasttak 7 heeft een helling die groter is dan a; aan het eind van de trap ligt het punt onder de 1-dags isotache omdat het monster al bijna 2 dagen aan kruip onderhevig is geweest, eerst in trap 5 en vervolgens in trap 7. De equiva- lente ouderdom blijkt in dit voorbeeld 1,76 dagen te zijn. –De helling van trap 5 is nagenoeg gelijk aan b. zowel het start- als het eindpunt liggen nage- noeg op dezelfde isotache met een equivalente ouderdom van 0,89 dagen. –De helling van trap 8, na de herbelasttrap wijkt af van b omdat het start- en het eindpunt niet op één isotache liggen. Het eindpunt van trap 8 ligt wel weer op dezelfde isotache als trap 5 met een 22 GEOTECHNIEK MAART 2022 Belastingtrap Belasting !’v "H # $"H/ $ln!’v [kPa] [-] [dagen] [-] Initiële spanning 5 0.000 1.94E+11 1100.0353.36E+070.0500 2200.0695.80E+030.0500 3400.1171.89E+000.0683 4800.3108.89E-010.2782 51600.5178.87E-010.3000 6400.4482.97E+070.0499 71600.5311.76E+000.0598 83200.7258.89E-010.2803 CUR 101 CUR 101 Tr a p t 2 t1 t0 t3 "2H "1H "3H c1 c2 c3 11.000.500.000.900.03470.03460.03470.000030.000010.00003 22.001.501.001.900.06930.06930.06930.000030.000010.00003 33.002.502.002.900.11670.11050.11560.008880.010330.00739 44.003.503.003.900.30950.29300.30720.023820.022660.01981 55.004.504.004.900.51750.50100.51510.023790.022450.01979 66.005.505.005.900.44820.44840.4482-0.00020-0.00007-0.00016 77.006.506.006.900.53110.52440.52990.009680.011130.00805 88.007.507.007.900.72540.70890.72300.023820.022660.01981 Ta bel 7 – Helling ééndagspunten. Ta bel 8 – Bepaling kruipparameter c. Figuur 7 – Verloop Natuurlijke rek – Tijd belastingtrap. Figuur 5 – Vo lledig rek – log spanningsdiagram. Figuur 6 – Rek – log spanningsdiagram op basis van waarnemingen aan het einde van de trappen. equivalente ouderdom van 0,89 dagen. –De b-lijn wordt gevonden door de eindpunten van trap 4, 5 en 8 te verbinden en de helling te bepalen. Opgemerkt wordt dat de b-lijn niet exact op de 1-dags isotache ligt maar in dit geval op de 0,89 dagen isotache. –De grensspanning ligt op het snijpunt van de a-lijn door trap 1 en 2 en de 1-dags isotache. Met de afgeleide parameters a, b en c en de consolidatiecoëfficiënt is het mogelijk om de bijbehorende ouderdom van de isotache met b-lijn te bepalen. Hierna kan de ligging van de 1- dag isotache worden bepaald en de grensspan- ning worden bepaald. –De fout die gemaakt wordt door de grensspan- ning te bepalen bij het snijpunt van de a-lijn en b-lijn door de eindpunten van trap 4, 5 en 8 is uiterst gering. –De kruipparameter c wordt met de procedure volgens CUR 101 [8] sterk overschat. Een veel betere bepaling wordt bereikt door het begin- tijdstip halverwege de consolidatieperiode te kiezen. Uit variatie met de consolidatiecoëfficiënt blijkt dat de equivalente ouderdom bij trap 4, 5 en 8 nadert naar 1,00 dagen bij kleiner wordende hydrodynamische periode. Case Bloemendalerpolder Een uitgevoerde samendrukkingsproef is onder- worpen aan bovengenoemde uitwerkprocedure waarbij tevens een simulatie is uitgevoerd. Het monster BT2-10 betreft uiterst slap veen met een watergehalte van 995 % en een in-situ verticale korrelspanning van ca. 5,4 kPa. Het spanningsrek- diagram is gegeven in figuur 8 en samengevat in tabel 9. De b-lijn is ontleend aan de helling in trap 5. Merk op dat de helling in trap 4 nagenoeg gelijk is. De a-lijn is ontleend aan de ontlasttrap 6. Simulaties zijn uitgevoerd met de afgeleide waar- den voor a, b en c onder een aanname voor de initiële korrelspanning aan het begin van trap 1. Hierbij is in de simulatie de grensspanning zodanig gekozen dat de absolute waarde van de rek in trap 4, 5, 6 en 7 goed overeenkomt met de meting. De resultaten zijn in figuur 9 gegeven. De werkelijke initiële korrelspanning na inbouwen van het monster voorafgaand aan de eerste trap is niet exact bekend. Op basis van de simulaties lijkt een waarde van 3 à 4 kPa aannemelijk, gebaseerd op de helling in trap 2. De bijbehorende grensspanning wordt gevonden bij het snijpunt van de a- en b-lijn en is gelijk aan 10 kPa. Het verloop van de natuurlijke rek als functie van de tijd van het begin van de belastingtrappen is gegeven in figuur 10 evenals de simulatie op basis van !’v;initiëel = 3 kPa. De simulatie is uitgevoerd met een consolidatiecoëfficiënt van 1,0•10 -7m2/s en c = 0,0155. De kruipparameter c is weer op diverse manieren afgeleid uit de laboratoriumresultaten (Tabel 10). 23 GEOTECHNIEK MAART 2022 Ta bel 10 – Afleiding kruipparameter c. Ta bel 9 – Bepaling parameter a, b. Tr a p B e l a s t i n g !’v[kPa] "H[-] ln !’v a, b 16 0.065 1.792 212.1 0.163 2.493 0.140 324.2 0.341 3.186 0.256 447.9 0.556 3.869 0.315 595.9 0.777 4.563 0.319 624.2 0.705 3.186 0.052 795.9 0.793 4.563 0.064 Figuur 8 – Samendrukkingsproef op monster BT2-10 Bloemendalerpolder. Figuur 9 – Samendrukkingsproef (rood) en simulaties bij verschillende initiële spanning (zwart). Laatste Laatste Laatst e 0,5 dg Laatste 0,125 dg 0,5 dg 0,125 dg met corr. met corr. 0.5•t eind 0.5•t eind Tr a p 30.01500.0156 0.0148 0.0154 40.01510.0175 0.0148 0.0173 50.01650.0139 0.0162 0.0138 Gem. 0.0155 0.0157 0.0153 0.0155 In verband met de korte consolidatieperiode is het resultaat met correctie voor de consolidatie- periode nagenoeg identiek aan de standaard- procedure. Conclusies In vergelijking tot bestaande regels met betrek- king tot het afleiden van parameters voor een isotachenmodel zijn er de volgende fundamenteel nieuwe inzichten: – De helling van de ontlasttak komt overeen met a – De helling van de herbelasttak is ongelijk aan a – Het einde van de herbelasttak moet niet mee- genomen worden in de bepaling van b – Voor de bepaling van de kruipparameter c wordt aanbevolen om het begintijdstip van de trap te verschuiven over de halve consolidatieperiode. – De grensspanning ligt, met behoorlijke nauw- keurigheid, bij het snijpunt van de a-lijn en b-lijn. Literatuur 1. E.J. den Haan (1996). “A compression model for nonbrittle soft clays and peat. ”Géotechnique, Vol. 1, pp. 1-16. 2. E.J. den Haan & S. Kamao (2003). Obtaining iso- tache parameters from a C.R.S. K0-oedometer. Soils & Foundations, 43, 4:203-214. 3. M. Visschedijk, Isotachen berekeningen op een sigarendoosje, Geotechniek juli 2010 4. A. Verruijt, Soil Mechanics, Delft University of Te c h n o l o g y , 2 0 0 1 , 2 0 1 2 ( h t t p s : / / g e o . v e r r u i j t . n e t / software/SoilMechBook2012.pdf) 5. DSettlement-Manual.pdf, Version 20.1, 15 May 2020 6. F.J.M. Hoefsloot, Long Term Monitoring Test Embankments Bloemendalerpolder – GeoImpuls Program, Proceedings of ISGSR 2015 7. F.J.M. Hoefsloot, L.W. Schadee, Eindevaluatie zettingsmodellen, project Bloemendalerpolder te Weesp, 3009-0261-000.R06 v1, 24 februari 2014 8. CUR-Aanbeveling 101:2005, Uitvoering en in- terpretatie samendrukkingsproef. ! 24 GEOTECHNIEK MAART 2022 Op zoek naar afwisseling en technische uitdagingen? Join Team Fugro Fugro vacatures@fugro.nl www.fugro.com/careers Fugro biedt een veelzijdige baan met uitgebreide mogelijkheden in deskundige teams en uitdagende projecten. Fugro zoekt: Q Projectmanager Geomonitoring Q Adviseur Hydrologie Q Mee! echnicus Q Geotechnical Consultant Q Consultant Waterbouw Figuur 10 – Rek – tijd en Rek – Belasting (proef in rood en simulatie in zwart). 34 GEOTECHNIEK MAART 2022 Yu e l i n L i Jiabin Li Inleiding Grouting is een veel gebruikte uitvoeringstechniek waarbij, in het geval van grondankers en jet grout kolommen een vloeibare groutspecie via een boorgat in de grond wordt geïnjecteerd of waarbij, in het geval van de soilmix-techniek, de grond op grote diepte vermengd wordt met een bindmiddel door gebruik van een mengbeitel of frees (Fattah et al. 2014; Güllü et al. 2017; Lei et al. 2016). Na grouting zal de bodem een kleinere doorlaat- baarheid en een hogere sterkte en elasticiteits- modulus vertonen. Een belangrijke milieutechnisch uitdaging van de grouting-techniek is het ontstaan van grout- overschotten (retourspecie) bij de productie van bv. jet grout-elementen, soilmix-wanden of grond- ankers. Jaarlijks ontstaat er meer dan 400 000 ton grout-overschotten in Vlaanderen (Joseph et al. 2016). Deze massa is ongeveer een kwart van de totale hoeveelheid zand die jaarlijks wordt ontgonnen voor de bouwindustrie in België (Joseph et al. 2016). Grout-overschotten zijn in feite een mengsel van cement, water en verschil- lende soorten onbehandelde grond. Op dit moment worden de overschotten meestal opgeslagen naast de bouwwerf om later op stortplaatsen te storten. Dit leidt niet alleen tot hoge kosten, maar veroor- zaakt ook grote milieutechnische problemen zoals het innemen van waardevolle oppervlakte in Tijdelijke Opslagplaatsen (TOP) en een stijging van de pH-waarde van de onderliggende grond. Daarom is het voor de circulaire economie van de bouwsector van groot belang om nieuwe en betere behandelingstechnieken voor deze grout-over- schotten te vinden. Anderzijds is er wereldwijd een toenemende nood aan zand in de bouwsector. In Vlaanderen is de behoefte aan bouwmaterialen per inwoner zeer groot. Een recente studie van OVAM heeft aan- getoond dat er lokaal niet voldoende grondstoffen aanwezig zijn om de behoefte aan minerale grond- stoffen te voorzien (De Smet et al. 2017). Door dit tekort aan lokaal beschikbare mineralen moet Vlaanderen de materialen uit Wallonië en andere landen importeren (Vrieze 2017). De stijgende nood aan transport resulteert in extra kosten en een hogere uitstoot aan broeikasgassen. In de zoektocht naar een oplossing voor dit probleem werd nagegaan op welke manier grout-overschot- ten gebruikt kunnen worden als vervanger van natuurlijk zand in zandcement voor funderings- toepassingen in de wegenbouw. Dit zal niet alleen leiden tot een vermindering van de afvalver- werking, maar zal ook een efficiënter materialen- gebruik mogelijk maken. In dit onderzoek werd nagegaan op welke manier het mogelijk is om grout-overschotten te recycleren en te gebruiken ter vervanging van natuurlijk zand in zandcementmengsels voor toepassingen in de wegenbouw. Er werden een aantal stalen verza- meld uit verschillende bouwwerven in Vlaanderen. De grout-overschotten werden gebroken tot een vooropgestelde fractie en hun verschillende eigenschappen bepaald. Tot slot werden zand- cementmengsels met gebroken grout-overschotten als vervanger van natuurlijk zand geproduceerd en werden de mechanische eigenschappen van de mengsels geëvalueerd. Te s t P r o g r a m m a MATERIALEN Er werden acht monsters verzameld afkomstig van zes verschillende bouwwerven in Vlaanderen. De monsters omvatten zowel vloeibare (opgeslagen in kuilen) als vaste staalnames (opgegraven uit kuilen en opgeslagen op de bouwwerf). Tabel 1 vermeldt de gebruikte grouting techniek, bemon- steringstechniek en de water/bindmiddel verhou- ding van het grout. Alle monsters, behalve monster C2, werden handmatig uitgegraven om te verzeke- ren dat er nagenoeg geen onbehandelde grond vermengd werd met de monsters. Monster C2 werd uitgegraven door gebruik van een kraan om de invloed van de onbehandelde grond op de sterkte van de zandcementmengsels te beoorde- len. Met onbehandelde grond wordt hier de natuurlijke grond bedoeld die in de grout-over- schotten terecht komt tijdens het bemonsterings- proces. Dit verwijst dus niet naar de aanwezigheid van ongemengde zwakke grondinsluitsels binnen de retourspecie maar is enkel een gevolg van het bemonsteringsproces. Zes monsters werden verzameld bij de uitvoering van de soilmix tech- niek, de overige twee monsters zijn verkregen bij het uitvoeren van grondankers. De aard van de gronden waaruit de stalen genomen zijn werd in dit onderzoek buiten beschouwing gelaten. Door de grote dieptes die bereikt werden met de soilmix techniek zullen meerdere grondlagen terzelf- dertijd behandeld worden wat het zeer moeilijk maakt om de invloed van de aard van de grond op de eigenschappen van de grout-overschotten te bepalen. De vaste monsters werden eerst gedroogd in een oven bij 50°C en vervolgens gebroken met een kaakbreker (maximale korrel- grootte van 2 mm). De vloeibare monsters worden eerst uitgehard en vervolgens gebroken volgens dezelfde procedure. MATERIAALEIGENSCHAPPEN Figuur 1 toont enkele typische grout-overschotten na het breekproces. Om de gebroken overschotten te kunnen gebruiken als zandcementmengsels in EVALUATIE VAN HET GEBRUIK VAN GROUT-OVERSCHOTTEN IN ZANDCEMENT VOOR WEGENBOUWKUNDIGE TOEPASSINGEN Jentel De Vlieger Onderzoeksgroep RecyCon Departement bouwkundeKU Leuven Campus Brugge Zeger Sierens Figuur 1 – Gebroken grout-overschotten. de wegenbouw moeten de eigenschappen in zand- cementmengels van de materialen voldoen aan de wegenbouwkundige eisen. In het Vlaamse “Stan- daardbestek 250” (Agentschap Wegen en Verkeer 2016) wordt de eis voor de korrelverdeling van zand voor gebruik in zandcementmengsels weer- gegeven. Deze eis is weergegeven in figuur 2. De korrelverdeling van de gebroken grout-over- schotten werd bepaald volgens de norm NBN EN 933-1 Beproevings-methoden voor geometrische eigenschappen van toeslagmaterialen – Deel 1: Bepaling van de korrelverdeling – Zeefmethode. Om de grout-overschotten verder te karakteriseren, worden ook enkele aanvullende tests uitgevoerd, waaronder: –De hydrometer-analyse volgens ASTM D422-63 Standard test method for particle-size analysis of soils; –De zandequivalent test volgens NBN EN 933-8 Beproevingsmethoden voor geometrische eigen- schappen van toeslagmaterialen – deel 8: Beoor- deling van fijn materiaal – Zandequivalent- beproeving; –De methyleenblauw test volgens EN 933-9 Beproevingsmethoden voor geometrische eigen- schappen van granulaten – Deel 9: Beoordeling van fijn materiaal - Methyleenblauwproef; –De plasticiteitsindex volgens EN ISO 17892- 12 Geotechnical investigation and testing - Laboratory testing of soil - Part 12: Determina- tion of liquid and plastic limits. In totaal werden twaalf monsters getest waar- onder de acht monsters vermeld in tabel 1 en vier vermengde (gecombineerde) monsters. De Grouting is een veelgebruikte grondverbeteringstechniek waarbij een water- cement mengsel geïnjecteerd wordt in de grond om de technische eigenschappen van de grond te veranderen en/of te verbeteren. Eén van de problemen bij deze techniek is het ontstaan van een gr ote hoeveelheid grout-overschotten, in de praktijk wordt dit ook wel spoil of retourspecie genaamd. Deze grout-overschotten zijn een mengsel van cement, water en verschillende soorten grond. In dit onderzoek wordt nagegaan op welke manier grout-overschotten gebruikt kunnen worden als vervanger van natuurlijk zand in zandcement voor funderingstoe- passingen in de wegenbouw. Er worden een aantal stalen verzameld uit verschil- lende bouwwerven in Vlaanderen. Deze bestaan zowel uit vloeibare stalen (opgeslagen in kuilen) als vaste stalen (uitgegraven uit kuilen en opgeslagen op de bouwwerf). De grout-overschotten worden gebroken en hun verschillende eigenschappen zoals de korrelverdeling, zandequivalent, hydrometeranalyse, methyleenblauw-waarde en plasticiteitsindex worden bepaald. De gebroken grout- overschotten worden gebruikt ter vervanging van natuurlijk zand in zandcement- mengsels. Vervolgens worden de mechanische eigenschappen van de zandcement- mengsels onderzocht. De bekomen testresultaten bewijzen dat het mogelijk is om gebroken grout-overschotten te gebruiken in zandcementmengsels waarbij de vooropgestelde druksterkte nog steeds behaald wordt. Ta bel 1 - Informatie over grout-overschotten. SAMENVATTING 35 GEOTECHNIEK MAART 2022 Ta bel 2 - Mengverhouding van zandcement mengsels. Figuur 2 – Zeefcurves van grout-overschotten. 36 vermengde monsters werden geproduceerd door het mengen van de monsters C1 en C2 met verschil- lende verhoudingen. Op basis van de proeven werd vastgesteld dat, hoewel de monsters C1 en C2 afkomstig zijn van dezelfde bouwwerf en gegene- reerd werden met dezelfde grout techniek, het monster C2 veel meer onbehandelde grond bevat dan het monster C1. Het monster C2 werd namelijk met een graafmachine verzameld terwijl dit bij het monster C1 manueel gebeurde. De twee monsters C1 en C2 worden met verschillende verhoudingen (respectievelijk 4:1, 3:2, 2:3 en 1:4) vermengd om het gehalte aan onbehandelde grond te wijzigen en om de invloed van deze vermenging verder te onderzoeken. VOORBEREIDING VAN ZANDCEMENTMENGSEL EN TESTS Om na te gaan in welke mate gebroken groutover- schotten gebruikt kunnen worden ter vervangen van natuurlijk zand in zandcementmengsels, werden er natuurlijke mengsels van cement met gebroken grout-overschotten geproduceerd en werd de druksterkte van de mengsels getest. De druk- sterkte werd algemeen beschouwd als een belangrijke ontwerpparameter, die bepaalt of het materiaal geschikt is voor toepassingen in de wegenbouw. Zandcement mengsels die gebruikt worden in funderings-toepassingen in de wege- bouw moeten een druksterkte hebben van minimaal 4 MPa, zoals vermeld staat in het “Stan- daardbestek 250” (Agentschap Wegen en Verkeer 2016). In Tabel 2 worden de mengverhoudingen van alle zandcementmengsels met gebroken grout weer- gegeven. Het cement gebruikt in dit onderzoek - CEM III/A 42,5 N LA - voldoet aan de Belgische norm NBN EN 197-1 Cement – Deel 1: Samenstel- ling, specificatie en overeenkomstigheidscriteria voor gebruikelijke cementsoorten. Het cement- gehalte in de mengsels varieert van 4 tot 12%. Er werd ook een mengsel met natuurlijk zand getest als referentie. In alle mengsels werd een optimaal watergehalte gebruikt. Dit werd voor elk mengsel bepaald aan de hand van de norm NBN EN 13286-2 Ongebonden en hydraulisch gebonden mengsels – Deel 2: Beproevingsmethoden voor het bepalen van de laboratoriumreferentiedichtheid en het watergehalte – Proctorverdichting. Vo o r d e p ro d u c t i e v a n d e z a n d cem e nt m o n s t e r s werden de gebroken grout-overschotten gedroogd in een geventileerde oven bij een temperatuur van 50°C. De monsters werden geproduceerd aan de hand van de volgende procedure: eerst werd het gehalte gedroogde groutresten en water zoals weergegeven in Tabel 2 gedurende 1 minuut gemengd met een CRETEANGLE menger. Vervol- gens werden de mengsels gedurende 1 minuut met de hand gemengd om de aan de kom en peddel klevende grout-overschotten te verwijderen. Ver volgens werd en de mengsels opnieuw gedu- rende 1 minuut mechanisch gemengd. Daarna werd het cement toegevoegd aan het mengsel en werd er gedurende 1 minuut mechanisch gemengd. Ten slotte werden de materialen weer 1 minuut handmatig gemengd en 1 minuut mecha- nisch gemengd. Cilindervormige monsters (dia- meter: 100 mm, hoogte: 120 mm) werden gemaakt volgens de norm NBN EN 13286-2 Ongebonden en hydraulisch gebonden mengsels – Deel 2: Beproevingsmethoden voor het bepalen van de laboratoriumreferentiedichtheid en het water- gehalte – Proctorverdichting. Na verdichting werden de monsters onmiddellijk ontkist. Het gewicht, de diameter en de hoogte van elk monster werd bepaald met een nauwkeurigheid van ±0,01g en ±0,1 mm. De afmetingen en het gewicht werden gebruikt om de droge dichtheid van de monsters te berekenen. De verdichte monsters werden afgedekt met een plastieken folie en bewaard in een klimaatkamer op een temperatuur van 20°C en een relatieve vochtigheid van 95%. Na een uitharding van 28 dagen werden de proef- stukken onderworpen aan een druktest. Te s t r e s u l t a t e n e n d i s c u s s i e KORRELVERDELING Figuur 2 toont de zeefcurves van de gebroken grout monsters. De boven- en ondergrenzen van de zeefcurves worden in de figuur weergegeven zoals vermeld in de norm “Standaardbestek 250” (Agentschap Wegen en Verkeer 2016). Uit de figuur blijkt dat de korrelverdeling van alle monsters met uitzondering van het monster C2 voldoen aan de desbetreffende eisen. Het monster C2 overschrijdt de vooropgestelde eis voor het gehalte aan fijne deeltjes. HYDROMETER ANALYSE In deze test werden de relatieve hoeveelheden van de zand-, slib- en kleideeltjes in de grout- overschotten opgemeten. De meetresultaten zijn weergegeven in figuur 3. De figuur toont dat de twee types grout-overschotten verkregen bij het uitvoeren van grondankers meer zanddeeltjes bevatten dan grout-overschotten verkregen bij het uitvoeren van de soilmix techniek. Over het GEOTECHNIEK MAART 2022 Figuur 3 – Percentage zand, slib en kleideeltjes in grout-over- schotten. Figuur 4 – Zand equivanent van grout- overschotten. 37 algemeen is het zandgehalte van de geteste monsters hoger dan 70%, behalve voor monsters met een grote hoeveelheid C2, E en F. Monsters met C1 en C2 bevatten duidelijk meer kleideeltjes dan andere monsters. Het laagste zandgehalte wordt gevonden in het monster C2, dat het hoog- ste gehalte aan klei- en slibdeeltjes bevat, wat duidt op de grootste vermenging met omliggende grond bij de monstername. Het lagere gehalte aan klei- en slibdeeltjes van het monster C1 in vergelij- king met C2 bevestigt de hogere zuiverheid van het monster C1. Bij de vermengde monsters (C1 en C2) neemt het gehalte aan klei- en slibdeeltjes toe naarmate de hoeveelheid C2 toeneemt. ZANDEQUIVALENT De zandequivalent test geeft een indicatie van de hoeveelheid zanddeeltjes in de stalen. Een hogere zandequivalent duidt op een hoger gehalte aan zanddeeltjes (of minder kleideeltjes) in het materiaal. De zandequivalent van de geteste grout-overschotten wordt weergegeven in figuur 4. De resultaten geven aan dat de twee types grout-overschotten verkregen bij de uitvoering van grondankers (A en D), een zeer hoge zand- equivalent hebben. Deze resultaten sluiten aan met de verwachtingen; de monsters A en D zijn verkregen bij het uitvoeren van grondankers en bevatten dus minder ongemengde zwakke gron- dinsluitsels. De zandequivalent voor monsters verkregen bij de uitvoering van de soilmix techniek varieert over het algemeen van 30 tot 45% (A, B, E, F). De vaste monsters uit bouwwerf C vertonen echter significant lagere waarden, vooral monster C2 dat een waarde heeft van 12%. Dit kan het gevolg zijn van de vermenging met grond bij de monstername. Het is duidelijk dat de testresultaten voor de zandequivalent van de monsters consistent zijn met de resultaten van de hydrometer analyse. METHYLEENBLAUWWAARDE De methyleenblauwwaarde is een indicator voor het kleigehalte in het materiaal. Een lagere methy- leenblauwwaarde impliceert een lager kleigehalte. Voor alle monsters in dit onder zoek werd de test uitgevoerd op fracties kleiner dan 0,125mm. De gemeten methyleenblauwwaarde voor elk monster is weergegeven in figuur 5. Het is te zien dat de grout-overschotten A2 en D verkregen bij de uitvoering van de grondanker technieken een zeer lage methyleenblauwwaarde (ongeveer 2,9) hebben in vergelijking met andere monsters. De methyleenblauwwaarde van de monsters verkregen bij de uitvoering van de soilmix techniek liggen tussen 7 en 9. Bij de soilmix techniek worden er meer zwakke grondinsluitsels vermengd met het grout, waardoor de zuiverheid van grout- overschotten van grondankers hoger ligt. De methyleenblauwwaarde van de monsters die C2 bevatten neemt aanzienlijk toe met de toename van het gehalte aan C2, wat duidt op een hoog klei- gehalte. De testresultaten voor de methyleen- blauwwaarde komen over het algemeen overeen met de gemeten zandequivalent waardes. PLASTICITEITSINDEX De plasticiteitsindex is een belangrijke parameter voor bodemclassificatie. De gemeten plasticiteits- index van elk monster is weergegeven in figuur 6. De resultaten tonen aan dat alle monsters, met uitzondering van de monsters met een C2 gehalte van meer dan 40%, beschouwd kunnen worden als licht plastische grond (3< plasticiteitsindex <15), wat aangeeft dat ze geschikt zijn voor wegen- bouwkundige toepassingen (Joseph et al, 2015). Ook hier duidt de hoge plasticiteitsindex van het monster C2 op een grote hoeveelheid onbehan- delde grond, vermengd met de grout-overschotten tijdens de monstername. DRUKSTERKTE De druksterkte na 28 dagen van de geteste zandcementmengsels is weergegeven in figuur 7. Uit de figuur blijkt dat alle monsters, met uitzon- dering van monsters die C2 bevatten, aan de sterkte-eis voor zandcement in wegenbouw- kundige toepassingen voldoen. De gemeten druksterkte is namelijk hoger dan 4 MPa wanneer de verhouding tussen het cement en grout-over- schotten 12% bedraagt. Voor monsters bekomen bij de grondanker techniek wordt een gemiddelde sterkte van 4 MPa reeds bereikt bij een toevoeging van 4% cement. De monsters verkregen bij de uitvoering van de soilmix techniek, met uitzonde- ring van de monsters C, vertonen vergelijkbare sterktewaarden met elkaar. Met deze grout-over- schotten kan aan de eis voor toepassingen op de weg worden voldaan wanneer de verhouding tussen het cement en de gebroken overschotten meer dan 8% bedraagt. Bij zandcementmengsels met een hoeveelheid C2 van meer dan 60% kan de gemeten druksterkte na 28 dagen zelfs bij een cementverhouding van 12% niet aan de sterkte-eis voldoen, wat aangeeft dat ze ongeschikt zijn voor deze toepassing. De figuur toont ook de minimale sterkte die nodig is voor het gebruik van het zand- cementmengsel in rioolfunderingen, namelijk 3 MPa (Agentschap Wegen en Verkeer 2016). Op basis van de testresultaten kan besloten worden dat alle zandcementmengsels met de gebroken grout-overschotten, met uitzondering van het monster C2, kunnen voldoen aan de sterkte-eis voor gebruik in wegenbouwkundige toepassingen. Dit bewijst dat het haalbaar is om de gebroken grout-overschotten te gebruiken als vervanger van natuurelijk zand in zandcement- mengsels voor funderingstoepassingen in de wegenbouw, indien de grout-overschotten bij het verwijderen van de werf niet vermengd worden met omliggende grond. De minder goede presta- ties van de mengsels met monster C2 zijn te wijten aan de vermenging met onbehandelde bodem tijdens de monstername. Dit toont aan dat het zeer belangrijk is om de vermenging van onbehan- delde bodems te minimaliseren tijdens het verza- GEOTECHNIEK MAART 2022 Figuur 5 – Methyleenblauw waarden van grout-overschotten. Figuur 6 – Plasticiteitsindex van grout-overschotten. 38 GEOTECHNIEK MAART 2022 melen van de groutresten om de prestaties van de eindmaterialen te garanderen. In figuur 7 worden de gemeten druksterktes van de zandcementmengsels met het natuurlijke zand en de gebroken grout-overschotten (8% cement) vergeleken. De gemeten sterktes van de mengsels met monster C2 zijn in de figuur buiten beschou- wing gelaten omdat deze monsters zwaar veront- reinigd waren met onbehandelde bodem. Uit de figuur blijkt dat, met uitzondering van mengsels met monster C1, alle andere mengsels vergelijk- bare of zelfs hogere sterktes vertonen dan de refe- rentiemengsels. De grote sterkte van sommige mengsels ten opzichte van het referentiemengsel is het gevolg van de aanwezigheid van enkele niet gereageerde cementdeeltjes in de grout-over- schoten, waardoor de sterkte toeneemt. De resultaten tonen het grote potentieel van het gebruik van gebroken grout-overschotten als vervanger van natuulijk zand in zandcementmeng- sels in de wegenbouw. Anderzijds vertonen meng- sels met monster C1 een aanzienlijk lagere sterkte dan het referentiemengsel. Dit is te wijten aan de aanwezigheid van organische stoffen in de overschotten, wat de sterkteontwikkeling van de zand- cementmengsels sterk beïnvloedt. Conclusie en opmerkingen In dit artikel wordt een studie gepresenteerd over het hergebruik van grout-overschotten als vervanger van natuurelijk zand in zandcement- mengsels voor wegenbouwkundige toepassingen. In totaal werden acht monsters verzameld op verschillende bouwwerven. De grout-overschotten werden eerst door een kaakbreker gebroken tot de gewenste diameter. Zowel de karakterisering van de gebroken groutresten als de druksterkte van zandcementmengsels, voorbereid met gebroken grout-overschotten, werden onderzocht. De testresultaten geven aan dat het haalbaar is om de fijngemalen grout-overschotten (met een korrelverdeling conform de eisen van SB250) te gebruiken als vervanging van natuurlijk zand in zandcementmengsels voor toepassingen in de wegenbouw, mits er bij het verzamelen van de grout-overschotten voor wordt gezorgd dat deze niet worden vermengd met grond of organische stoffen. Meer onderzoek naar de sterkte en duur- zaamheidsprestaties van zandcementmengsels met gebroken grout-overschotten op lange termijn is nodig om de haalbaarheid van het gebruik voor wegenistoepassingen verder te evalueren. Onderzoeksmogelijkheden In dit onderzoek werd de aard van de gronden waaruit de stalen genomen zijn buiten beschouwing gelaten. In verdere studies zou de invloed van de aard van de gronden op de sterkteontwikkeling van zandcementmengsels met grout-overschotten onderzocht kunnen worden. Daarnaast werd in dit project vastgesteld dat het bemonsteringsproces een grote invloed heeft op de kwaliteit van de grout-overschotten en dus ook op de sterkte- ontwikkeling van de zandcementmengsels. In ver- dere studies kunnen methodes die de kwaliteit van de grout-overschotten verbeteren, verder onder- zocht worden. Hierbij kan de invloed van het gebruik van een zuigwagen op de kwaliteit van de grout-overschotten worden geanalyseerd. Met behulp van een zuigwagen kunnen grout-over- schotten verzameld worden zonder te vermengen met onbehandelde grond, wat een positieve invloed zal hebben op de eigenschappen van de grout-overschotten. Te n l a a t s t e w e r d i n d i t p r o j e c t e n k e l o n d e r z o e k gedaan naar het gebruik van grout-overschotten in een hoogwaardige toepassing zoals zandcement. Uit de resultaten blijkt dat niet alle grout-over- schotten geschikt zijn voor deze toepassing. Grout-overschotten afkomstig van grondankers, jet-grouting en soil-mix blijken geschikt indien een vermenging met omliggende grond kan worden vermeden. Om dit praktisch te kunnen realiseren, kunnen er bijkomende kosten voor het verzamelen van kwalitatieve grout-overschotten ontstaan. Dit wordt gecompenseerd door de toegevoegde economische waarde van de grout-overschotten. In een vervolgstudie wordt de bruikbaarheid van grout-overschotten in laagwaardige toepassingen onderzocht. Grout-overschotten met een lage kwaliteit zouden gebruikt kunnen worden in aanvullingen of ophogingen. De lage kwaliteit gaat gepaard met lagere verzamelkosten wat het gebruik van grout-overschotten in laagwaardige toepassingen veelbelovend maakt. Dankwoord Dit onderzoek werd uitgevoerd binnen het Tetra Project “ReGroRes: Reuse of Grout Residues”(No. HBC.2018.0036) ondersteund door VLAIO. Bibliografie – Agentschap Wegen en Verkeer, 2016. Standaard- bestek 250 v3.1. – De Smet, L., Bogaert, S., Vandenbroucke, D., Van Hyfte, A. and De Coster, K., 2017. Research sustai- nable supply: use of local surface minerals or import of mineral raw materials. Brussels, pp. 190. – Fattah, M. Y., Al-Ani, M. M. and Al-Lamy, M. T. A., 2014. Studying collapse potential of gypseous soil treated by grouting. Soils and Foundations, 54(3), 396-404. – Giuseppe, M., Lidia, W. and Maria, M., 2019. Strength of sandy and clayey soils cemented with single and double fluid jet grouting. Soils and Foundations, 59, 942-954. – Güllü, H., Canakci, H., and Al Zangana, I. F., 2017. Use of cement based grout with glass powder for deep mixing. Construction and Building Materials, 137, 12-20. – Joseph, M., Vlieghe, F. D., Strypsteen, G. and Benoot, J., 2016. Grouted and concreted soils: residue mapping of foundation techniques in Flan- ders, Belgium. International Journal of Environ- mental Studies, 1-9. – Joseph, M., Benoot, J., Strypsteen, G. and Boehme, Luc., 2015. Limed Soils as a replacement for construction sand in stabilized sands, Belgium, KU Leuven, Department of civil Engineering. – Lei, H., Zheng, G., Zhang, X. and Diao, Y., 2016. Experimental study on the performance of com- pensation grouting in structured soil. Geomecha- nics & Engineering, 10(3), 335-355. – Rusin, E. P., Smolyanitskii, B. N. and Stazhevskii, S. B., 2007. Soil anchors - the methods and machi- nes for their installation. Journal of Mining Science, 43(6), 640-645. – Shen, S. L., Han, J. and Du, Y. J., 2008. Deep mixing induced property changes in surrounding sensitive marine clays. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, 134(6), 845-854. – Vrieze, D., 2011. Evaluatie Van De Actuele Inzet En Het Potentieel Van Uitgegraven Bodem Als Alternatief Ter Vervanging Van Primaire Opper- vlaktedeflstoffen. Brussel: VZW Grondwijzer. ! Figuur 7 – Druksterkte van zandcementmengsels met grout-overschotten als vervanger van zand. Inleiding Dit artikel betreft het vervolg op ‘Geotechnisch ontwerp van De Zalmhaven te Rotterdam Deel 1’ [2], waarin voor het 215m hoge gebouw de bere- kening van de geotechnische draagkracht en de statische en dynamische veerstijfheid van de paal- fundering in relatie tot de uitgangspunten van NEN9997-1+C2;2017 [1] is behandeld. In dit artikel wordt ingegaan op de voor het project uitgevoerde zettingsberekeningen. Ondanks de toepassing van extreem lange palen treden tijdens en na de realisatie van het gebouw zettingen op. De zetting van het gebouw, het gedrag van de paalfundering en de invloed hiervan op de omgeving zijn gedetailleerd onderzocht. In figuur 1 is een recente foto van het in aanbouw zijnde gebouw weergegeven. Het project wordt ontwikkeld door Zalmhaven C.V. (AM B.V. en AMVEST B.V.). De realisatie is in handen van BAM Bouw en Techniek Grote Projecten B.V. BAM Advies en Engineering B.V. is als coördinerend constructeur betrokken bij het project en Zonneveld Ingenieurs B.V. als ontwer- pend constructeur. De leverancier van de Tubex palen® is Fundex Verstraeten B.V. Berekening van de zetting door groepswerking en consolidatie Vanwege de gecompliceerde krachtsafdracht in de palen en ter bepaling van de invloed hiervan op het zettingsgedrag van de fundering van het gebouw, alsmede de te verwachten gronddeformaties in de Pleistocene zandlaag ter plaatse van de belen- dende gebouwen, zijn o.a. Plaxis 3D berekeningen uitgevoerd. De berekeningen hadden voornamelijk tot doel om een goede inschatting te kunnen maken van de extra paalkopzakking die moet worden verwacht uit het feit dat de individuele palen onderdeel uitmaken van een grote groep palen in een dicht stramien (groepswerking). Daarnaast had de bere- kening tot doel om de effecten van consolidatie van de formatie van Waalre op de krachtsverdeling in en het zettingsgedrag van de palen te beoorde- len. Uiteraard diende tevens te worden beoor- deeld welke invloed dit gedrag heeft op de deformatie van de Pleistocene zandlaag in de directe omgeving van de projectlocatie, waarin de belendende gebouwen gefundeerd staan. Voor de te hanteren grondparameters is gebruik gemaakt van het zeer uitgebreide grondonder- zoek, waarin uiteraard diepe sonderingen zijn uitgevoerd, maar ook een zeer diepe boring tot maaiveld!–70!m voor ongeroerde monstername. Vo or de slappe Holocene lagen is gebruik gemaak t van de resultaten van (CUI) triaxiaal proeven waarmee Hardening Soil parameters zijn vast gesteld. Voor de zandlagen is gebruik gemaakt van correlaties met de gemeten conusweerstand. Op de verkregen monsters uit de kleilagen van de formatie van Waalre zijn meerdere 5-traps samendrukkingsproeven uitgevoerd. Gezien de grote diepte en overconsolidatie van deze lagen zijn de samendrukkingsproeven uit- gevoerd met belastingtrappen van (tenminste) 48 uur. Dit is afwijkend van de normale procedure waarbij doorgaans maximaal 24 uur wordt gehan- teerd. Voldoende consolidatietijd tijdens de samendrukkingsproef is zeer belangrijk, omdat de samendrukkingsparameters (onterecht) significant ongunstiger uit komen wanneer tijdens de proef een monster onvoldoende geconsolideerd is op het moment dat de volgende belastingtrap wordt doorgevoerd. Op basis van de resultaten van deze proeven zijn voor de kleilagen in de formatie van Waalre Soft Soil Creep parameters afgeleid. De SSC parameters zijn vervolgens gekalibreerd op basis van zettingsmetingen van eerdere projecten (waaronder de Maastoren). Berekening van het zettingsgedrag van een enkele paal Begonnen is met het modelleren van een enkele paal in een 3D model (met afmetingen van 50!x!50!x!80!m) om te verifiëren of de initiële paal- kopzakking onder de representatieve belasting met de afgeleide grondparameters bij benadering Figuur 1 – De Zalmhaven in aanbouw (augustus 2021). 10 GEOTECHNIEK MAART 2022 GEOTECHNISCH ONTWERP VAN DE Z ALMHAVEN TE R OTTERDAM (DEEL 2) Ing. R.J. SchippersGeobest B.V. Ing. R.R. BroekensGeobest B.V. In deel 1 van dit artikel werd voor het project De Zalmhaven ingegaan op de berekeningswijze van de geotechnische draagkracht volgens NEN 9997- 1+C2;2017 [1] en de bepaling van de statische en dynamische veerstijfheid van de paalfundering van de 215 m hoge woontoren. In deel 2 wordt ingegaan op de verwachtte zetting van het gebouw en de invloed op de omgeving, welke gedetailleerd is geanalyseerd met behulp van 3D Eindige Elementen berekeningen. Er wordt tevens aandacht besteed aan de tijdsafhankelijke toename van de normaalkracht in de palen. Tenslotte worden de resultaten van inmiddels uitgevoerde zettingsmetingen tijdens de bouw in relatie tot de zettingsprognose behandeld 11 GEOTECHNIEK MAART 2022 SAMENVATTING overeen kwam met de berekende initiële paal- kopzakking volgens NEN 9997-1+C2;2017 [1]. Uit de berekening volgens [1] volgde een paal- kopzakking van ca. 27 mm door 6,5!MN statische representatieve belasting en ca. 0,7!MN negatieve kleef. Hierbij dient men zich te realiseren dat volgens [1] de paalkopzakking dient te worden berekend op basis van de karakteristieke paal- drukweerstand, waarin een !factor (van in dit geval 1,17) is verdisconteerd. Ook moet men zich realiseren dat in de berekening van de draagkracht de conusweerstand volgens [1] rekenkundig afgesnoten is. Daarom is een extra berekening gemaakt met !factor van 1,00, zonder negatieve kleef. In dat geval werd voor de statische represen- tatieve belasting een paalkopzakking van ca. 24 mm berekend. Uit de meer geavanceerde bereke- ning met DPilegroup (zie deel 1 van dit artikel [2]) volgde tenslotte een initiële paalkopzakking van ca. 22 mm. In Plaxis 3D is de paal in het model geschemati- seerd als ‘embedded pile’. Hiermee wordt op basis van de aanwezige effectieve horizontale en verticale spanningen na het activeren van de belas- ting in de grond een initiële verdeling van de schachtwrijving over de hoogte van de paal en de (resterende) belasting op de paalpunt berekend. Rekenkundig wordt in eerste instantie in de berekening relatief veel belasting afgedragen in de Pleistocene zandlaag, omdat de vervormingen daar initieel het grootst zijn. Door consolidatie van de onderliggende formatie van Waalre is de verschuiving van spanningen vanuit de Pleistocene zandlaag naar de diepere ondergrond door de gekozen aanpak het grootst, zodat de berekende extra paalkopzakking die hier- door ontstaat een bovengrens betreft. In Plaxis 3D wordt het effect van afsnuiten van de conus- weerstand immers niet verdisconteerd. Wanneer initieel minder belasting wordt afgedragen in de Pleistocene zandlaag (waar in de draagkracht berekening met afgesnoten conusweerstanden vanuit wordt gegaan) is de extra paalkopzakking door consolidatie van de formatie van Waalre per definitie immers kleiner. In een eerste model is een enkele paal gemodel- leerd met daarop een statische representatieve belasting van 6,5!MN om te bepalen welke initiële paalkopzakking ontstaat direct ná het belasten. Negatieve kleef en consolidatie spelen in deze berekening nog geen rol. Uit de eerste Plaxis berekening volgde een initiële paalkopzakking van ca. 17 mm. Deze uitkomst is als voldoende repre- sentatief beoordeeld voor het vervolg, zonder verdere aanpassingen in het model of de para- meters. Naast een beoordeling van het initiële last zakkingsgedrag van een enkele paal is in dit eerste model ook gekeken naar het krachtsverloop in de alleenstaande paal vóór en ná consolidatie. in figuur 2 is te zien dat de normaalkracht boven in de paal in eerste instantie goed overeen komt met de ingevoerde belasting in de berekening (6,5!MN). Er is nog geen sprake van negatieve kleef in het Holocene pakket, omdat er nog geen consolidatie is opgetreden. De fase waarin de belasting wordt geactiveerd is als ongedraineerde berekening (zonder tijd- component) uitgevoerd, zodat ten gevolge van het aanbrengen van de belasting een maximale water- overspanning ontstaat in de cohesieve lagen. Ver volgens is een co nsolidatieberekening uitge- voerd, waarbij de ontstane wateroverspanningen afvloeien en de zettingsgevoelige lagen verder consolideren en kruipen. Vanwege de diepe ligging en overconsolidatie in de kleilagen in de formatie van Waalre is een verlengde consolidatie tijd van 20.000 dagen gehanteerd om te verzekeren dat aan het einde van de berekening met zekerheid alle wateroverspanning is afgevloeid, zodat de consolidatiezetting correct is bepaald. In de eerste fase blijft de normaalspanning over de hoogte van de paal in het Holoceen constant totdat het einde van het Holocene pakket wordt bereikt. Hieronder neemt de normaalspanning geleidelijk af, zoals te verwachten is door de afdracht van de belasting naar de ondergrond in de verschillende grondlagen. Aan de paalpunt resteert een geringe belasting van ca. 60 kN. De paal draagt op dat moment dus vrijwel alle belasting door schachtwrijving. in figuur 2 is verder te zien dat na 20.000 dagen consolidatie van de cohesieve lagen de normaal- kracht in de paal aan de kop nog overeen komt met de aanwezige belasting van ca. 6,5!MN, maar dat door zetting vanuit de diepere ondergrond de normaalkracht in de eerste zandlaag toeneemt tot een waarde van ca. 9,5!MN. Over deze zone verplaatst de grond in neerwaartse richting meer dan de paal, zodat een extra neerwaarts gerichte belasting op de paal ontstaat (vergelijkbaar met de werking van negatieve kleef). Op een diepte van ca. NAP!–40,0!m ligt een omslagpunt en verplaatst de paal meer dan de grond, waardoor de paal juist weerstand aan de ondergrond ontleend. De normaalkracht neemt vanaf dit niveau vervolgens richting de paalpunt verder af totdat uiteindelijke aan de punt een belasting van ca. 3,35!MN resteert. Na 20.000 dagen consolidatie is tevens gekeken naar hoeveel extra paalkopzakking is opgetreden. Uit de berekening blijkt dat de paalkopzakking door consolidatie en kruip is toegenomen van ca. 17 mm naar ca. 50 mm. De berekende toename in paalkopzakking voor een alleenstaande paal door consolidatie van de cohesieve lagen en kruip in de formatie van Waalre is dus significant en bedraagt ca. 33 mm. Deze resultaten werden in voldoende mate plausi- bel geacht om te kunnen concluderen dat het last- zakkingsgedrag van de alleenstaande paal ten Figuur 2 – Normaalkracht in enkele paal vóór en ná 20.000 dagen consolidatie. behoeve van het mobiliseren van de paaldrukweer- stand in het model voldoende nauwkeurig was om het resultaat van een uitgebreidere berekening (met meer palen) voor de bepaling van het groeps- effect en de extra paalkopzakking door consolida- tie en kruip van de formatie van Waalre betrouw- baar uit te kunnen voeren. Berekening van het zettingsgedrag van de paalgroep In een tweede berekening is een groep van 164 palen gemodelleerd met een betonnen funderings- plaat van ca. 38,0!x!40,0!x!2,5!m. De belasting van- uit het gebouw is gemodelleerd als een gelijkmatig verdeelde belasting op de funderingsplaat die overeenkomt met de totale representatieve belas- ting gedeeld door het oppervlak van de funde- ringsplaat. Uit deze berekening volgt het uiteindelijke gecombineerde effect van groeps- werking én consolidatie van de formatie van Waalre op de paalkopzakking, de krachtsverdeling in de palen en tenslotte de verwachtte zetting in het Pleistocene zand in de omgeving. Door de verdeling van de schachtwrijving in de palen vóór en ná 20.000 dagen consolidatie met elkaar te vergelijken kon de aanname worden geverifieerd dat een afname van schachtwrijving in de eerste zandlaag inderdaad leidt tot een toename van de schachtwrijving en puntweerstand in de dieper gelegen grondlagen en dat deze verschuiving van spanningen leidt tot extra vervor- ming van de palen (en de grondlagen waarin deze zich bevinden). Impliciet volgt uit de berekening het verschil in gedrag tussen individuele palen binnen de groep en de eerder besproken resultaten voor een alleenstaande paal. in figuur 3 is te zien dat na het activeren van de belasting op paalpuntniveau een maximale neer- waartse grondverplaatsing van circa 31!mm wordt gevonden. De extra zakking door het groepseffect is uiteraard midden onder het gebouw het grootst. Aan de randen van het gebouw wordt nog een extra zakking door het groepseffect gevonden van circa 20!mm. Te z i e n i s d a t d o o r d e w i j z e v a n m o d e l l e r e n n i e t alle palen evenveel belasting dragen. De palen midden onder het gebouw worden minder zwaar belast dan de palen aan de rand en op de hoeken. Het gedrag van de palen in een groep volgt min of meer het gedrag volgt dat ook voor een alleen- staande paal werd gevonden. In eerste instantie is op paalkopniveau een normaalkracht aanwezig die overeen komt met de uitgeoefende belasting op de funderingsplaat en deze neemt in de diepte geleidelijk af. Te zien is wel dat de initiële normaal- kracht in de palen binnen de groep in de diepte minder snel afneemt dan bij een alleenstaande paal. Dit kan worden verklaard doordat de groep als geheel meer zakt dan een enkele paal; de grond tussen de palen zakt deels mee, waardoor minder schachtwrijving wordt gemobiliseerd. De resulterende belasting op de paalpunt direct na het activeren van de belasting is groter dan bij een alleenstaande paal. Ook dit is verklaarbaar doordat een paal binnen een groep een grotere verticale 12 GEOTECHNIEK MAART 2022 Figuur 3 – Ver t icale grondverplaatsing (half model) op paalpuntniveau direct na belasten. Figuur 5 – Ver t icale grondver- plaatsing (half model) op paalpuntniveau na 20.000 dagen consolidatie. Figuur 4 – Ver t icale verplaatsing funderingsplaat (half model) direct na belasten. Figuur 6 – Ver t icale verplaatsing funderingsplaat (half model) direct na 20.000 dagen consolidatie. verplaatsing ondergaat dan een individuele paal, zodat de paalpunt automatisch meer weerstand moet leveren. Na 20.000 dagen consolidatie is te zien dat de normaalkracht onder de eerste Pleistocene zand- laag in de paal ook is toegenomen tot boven de oorspronkelijke normaalkracht vanuit de gebouw- belasting, zoals dat ook bij de alleenstaande paal het geval was. De toename in normaalkracht bij een midden paal is echter significant lager dan bij een hoekpaal. Dit is logisch, omdat de omringende grond die een neerwaartse belasting op de midden palen uitoefent ruimtelijk beperkt is door de aanwezigheid van naburige palen, terwijl dit bij palen onder de hoek en langs de randen minder het geval is. Beoordeling van de zettingen in de omgeving in figuur 9 zijn zettingslijnen uit het midden van het model weergegeven op een diepte van NAP!– 25,0!m direct na het activeren van de belasting en na 20.000 dagen op een niveau van NAP!-25!m. Dit is het funderingsniveau van de meest nabije bestaande belending (het Joulz gebouw). Hiermee is het verloop van de zetting onder de toren en in de directe omgeving inzichtelijk gemaakt. Op basis hiervan is de maximale rotatie ter plaatse van het Joulz gebouw bepaald. De minimale afstand tussen De Zalmhaven I en het gebouw van Joulz is ca. 8 m. Uit figuur 9 wordt ter plaatse van het Joulz gebouw een maximaal zettingsverschil van ca. 4!mm over een afstand van ca. 3,0!m afgeleid. Dit komt over- een met een lokale maximale hoekverdraaiing van ca. 1:750. Opgemerkt wordt dat in de berekening de aanwezigheid van belendende gebouwen zelf niet is gemodelleerd. De berekende vervormingen zijn daardoor een overschatting, omdat het reeds verhoogde spanningsniveau in de grond onder de belending en de stijfheid van het gebouw zelf niet zijn verdisconteerd. Verd er is te zien dat de zet ting na 20.000 dagen getalsmatig logischerwijs groter is, maar dat de rotaties relatief gezien kleiner zijn geworden. Hiermee wordt aangetoond dat wanneer er kruip optreedt in de diepere ondergrond, dit een gunstig effect heeft op de zettingsverschillen en hoekver- draaiingen. Door het hogere spanningsniveau onder de toren treedt relatief gezien minder kruip op, of beter gezegd, de vervorming ontstaat eerder in de tijd. Omdat kruip door de volledige omgeving wordt ondergaan is dit effect verder niet schadelijk voor de aanwezige constructies. To e t s i n g v a n d e m a x i m a l e h o e k v e r d r a a i i n g e n diende dan ook plaats te vinden op basis van de zettingen die direct na het activeren van de belasting zijn berekend. Met een hoekverdraaiing van 1:750 wordt ruim voldaan aan de eisen van NEN 9997-1+C2;2017. Gevoeligheidsanalyses van de 3D berekening Om de berekeningsresultaten beter te kunnen duiden zijn meerdere extra berekeningen uitge- voerd. Dit betrof onder andere een berekening waarin uitsluitend 20.000 dagen consolidatie en kruip is berekend, zonder de aanwezigheid van constructieve elementen en/of spannings- verhogingen. Uit deze berekening volgde specifiek de kruipverplaatsing in de cohesieve lagen van de formatie van Waalre. Uit de berekening volgde dat de kruipverplaatsing in het model na 20.000 dagen ca. 35 mm bedroeg, wat overeen komt met een autonome zetting van ca. 0,65 mm/jaar, wat niet onredelijk lijkt. Verd er zijn variatieberekeningen uitgevoerd met hoge en lage waardes voor de Plaxis parameters (sterkte +/- 10%, stijfheid +/- 25%), een bereke- ning waarin de dwarscontractie coëfficiënt ( !) is verhoogd (van 0,20 naar 0,40) om de invloed hier- van op de grootte van de zettingstrog (deze wordt vaak onderschat) te beoordelen en tenslotte een berekening waarin de stijfheid van de betonnen funderingsplaat is verwaarloosd om de bovengrens van de onderlinge verschillen in paalkopzakking te bepalen. Uit al deze aanvullende beschouwingen is gecon- cludeerd dat met de gekozen paalconfiguratie en het gekozen paalpuntniveau voldoende zekerheid verkregen was over het naar behoren functioneren van de fundering. Het effect van de verhoging van de normaalkracht in de paal door consolidatie van de formatie van Waalre is in de berekening van de geotechnische paaldrukweerstand niet doorgevoerd als verlaging van de netto paaldruk- weerstand. In plaats daarvan is de extra vervor- ming door dit effect bepaald en hier is rekening mee gehouden in het constructief ontwerp van het gebouw. Hierdoor is dus eigenlijk een op vervormingen gestuurd funderingsontwerp tot stand gekomen. Uiteraard is de doorsnede van de Tubex palen® zelf wel co nstructief getoetst op de verhoogde normaalkracht. Geobest B.V. heeft tijdens de uitvoering van de paalfundering voor de hoofdaannemer, waarbij voltijds, onafhankelijk toezicht is gehouden, alle uitvoeringsgegevens van de leverancier en het toe- zicht beoordeeld en het proces van het maken en beoordelen van de controlesonderingen verzorgd. Hiervan is een eindrapport opgesteld, waarin de deugdelijkheid van de fundering richting het Bevoegd Gezag (zoals geëist volgens de voor- waarden van de CC3 toetsing) is bevestigd. De uitvoering is zonder noemenswaardige incidenten verlopen en volgens planning afgerond. Beoordeling van de gemeten zettingen t/m Q2 2021 Na het succesvol installeren van de palen en het maken van de funderingsplaat zijn een viertal eenvoudige meetbouten aangebracht op de hoek- punten van de funderingspla at. Van deze punten is op verschillende momenten tijdens de bouw van de toren door middel van een eenvoudige waterpas- sing de hoogte ten opzichte van NAP bepaald. In Figuur 7 – Normaalkracht in midden paal direct na belasten en en na 20.000 dagen consolidatie. Figuur 8 – Normaalkracht in hoek paal direct na belasten en en na 20.000 dagen consolidatie. 13 GEOTECHNIEK MAART 2022 verband met de aanwezigheid van de liftschachten en stabiliteitswanden bleek het praktisch niet goed mogelijk om nog een meetpunt in het midden van de funderingsplaat te plaatsen. Om de zettingen na het op hoogte komen van het gebouw zo goed mogelijk in te kunnen schatten is de 3D berekening nogmaals uitgevoerd met een gefaseerde belastingtoename met tijdstappen die overeen komen met de realisatie van één bouwlaag per maand voor de eerste 4 bouwlagen en daarna tot 60 verdiepingen een gemiddeld bouwtempo van één verdieping per week. Op meerdere momenten tijdens de bouw is de zet- ting van de vier hoekpunten van de funderings- plaat gemeten. Op alle meetmomenten is door de constructeur het op dat moment aanwezige gewicht bepaald. Dit gewicht is terug vertaald naar een fictief aantal dagen na start bouw om de zettingsmetingen grafisch met de zettingsprog- nose te kunnen vergelijken. De op de hoeken en in het midden van de plaat berekende zetting en de gemeten zettingen van alle hoekpunten zijn weergegeven in figuur 10. Uit de meest recente zettingsmeting (22 juni 2021) blijkt dat na het bereiken van de 60e verdieping (maximaal gewicht vrijwel volledig aanwezig) de grootst gemeten zetting 54 mm bedroeg. Ver- der is te zien dat er kleine verschillen in zetting tussen de meetpunten waargenomen zijn. De mini- male gemeten zetting op een hoekpunt bedraagt 41 mm. Voor de 38 m lange funderingsplaat komt dit overeen komt met een rotatie van ca. 1/3.000. Tijdens de bouw worden voor de opgetreden rotaties uiteraard kleine correcties doorgevoerd doordat de (zeer kleine) afwijkingen per verdie- ping genivelleerd worden. De oorzaak voor de verschillen is niet geheel duidelijk, maar kan mogelijk te maken hebben met asymmetrie in de belastingafdracht van het gebouw en het palenplan, met een dominante rich- ting van de windbelasting of meetafwijkingen. Uit de zettingsberekening volgde na oplevering van het gebouw een maximale zetting in het midden van de plaat van ca. 62!mm. Aan de rand is een zetting van ca. 54!mm berekend. De gemeten maximale zetting bij oplevering ligt dus redelijk in lijn met de uitgevoerde berekeningen. De gemiddeld gemeten zetting over de vier hoek- punten ligt met 49 mm netjes onder de prognose van ca. 54 mm. De berekende totale tijdsafhankelijke zetting die de komende ca. 50 jaar nog ontstaat op de hoek- punten en in het midden is (op logaritmische schaal) weergegeven in figuur 11. Volgens de prognose zal de zetting op de hoekpunten na 20.000 dagen nog met circa 20 mm zijn toegenomen (van ca. 54 mm tot ca. 74 mm). 14 GEOTECHNIEK MAART 2022 Figuur 9 – Zettingen in de omgeving na activeren belasting. Figuur 10 – Berekende versus gemeten zettingen op de hoekpunten tijdens de bouw. Figuur 11 – Berekende versus gemeten zettingen op de hoekpunten na 20.000 dagen. 15 GEOTECHNIEK MAART 2022 Ver wacht wordt dat de meetpunten na de opleve- ring slecht (of on)bereikbaar zijn en niet meer regelmatig kunnen worden gemeten. Vanaf het moment dat het gebouw gereed is, zal de zetting van het gebouw wel worden gevolgd met behulp van openbaar toegankelijke satelliet data. Conclusies De optredende zetting ter plaatse van de hoog- bouw en in de omgeving op de korte en lange termijn is geanalyseerd op basis van geavanceerde 3D eindige elementen berekeningen, waarin ook het effect van het verschuiven van spanningen van de Pleistocene zandlaag naar de diepere onder- grond is onderbouwd en gekwantificeerd. De hogere normaalkracht in de palen die hierdoor na verloop van tijd ontstaat is niet verdisconteerd in een afname van de netto draagkracht van de palen, maar in een extra vervorming van de paalkop, waarmee in het constructief ontwerp van het gebouw rekening is gehouden. Ondanks de extreem lange palen leidt de realisatie van het gebouw alsnog tot zettingen in de Pleisto- cene zandlaag onder het gebouw van maximaal ca. 40 mm direct na oplevering en ca. 75 mm na 20.000 dagen. Uit analyse van de zettingstrog die ontstaat is in de Pleistocene zandlaag, waarin de bestaande belendingen gefundeerd staan, ter plaatse van het meest nabije gebouw op ca. 8,0 m afstand, een maximale hoekverdraaiing van 1:750 bepaald. Hiermee wordt ruim voldaan aan de rotatie eisen van NEN 9997-1+C2;2017 [1]. De uitgevoerde zettingsmetingen (op de hoeken van de funderingsplaat) tonen aan dat de metingen tijdens de uitvoering goed overeen komen met de resultaten van de uitgevoerde Eindige Elementen analyses. Aan het einde van de bouw zal hierover nog een laatste evaluatie plaats vinden. In de verdere toekomst zal het zettingsgedrag van het 215!m hoge gebouw op langere termijn kunnen worden gevolgd met behulp van openbaar toe- gankelijke satelliet data. Verd e r w o rd t g e co n cl u d e e rd d a t e e n d o o rl o p e n d e betrokkenheid van een(zelfde) onafhankelijke geotechnisch adviseur in alle fases van Voorlopig Ontwerp tot en met de realisatie enorme toege- voegde waarde biedt. Dit is niet altijd evident, aangezien ‘doorlopende betrokkenheid’ in zo’n geval onder de contractuele verantwoordelijkheid van verschillende bij het project betrokken partijen valt. Vo o r De Z a l m h ave n i s e r b e w u s t vo o r g e ko z e n o m de dienstverlening van de onafhankelijke geotech- nisch adviseur, die in het ontwerpstadium veelal door een projectontwikkelaar wordt gecontrac- teerd, voort te zetten middels een contract met de hoofdaannemer. Hierdoor heeft men zich verzekerd van continuïteit van de volledige basis- en achtergrondkennis gedurende het gehele project. Gebleken is dat een dergelijke continuïteit in het belang van alle partijen is en de efficiency van planvorming en technisch overleg in alle projectstadia sterk ten goede komt. Te n s l o t t e w o r d t g e c o n c l u d e e r d d a t d e t o e p a s s i n g van extreem lange Tubex palen® het mogelijk heeft gemaakt om op een gevoelige locatie kosteneffectief het hoogste woongebouw van de Benelux te realiseren. De Zalmhaven I is significant hoger (50 m) dan de tot nu toe in Rotterdam gerea- liseerde hoogbouw. De grenzen voor het ontwik- kelen van nieuwe plannen met nog hogere gebouwen in de nabije toekomst zijn daarmee verder in gunstige zin opgeschoven. De geologie van de omgeving en de beschikbare funderings- technieken vormen niet langer een remmende factor voor de ontwikkeling van nieuwe ambitieuze plannen voor serieus hoge(re) gebouwen. Literatuur [1] NEN 9997-1+C2;2017, ‘Geotechnisch ontwerp van constructies – Deel 1: Algemene regels’ [2] ‘Geotechnisch ontwerp van De Zalmhaven te Rotterdam Deel 1’ Geotechniek nummer 3 Septem- ber 2021. !

Jaargang 25, 2021 - nummer 4

Inleiding De Eindige Elementen Methode (EEM) wordt al sinds de jaren 70 toegepast bij het berekenen van spanningen en vervormingen in constructies. Pas 20 jaar later werd deze methode stapsgewijs toegepast in de geotechniek. De computertechnie- ken en software zijn in de afgelopen drie decennia zodanig verbeterd dat numerieke methoden nu als onmisbaar worden beschouwd bij veel complexe bouwprojecten. Daarbij heeft de doorontwikke- ling van constitutieve modellen ertoe geleid dat complex grondgedrag steeds beter nagebootst kan worden met behulp van numerieke methoden zoals de EEM. Desondanks wordt in de praktijk nog steeds gebruik gemaakt van gesimplificeerde modellen (bijvoorbeeld Mohr-Coulomb), meestal vanwege de eenvoudige relatie tussen spanning en rek en de brede toepassing, maar vooral vanwege het geringe aantal modelparameters dat bepaald moet worden om het model toe te kunnen passen. De bepaling van modelparameters is bij eenvou- dige modellen echter niet altijd even eenduidig. In het verleden is zelfs gebleken dat het gebruik van eenvoudige modellen kan leiden tot dubieuze uitkomsten. Daarentegen zijn geavanceerde modellen (bijvoorbeeld Hardening Soil Small- Strain) veel beter in staat om complex grondgedrag te simuleren. Echter, hoe complexer een model, hoe meer modelparameters er bepaald moeten worden wat niet altijd mogelijk is door een gebrek aan grondgegevens of zelfs door een gebrek aan grondmechanische kennis. Een veel gebruikte manier om snel, betrouwbaar en op relatief goedkope wijze grondparameters te bepalen is het gebruik van sondeermetingen. Via de vele empirische c orrelaties die voorgesteld zijn door onder anderen Kulhawy & Mayne (1990), Lunne, Powell & Robertson (1997) en Robertson (2015), kunnen grondparameters op indirecte manier bepaald worden. Het probleem hierbij is dat vaak dezelfde parameter op verschillende manieren bepaald kan worden, via verschillende empirische correlaties, wa t resulteert in een grote variatie in uitkomsten voor dezelfde parameter. Daar komt bij dat numerieke methoden, zoals de EEM, nog steeds worden beschouwd als een ‘ingewikkelde black-box-methode’ waarin niet duidelijk is hoe informatie wordt gebruikt om tot een bepaald resultaat te komen. Hierdoor komen ingenieurs regelmatig met verschillende oplossin- gen voor hetzelfde probleem, wat uiteindelijk leidt tot een gebrek aan vertrouwen in de uitkomsten van numerieke analyses. Als oplossing voor de problemen bij het bepalen van geotechnische parameters uit veldproeven presenteren TU Delft en samenwerkingspartners een geautomatiseerd parameterbepalingssys- teem: APD (Brinkgreve, 2019; Van Berkom, 2020), gebaseerd op de grafentheorie (Diestel, 2017). Het uiteindelijke resultaat is een netwerk van paden (een graaf) tussen de origineel gemeten sondeergegevens en de uiteindelijke modelpara- meters. Het toont overeenkomsten met een satel- lietnavigatiesysteem, echter geven verschillende paden verschillende waarden en nauwkeurig- heden, waaruit een optimale parameterwaarde bepaald kan worden. Een vereiste voor het systeem is transparantie , zodat de gebruiker van het systeem (de ingenieur) de resultaten zelf kan verifiëren. Een andere vereiste is adaptatie , zodat het systeem eenvoudig uit te breiden is met nieuwe kennis of informatie zodra die beschikbaar is. Met een ‘spreadsheet’ van parameters en formules (empirische correlaties) genereert APD een graaf van paden tussen de sondeerparameters en modelparameters inclusief de berekende waarden. Het doel is om ingenieurs te onder- steunen bij geotechnische parameterbepaling, waarbij meer eenduidigheid ontstaat in de resultaten, zodat het gebruik van geavanceerdere ontwerpmethoden wordt gestimuleerd. TOEPASSING VAN EEN GRAAF IN GEOTECHNISCHE PARAMETERBEPALING Grafentheorie is een tak van wiskunde waarin complexe systemen geanalyseerd kunnen worden door verbindingen te modelleren tussen elemen- ten (Diestel, 2017). Een voorbeeldtoepassing is de optimalisatie van transport in een metro- netwerk dat uit verbindingen (edges) en stations (knooppunten of nodes) bestaat. De twee soorten objecten: edges en nodes, vormen samen een graaf. Het is ook mogelijk om eigenschappen toe te kennen aan deze objecten, zoals de tijdsduur die nodig is om een metro van A naar B te laten rijden. Dit concept kan ook worden toegepast op geo- technische parameterbepaling waarin men de modelparameters wil bepalen uit de gemeten son- deerparameters via tussenparameters (figuur 1). Een aandachtspunt hierbij is dat een parameter vaak op verschillende manieren bepaald kan worden, omdat meerdere empirische correlaties geldig kunnen zijn om dezelfde parameter te Figuur 1 – Schematische weergave van het parameterbepalingssysteem. 16 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 GEAUTOMATISEERDE PARAMETERBEPALING IN DE GEOTECHNIEK: VAN SONDERING TOT MODELPARAMETER Ronald BrinkgreveTe c h n i s c h e Un i v e r s i t e i t D e l f t Koen de JongWitteveen+BosDeventer Ivanka van BerkomWitteveen+BosDeventer Arny LengkeekWitteveen+BosDeventerbepalen. Hierdoor kunnen verschillende paden leiden tot dezelfde modelparameter. Daarbij zijn empirische correlaties slechts een benadering van de werkelijkheid, gebaseerd op een middeling van grondparameters die kunnen gelden voor een specifieke grondsoort. Dit leidt tot een onzeker- heid in een empirische correlatie, wat bijdraagt aan de onzekerheid in de berekende parameter. Het bepalen van de onzekerheid in een parameter is niet het hoofddoel van deze ontwikkeling. Dit aspect is echter wel meegenomen in het huidige ontwerp om verdere implementatie in volgende fases mogelijk te maken. In het verleden zijn verschillende algoritmen bedacht om paden te vinden tussen objecten, echter kunnen deze algoritmen niet zomaar toege- past worden op geotechnische parameterbepaling omdat ze geen rekening houden met vertakkingen binnen dezelfde paden. Dit wordt uitgelegd aan de hand van Figuur 2. De graaf bestaat uit twee soorten nodes: parameters en methoden, die door middel van edges met elkaar verbonden zijn mits er een relatie bestaat tussen een parameter en een methode. Parameter C kan berekend worden: via methode C1 (met invoerparameters A en B) óf via methode C2 (met invoerparameters B en D). Zo leiden er twee paden naar parameter C. Beide paden hebben een vertakking aan de invoer- zijde van de methode, omdat de methode een formule is die afhangt van meerdere variabelen en daarom een relatie heeft met beide variabelen. Echter, volgens grafentheorie is de definitie van een pad een verbinding tussen het eerste knooppunt (source node) en het laatste knooppunt (destination node), en zouden er daarom in Figuur 2 vier paden zijn (A !C1 !C, B !C1 !C, B !C2 !C en D !C2 !C) terwijl dit er in werkelijkheid twee zijn. Daarom kunnen bestaande graafalgoritmen niet toegepast worden op het parameter- bepalingssysteem en is er een nieuw algoritme ontworpen. Dit systeem kan wel omgaan met vertakkingen binnen paden in een parameter- bepalingssysteem. APD is in Python ontwikkeld en bestaat uit drie abstracte objecten: Method, Connector en Para- meter , zoals weergegeven in Figuur 3. Elk object heeft een set aan eigenschappen. Aan het systeem is een externe database gekoppeld met uitsluitend concrete informatie: concrete objecten met eigenschappen. Concrete informatie uit de externe database wordt als invoer voor het systeem gebruikt. In APD is abstracte informatie geschei- den van concrete informatie, wat het systeem modulair maakt en daardoor eenvoudig uit te breiden is. De werking van APD wordt uitgelegd aan de hand van het voorbeeld in Figuur 4. Stel, men wil de gecorrigeerde conusweerstand bepalen via Robertson’s vergelijking (Robertson, 1986): qt=qc+u2*(1-a) , waarvan de invoerparameters bekend zijn. Om APD de voorbeeldgraaf te laten genereren heeft het systeem informatie uit de externe database nodig als invoer. De database bestaat uit twee CSV-bestanden: één om concrete parameters te generen op basis van het abstracte object Parameter (parameter.csv) en één om concrete methoden te genereren op basis van het abstracte object Method (methods.csv). De eigen- schappen worden ingevuld met concrete waarden (voor qtzijn value en accuracy leeggelaten, omdat het systeem deze waarden uitrekent). In Connector worden alle parameters en methoden uit de database ingelezen door APD. Vervolgens wordt met behulp van de interne eigenschappen van Parameter en Method geverifieerd of er een relatie bestaat tussen elke ingevoerde parameter en methode, zodat hier een verbinding (edge) tussen wordt gemaakt. Bij het implementeren van concrete informatie uit de externe database berekent APD de waarde en nauwkeurigheid van elke tussen- of eindpara- meter, aan de hand van de eigenschappen formula en accformula , ingegeven in methods.csv (figuur 4). De achterliggende gedachte hierbij is dat de gebruiker van het systeem, de ingenieur, volledig inzicht in en controle heeft op het parameter- bepalingsproces. Door abstracte onderdelen (programmeercode van het systeem) te scheiden van concrete onderdelen (externe database met geotechnische kennis) kan de gebruiker zonder aanpassingen te hoeven doen aan het systeem (algoritme/programmeercode), het parameter- bepalingsproces controleren of aanpassen door zijn/haar expertise toe te voegen aan de database. BEPALING VAN STERKTE- EN STIJFHEIDSPARAMETERS IN ZAND Middels een proof-of-concept is de functionaliteit van APD getest. Het systeem is toegepast op gemeten parameters van een fictieve sondeer- meting in zand, om de sterkte- en stijfheids- parameters van het Hardening Soil Small-Strain- model te bepalen, zie figuur 5: maximale hoek van inwendige wrijving (phiP) , maximale dilatantiehoek (psiP) , secant stijfheid bij pref (E50ref) , tangent stijfheid in samendrukkingsproef bij pref (Eoedref) en ontlasting-/herbelastingsstijfheid bij pref (Eurref) . Figuur 6 vertoont de externe database van het systeem, met de methoden (methods.csv) en parameters (in parameters.csv). De database van methoden (vooral empirische correlaties) is opgezet door middel van een literatuurstudie naar empirische correlaties om de modelparameters van het Hardening Soil Small-Strain-model te bepalen. Referenties van de toegepaste empiri- sche correlaties zijn opgenomen in de referentie- lijst. Op basis van de externe database genereert Het bepalen van een geschikt constitutief model en bijbehorende modelpara- meters wordt beschouwd als een van de meest uitdagende stappen bij het maken van een betrouwbaar eindige-elementenmodel voor een geotechnisch project. Vele empirische correlaties zijn voorgesteld door verschillende onderzoekers om grondparameters uit in-situ proefresultaten te bepalen. Er is echter geen eenduidige methode om constitutieve modelparameters te bepalen. Daarbij is er in het beginstadium van een project vaak een gebrek aan grondgegevens. Dit leidt ertoe dat verschillende ingenieurs verschillende oplossingen berekenen voor hetzelfde probleem, wat het algehele vertrouwen in numerieke analyses ondermijnt. Als oplossing presenteren TU Delft en samenwerkingspartners een geautomatiseerd parameterbepalingssysteem (Brinkgreve, 2019; Van Berkom, 2020), gebaseerd op de grafentheorie (Diestel, 2017). Het resultaat is een netwerk van paden tussen de originele gemeten sondeergegevens en de uiteindelijke modelparameters. Het toont overeenkomsten met een satelliet- navigatiesysteem, echter geven verschillende paden verschillende waarden en nauwkeurigheden, waaruit een optimale parameterwaarde bepaald kan worden. Het doel is om ingenieurs te ondersteunen bij het gebruik van geavanceerde ont- werpmethoden, waarbij meer eenduidigheid ontstaat in de resultaten. Onder- tussen wordt door een team van specialisten bij Witteveen+Bos, TU Delft, Bentley Systems en TU Graz het parameterbepalingssysteem verder uitgebreid en gevalideerd. 17 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 SAMENVATTING Figuur 2 – Weergave van een graaf met twee typen nodes: parameters en methoden, en verbindingen (edges) tussen de nodesAPD de graaf in figuur 5 met de berekende tussen- en eindparameters. De fictieve sondeermeting is aangenomen op een diepte van 20 m beneden maaiveldniveau (met grondwaterstand gelijk aan maaiveldniveau). Voor de conusweerstand qc, wrij- vingsweerstand fsen waterspanning achter de conus u2is respectievelijk 20.000 kPa, 200 kPa en 200 kPa aangehouden. Hiernaast is een aantal standaardparameters gebruikt: oppervlaktever- houding van de conus a= 0,8, volumiek gewicht water !w= 9,81 kN/m 3, atmosferische druk p a= 100 kPa en mate van spanningsafhankelijkheid van de stijfheid m = 0,7. Voor de resterende parame- ters zijn de eigenschappen value en accuracy leeg- gelaten omdat APD deze eigenschappen berekent met respectievelijk formula en accformula . Voor elke tussen- en eindparameter zijn de waarde en nauwkeurigheid berekend door het systeem en weer-gegeven op de graaf. De berekeningen door APD zijn geverifieerd met handberekeningen. Op basis van de resultaten kan het volgende wor- den geconcludeerd: –APD is adaptief . Door de modulaire opzet van APD kan de gebruiker het systeem meer parame- ters of empirische correlaties laten gebruiken in het parameterbepalingsproces door zijn/haar ex- pertise toe te voegen aan de externe database. De modulaire opzet van het systeem maakt het ook mogelijk om op een relatief eenvoudige manier extra functionaliteiten in het systeem te implementeren. Zo is ondertussen een eigen- schap toegevoegd aan het abstracte object Method wat de geldigheid van een empirische correlatie aangeeft met de soil behaviour type index Ic of ISBT . –APD is transparant . De graaf geeft het parame- terbepalingsproces overzichtelijk weer, geba- seerd op de externe database van het systeem, waarin de gebruiker (ingenieur) volledig inzicht krijgt en zijn/haar expertise kan implementeren bij het bepalen van modelparameters. Dit is een groot voordeel boven machine-learning-imple- mentaties van automatische parameterbepaling, die vooral gezien worden als oncontroleerbare black-box-methoden. Vo o r d e p ro o f - o f - co n ce p t i s e e n a a nt a l a a n n a m e s gemaakt: –Slechts een klein aantal empir ische correlaties is in beschouwing genomen. –Voor het gewicht van een methode (empirische correlaties) weight is een waarde aangenomen van 1,0 voor analytische formules en een waarde van 0,6 voor empirische formules. –De nauwkeurigheid van een parameter accuracy is bepaald door de nauwkeurigheid van de in- voerparameters accuracy te vermenigvuldigen met de nauwkeurigheid van de methode weight . VERVOLG Na de succesvolle proof-of-concept is het para- meterbepalingssysteem door Witteveen+Bos, TU Delft, Bentley en TU Graz verder uitgebreid en gevalideerd. Zo is inmiddels een aantal modules toegevoegd aan APD om sondeermetingen uit te lezen, te interpreteren, om te zetten in grondlagen en om de grondlagen (borehole) en parametersets uit APD door te sturen naar het EEM-model PLAXIS. Daarnaast hebben verschillende afstu- deerders aan TU Delft en TU Graz implementaties gemaakt voor het berekenen van de onzekerheid in een parameter met statistische verdelingen en APD verder uitgebreid voor toepassing in cohesieve grondlagen. Conclusies De auteurs van dit artikel presenteren een geauto- matiseerd parameterbepalingssysteem (APD), gebaseerd op concepten uit de grafentheorie, wat het bepalen van geotechnische parameters en modelparameters efficiënter en inzichtelijker maakt. Het uiteindelijke doel is om ingenieurs te ondersteunen bij het gebruik van geavanceerde ontwerpmethoden waarbij de resultaten consis- tenter worden. Aangetoond is hoe APD automa- tisch paden kan genereren tussen parameters in een graaf (netwerk) op basis van een externe database met informatie over de parameters en empirische correlaties. Als proof-of-concept is het systeem getest op een database met parameters en methoden (vooral empirische correlaties) waarmee de sterkte- en stijfheidsparameters in zand bepaald zijn voor het Hardening Soil Small-Strain-model. Hierbij is uitgegaan van een gemeten set aan parameters uit een fictieve sondering en een selectie aan methoden die gebruikt kunnen worden bij het bepalen van de modelparameters. De verificatie van de berekende resultaten is uitgevoerd met handberekeningen. De modulaire opzet van APD zorgt ervoor dat het systeem zowel adaptief als transparant is. Zo kan de expertise van de gebruiker, de ingenieur, eenvoudig worden geïmplementeerd in het systeem door de externe database aan te vullen met nieuwe parameters of empirische correlaties. 18 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 Figuur 4 – Links: externe database van APD, rechts: voorbeeldgraaf. Figuur 3 – Links: APD-systeem met abstracte objecten Method, Connector en Parameter, rechts: voorbeeldgraaf.19 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 Echter, ook met weinig geotechnische kennis kan de gebruiker van APD tot betrouwbare resultaten komen en hiervan leren. Daarnaast is het para- meterbepalingsproces van het systeem overzichte- lijk gevisualiseerd door het gebruik van een graaf en kan er volledig inzicht worden verkregen in de informatie (uit de externe database) die APD toepast in het parameterbepalingsproces. Dit maakt het systeem transparant waardoor de gebruiker de resultaten kan verifiëren. Referenties –Bolton, M.D. (1986). The strength and dilatancy of sands. Géotechnique 36(1), 65-78. –Brinkgreve, R.B.J. (2019). Automated model and parameter selection: Incorporating expert input into geotechnical analyses. Geostrata 23(1), 38-45. –Brinkgreve, R.B.J., Engin, E., & Engin, H.K. (2010). Validation of empirical formulas to derive- model parameters for sands. Numerical methods in geotechnical engineering, 137-142. –Diestel, R. (2017). Extremal Graph Theory. In Graph Theory (pp. 173-207). Springer, Berlin, Heidelberg. –Jamiolkowski, M., Ladd, C.C., Germaine, J.T., & Lancellota, R. (1985). New developments in field and laboratory testing of soils. Proceedings of the 11th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering (pp. 201-238). Rotter- dam: Balkema Publications. –Kulhawy, F.H., & Mayne, P.W. (1990). Manual on estimating soil properties for foundation design. Palo Alto, CA, USA: Electric Power Research Instit- tue (EPRI). –Lengkeek, H.J. (2003). Estimation of sand stiff- ness parameters from cone resistance. Plaxis Bul- letin (13), 15-19. –Lunne, T., & Christoffersen, H. (1983). Interpre- tation of cone penetrometer data for offshore sands. Offshore Technology Conference. Offshore Te c h n o l o g y Co n f e r e n c e . –Lunne, T., Powell, J.J.M., & Robertson, P.K. (1997). Cone penetration testing in geotechnical practice. CRC Press. –Mayne, P.W., & Peuchen, J. (2012). Unit weight trends with cone resistance in soft to firm clays. Proceedings of the 4th International Conference on Site Characterisation (Volume 1) (pp. 903-910). Taylo r & Fr a n cis B o o k s Lt d . –Robertson, P.K. (2015). Guide to cone penetra- tion testing for geotechnical engineering. Signal Hill, California: Gregg Drilling & Testing, Inc. –Robertson, P.K., & Campenalla, R.G. (1983). In- terpretation of cone penetration tests. Part I: Sand. Canadian geotechnical journal 20(4), 718- 733. –Van Berkom, I.E. (2020). An automated system to determine constitutive model parameters from in situ tests. Delft: Delft University of Technology. –Vermeer, P.A. (2000). Column Vermeer. Plaxis Bulletin(9). ! Figuur 5 – Resultaat van een graaf, gegenereerd door APD waarin de gemeten parameters (groene nodes bovenaan) uit een fictieve sondering verbonden zijn met de modelparameters (groene nodes onderaan) via verschillende paden waarin verschillende methoden (blauwe nodes) gebruikt worden. Figuur 6 – Externe database van APD bestaande uit een spreadsheet (CSV-bestand) van methoden (boven) en parameters (onder). Inleiding De wens van opdrachtgevers om in steeds minder tijd projecten te kunnen realiseren leidt tot een vraag naar schaalbaarheid van ontwerpberekenin gen. In het geval van het wijzigen van uitgangspunten moet het mogelijk zijn om snel en flexibel nieuwe ontwerpoplossingen beschikbaar te hebben die voldoen aan de gestelde eisen. Deze wensen stellen fundamenteel andere eisen aan geotechnische rekensoftware. In plaats van een rekenmiddel moet een keten van softwareapplica ties worden gevormd om ontwerp oplossingen te genereren. Hierdoor wordt de impact van wijzigingen beter en sneller inzichtelijk en kunnen meer ontwerpoplossingen in minder tijd gegenereerd worden zodat de inge- nieur betere besluiten kan nemen. Microservices De ambitie van CEMS is om geotechnische en geo- hydrologische tools als microservice te leveren, zodat deze kunnen worden geïntegreerd in een, zoveel mogelijk, geautomatiseerd ontwerpproces. CEMS challenget daarmee de bestaande ontwerp- software waarmee onderlinge koppelingen niet mogelijk of gebrekkig zijn, die nog niet optimaal gebruik maken van het daadwerkelijk automatiseren van zoveel mogelijk handelingen en die onvol- doende gebruik maken van Cloud voordelen. Microservices zijn de digitale bouwstenen voor het maken van een groter softwareprogramma, toepassing of ontwerpproces. De services van CEMS richten zich op het rekenhart of de “Core”. Door het rekenhart los te koppelen van de GUI (Graphical User Interface) ontstaat flexibiliteit in het gebruik van de Core. Dit onderscheid tussen rekenhart en User Interface maakt het mogelijk dat de Cores onderdeel uitmaken van interdisciplinaire geautomatiseerde ontwerpprocessen waar geo- techniek een rol in speelt. Hierdoor zijn specialisten in staat hun objecten te bouwen, te onderhouden, te verbeteren en te delen. Domein-specifieke softwarepakketten zijn in het geautomatiseerde ontwerpproces niet meer het eindantwoord, maar onderdeel van een groter proces. Door te werken met deze cloud-based Cores, is het onderhouden en updaten ook zeer eenvoudig omdat altijd met de laatste versie wordt gewerkt. De tools zijn per definitie schaalbaar, wanneer de vraag naar een Core groot is, worden automatisch extra servers opgestart om aan de vraag te kunnen voldoen. Ingenieurs met digitale vaardigheden kunnen zelf (met Python of een andere programmeertaal) via een API gebruik maken van de Core van CEMS of deze integreren in een in terdisciplinair ontwerp- proces. De Cores zijn modulair opgebouwd, zodat de deelcomponenten herbruikbaar zijn, bijvoor- beeld de component voor het automatisch inter- preteren van sonderingen. Deze interpretatie van 26 NOVEMBER 2021 Figuur 1 – Sondering interpretatie microservice op basis van Machine Learning. MICROSERVICES: SLEUTEL TOT EEN GEAUTOMATISEERD ONTWERPPROCES SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 ADVERTORIALsonderingen is geautomatiseerd met een Machine Learning algoritme (Vink, 2019) dat met data uit de BRO getraind is (figuur 1). Dit model is onderdeel van de services PileCore en VibraCore en is gratis voor de markt beschikbaar. Op het VIKTOR-platform zijn een aantal van onze services voorzien van een gebruikersinterface. Hierdoor is de Core als stand-alone tool ook goed toegankelijk en kan door ingenieurs eenvoudig worden gebruikt. Door de integratie met het platform kan de app echter ook eenvoudig onder- deel zijn van een ontwerptrein in combinatie met alle andere bijkomende voordelen als gebruiker- stoegang, versiegeschiedenis en administratie. Het resultaat is een optimaal integraal bouwkundig ontwerp dat sneller, nauwkeuriger en zonder kans op fouten tot stand komt. PileCore De Microservice PileCore is een Python bibliotheek, die het volledig geautomatiseerd uitrekenen van het draagvermogen van een funderingspaal op basis van sonderingen mogelijk maakt. Dit betekent dat de berekeningen van begin tot eind zijn uit- gevoerd op basis van een set gegeven parameters. Zo is PileCore in staat om sonderingen automatisch te interpreteren, automatisch het overgangsniveau tussen negatieve en positieve schachtwrijving te bepalen en automatisch paalgroepen te optima- liseren. De tool voegt daarmee intelligentie en gebruiksgemak toe ten opzichte van bestaande software die alleen een rekensom uitvoert. De applicatie parallelliseert en optimaliseert de resultaten van de berekeningen zonder tussen- komst van de ingenieur via Bayesiaanse optimalisatie. De ingenieur krijgt nadrukkelijk een controlerende en adviserende taak op basis van de gevonden oplossingen. PileCore is een combinatie van verschillende modules of bouwstenen die in deze specifieke microdienst kunnen worden gebruikt, maar ook een functie kunnen hebben in andere geotechnische toepassingen zoals is gevisualiseerd in Figuur 2. VibraCore Met VibraCore is het mogelijk trillingspredicties uit te voeren bij het installeren van damwanden en palen. Binnen de tool is het mogelijk de contouren van een bouwkuip of nieuwbouw te definiëren en vervolgens de benodigde slagkracht van het funderingselement te bepalen op basis van een ongelimiteerd aantal sonderingen. De microservice toetst daarna de omgevingsobjecten aan de bere- kende trillingswaarden. Hiervoor gebruikt de tool deels dezelfde bouwstenen als PileCore om de grondgegevens te analyseren, te classificeren conform tabel 2b van de NEN9997-1 zodat vervol- gens de berekeningen kunnen worden uitgevoerd. De Core maakt handig gebruik van openbaar beschikbare gegevens uit de BAG viewer voor het ophalen van gegevens over omliggende bebouwing, toetst deze conform de SBR-A en genereert vervolgens een GIS file en pdf rapport met de resultaten van de analyse. Het gebruiks- gemak en de visualisaties van de resultaten maken de tool een sterk hulpmiddel bij ieder funderings- project (figuur 3). Naast de genoemde Cores zijn ook Microservices op het gebied van zettingsanalyses, gewapende grond en funderingen op staal als bèta beschikbaar. Schaalbare en koppelbare engineeringstools in de vorm van microservices zijn de volgende stap op de weg naar een meer toekomst bestendig ontwerpproces waarbij de geo-ingenieur zijn rol van controleur en adviseur optimaal kan vervullen. Met de producten van CEMS is het mogelijk om de huidige technologie – die onbeperkte rekenkracht en opslagcapaciteit biedt – toe te passen in het geotechnische werkveld. ! CEMS BV Pedro de Medinalaan 3c, 1086 XK Amsterdam The Netherlands www.cemsbv.nl 27 NOVEMBER 2021 Figuur 2 – Visualisatie van microservice PileCore. Figuur 3 – VibraCore (GUI) op het VIKTOR platform. SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 ADVERTORIAL Onder het motto “We make the drilling industry go digital” werd CloudPiling in mei 2020 geboren. CloudPiling heeft een duidelijk doel voor ogen: Breaking new ground. Het onafhankelijk softwarebedrijf (SaaS) zet alles op alles om het volle potentieel van elke ingenieur te benutten. Door digitale ondersteuning voor de beaten track, komt de new ground haarscherp in beeld. CloudPiling automatiseert wat repetitief en voorspelbaar is en creëert tijd en ruimte voor het genie dat in elke ingenieur schuilgaat. En dat creëert op die manier een nooit geziene materiaal- én tijdwinst. Funderingsontwerp op vandaag: enkele valkuilen Het berekenen van de meest economische oplos- sing is bijzonder arbeidsintensief en tijdrovend. Waarom? Er bestaat wereldwijd geen allesomvat- tende software waarbij alle rekentools geïnte- greerd worden. Het draagvermogen van de palen, het verticale en horizontale zettingsgedrag, de dwarskracht en de buigende momenten moet elk afzonderlijk in kaart gebracht en doorgerekend worden. Daardoor is het iteratieproces lang en vaak onzeker. Bovendien tikt de klok onverbiddelijk: de stabiliteitsberekening wordt liever vandaag dan morgen afgeleverd. Door die haast tijdens het bouwproces ontbreekt vaak de tijd om alle moge- lijkheden tegenover elkaar te plaatsen, waardoor we vaak kampen met overdimensionering. Gevolg? Er gaan overbodige grondstoffen de grond in en er blijft marge liggen bij zowel de bouwheer als de diepfundeerder. Oplossing: parametric design CloudPiling heeft de bestaande rekentools geïnte- greerd in één allesomvattend platform conform de Eurocode. De toepassing voor de Belgische markt staat intussen helemaal op punt. Op het moment dat dit artikel verschijnt, is CloudPiling in staat om eveneens de Nederlandse markt te bedienen. Door alle berekeningen geïntegreerd aan te pakken, en niet serieel na elkaar te schakelen, heeft de software van CloudPiling een bijzonder hoge rekensnelheid. Op deze manier kan je in een minimum van tijd verschillende mogelijkheden doorrekenen en ingrijpend optimaliseren in de uitvoeringskost. Daarbij komt nog dat vaak tijdens de loop van een project belangrijke wijzigingen doorgevoerd worden. In zo’n geval moet al het arbeidsintensieve rekenwerk helemaal opnieuw gedaan worden. Niet bij CloudPiling: daar pas je gewoon één parameter aan, en automatisch rekent het systeem in realtime alle consequenties door. Die snelheid en flexibiliteit zijn ongezien in de we- reld van de diepfunderingen. En CloudPiling gaat verder: het integreert ook alle andere bedrijfsprocessen waardoor de helikopter- view steeds behouden blijft. CloudPiling zorgt er met andere woorden voor dat kennis terug veran- kerd is in jouw organisatie. CloudPiling vertrekt steeds vanuit volgend basis- pakket: projects, clients, material & toolings en soil investigation. In functie van jouw core business kunnen twee features geactiveerd worden: Foun- dations Piles en/of Retaining Walls & Anchors. Op maat van jouw bedrijf kunnen features bijgebouwd worden en/of koppelingen gelegd worden met bestaande API’s. Te c h n i s c h b e v a t t e n d e t w e e f e a t u r e s v o l g e n d e ontwerpmethodieken: draagvermogen conform WTCB op basis van methode De Beer, verticale zetting van de paal/wand, horizontale verplaatsing 20 NOVEMBER 2021 Figuur 1 – CloudPiling beschikt over een volledig parametrisch rekenmodel voor zowel paalfunderingen, grondkerende wanden als ankers. PARAMETRISCHE ONTWERPTOOLS LEVEREN MATERIAAL - EN TIJDWINST OP SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 ADVERTORIALvan, dwarskracht en buigende momenten in de paal/wand (doorheen alle constructiefases), door- snedeberekening in uiterste grenstoestand op basis van Eurocode 2, 3 en/of 4 of Handboek Soilmixwanden en tot slot de berekening van grondankers conform WTCB. Waarom kiezen voor CloudPiling? CloudPiling zorgt ervoor dat je met de bestaande equipe tot de helft meer werk kan verzetten. De groei van jouw bedrijf wordt dus niet langer belem- merd door het tekort aan technische profielen. Je ingenieurs renderen simpelweg méér dan ooit. Ver volgens is er materiaalwinst. “We hebben verschillende cases uitgewerkt van uitgevoerde projecten waarbij we zwart op wit een materiaalre- ductie van 30% konden aantonen.” De software slaagt erin om op korte termijn veel meer alterna- tieven door te rekenen: werkt het bijvoorbeeld met meer en kortere, of met minder en langere palen? Het platform is vele keren sneller en accurater dan menselijke redeneer- en rekenkracht. “Een vaak gehoorde opmerking is dat onze soft- ware erg pragmatisch in elkaar zit. Dat is meteen één van onze grootste troeven. Normaliter wordt software gebouwd door een team van developers en IT’ers. Dat is bij ons niet het geval. CloudPiling is gebouwd door een team dat jarenlang in de uit- voering heeft gestaan. Dat mag letterlijk genomen worden: met de laarzen in de modder tussen de funderingsmachines. Elk klein detail zit erin vervat. Je kan full automatisch zowel een meetstaat met alle hoeveelheden als een rekennota renderen.” Vier uur opleiding volstaat om ermee aan de slag te gaan. Er komen dus geen ellenlange implementa- tiefases bij kijken. Tot slot is CloudPiling in de Cloud gebouwd, wat betekent dat je altijd en overal toegang hebt. Zeker voor de diepfundeer- ders is dit handig gezien zij hoofdzakelijk werken op mobiele werven. Partnerships Het funderingsbedrijf Omni-Tech was een van de allereerste believers. Dankzij hun opdrachten kon CloudPiling de webapplicatie volledig finetunen. “CloudPiling maakt voor mij echt het verschil door hun snelheid en transparante communicatie. Om tijd te winnen wordt er vaak rechtstreeks contact opgenomen met de klant waarna ik alle feedback één op één te horen krijg. Hun werking is uitermate efficiënt en professioneel. Ook de ervaring in de sector is een grote troef”, aldus zaakvoerder Thomas Gheyle. Ook het Limburgse diepfunderingsbedrijf, Domi- nique De Coster, twijfelde geen seconde om de webapplicatie aan te schaffen. Medezaakvoerder, To m D e Co s t e r , i s n o r m a a l a l t i j d s c e p t i s c h o v e r I T e n digitalisatie, maar dit is er voor hem toch wel “boenk op”. Vooral het feit dat CloudPiling zo pragmatisch is. En CloudPiling kijkt verder dan België. De eerste referentie in Nederland is een feit. Begin septem- ber sloeg CloudPiling de handen in elkaar met Funderingstechnieken Verstraeten (ook bekend als Fundex) om de webapplicatie compatibel te maken voor de Nederlandse markt. “We zien het potenti- eel in van een rekentool waarin de combinatie tussen bodemonderzoek, paaldraagvermogens, calculatie en data-evalua tie mogelijk is. Bovendien is het onze missie om koploper te zijn in het zoeken en meewerken van nieuwe ontwikkelingen”, vol- gens algemeen directeur Davy Maes. Benieuwd wat we voor jullie kunnen betekenen? Contacteer ons via info@cloudpiling.com of +32 478 44 58 60. ! 21 NOVEMBER 2021 Figuur 2 – CloudPiling start steeds vanuit een basispakket welke het beheer van projecten, klanten, grondonderzoek en materiaal impliceert. Figuur 3 – Beheer en deel met CloudPiling efficiënt alle projectdocumenten én dit met zowel interne als externe stakeholders. SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 wwww.cloudpiling.com ADVERTORIAL Inleiding Een aantal organisaties heeft in de afgelopen jaren gewerkt aan het ontwikkelen van de Python module Geolib, waarmee D-serie software vanuit Python kan worden aangestuurd. De Geolib module is de basis geweest voor de ontwikkeling van een aantal in-house tools waarmee geauto- matiseerd de stabiliteit en kritische treinsnelheid van bestaande spoorbaan lichamen kan worden uitgerekend. Met wat modificaties kunnen de tools ook worden gebruikt voor het berekenen van de stabiliteit van andere lijninfrastructuur zoals bijvoorbeeld wegen. Invoer Data De invoer data voor de tools worden voor een groot deel geautomatiseerd gehaald uit publieke- lijk beschikbare bronnen. Dit betreft de ligging van de sporen, de ligging van het maaiveld (AHN-data) en waterstanden in sloten en polders. Daarnaast dienen geotechnische parameters en grond- opbouw gegevens te worden opgegeven. Voor dit artikel is uitgegaan van een voorbeeldtracé (1). Daarbij is voor het voorbeeld een fictieve grond- opbouw aangenomen, die niet op de werkelijkheid is gebaseerd. Genereren invoer D-Stability Langs een tracé kunnen locaties worden gekozen en/of een interval worden opgegeven waar auto- matisch dwarsprofielen gegenereerd worden op basis van AHN-gegevens (https://ahn.arcgison- line.nl/). Indien gewenst kan van deze dwars- profielen een selectie worden gemaakt. Het maken van een selectie van de dwarsprofielen is niet noodzakelijk, maar kan in geval van veel variaties van bijvoorbeeld grondprofielen, belastinggevallen, enz. worden toegepast om het aantal berekeningen te limiteren. Het te bes chouwen tracé kan daartoe worden opgesplitst in segmenten (bijvoorbeeld met gelijkaardige geometrie en/of grondprofielen) waarvoor de dwarsprofielen overzichtelijk in een figuur worden gepresenteerd. Vervolgens kan dan bijvoorbeeld een gemiddeld of maatgevend profiel grafisch worden geselecteerd (2). Van de geselecteerde dwarsprofielen worden dwarsdoorsneden gegenereerd met de invoer- gegevens voor de berekeningen. De dwarsdoor- sneden worden gegenereerd op basis van AHN- gegevens, waarbij gebouwen en andere obstakels zijn weg gefilterd en watergangen zijn aangevuld. De AHN-data in de dwarsprofielen kunnen worden aangepast, bijvoorbeeld met gegevens uit een eigen digitaal terrein model (DTM) of meetwaar- den. Omdat in het dwarsprofiel de AHN-data ook zichtbaar blijft, kan ook eenvoudig grafisch worden gecontroleerd of er uitschieters of meetfouten aanwezig zijn. Een voorbeeld van een dwarsprofiel langs het tracé is weergegeven in figuur 3. De grondwaterstand in de doorsneden kan auto- matisch worden gehaald uit shape files van bijvoor- beeld Waterschappen met daarin gegevens van waterpeilen in waterwegen en/of polderpeilen. In het baanlichaam wordt nog rekening gehouden met een opbolling van het grondwaterpeil. De ligging van de sporen en de spoorbelastingen volgens RLN00414-1 (ProRail, 2016) worden auto- matisch toegevoegd in de doorsneden. Daarbij kan tevens worden aangegeven welke baanvak classificaties en veiligheidsklasses van toepassing zijn en of met verbouw- of afkeurniveau moet worden gerekend. Er kunnen meerdere combina- ties worden geselecteerd. Daarbij wordt tevens onderscheid gemaakt tussen de stabiliteit van de spoorbaan (diepe glijvlak onder de spoorconstruc- tie) en de oppervlakte en taludstabiliteit naast het spoor (glijvlak in het talud naast de spoorconstruc- tie). De automatisering voegt automatisch rekengrids en tangent lines voor D-Stability toe. De data worden per dwarsprofiel overzichtelijk gepresen- teerd. De gegevens kunnen voor alle dwars- doorsneden in een keer en/of per dwarsdoorsnede worden aangepast indien verdere verfijning of aanpassing wenselijk is. 22 AUTOMATISERING VAN STABILITEIT EN KRITISCHE TREINSNELHEID VOOR RAILINFRASTRUCTUUR NOVEMBER 2021 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 Figuur 1 – Vo o r b e e l d t r a c é . Figuur 2 – Voorbeeld met verschillende dwarspro fielen voor een segment. Ir. Bart VerstijnenArcadis, Amersfoort Ir. Bas van DijkArcadis, AmersfoortVoor het te beschouwen tracé worden de te beschouwen grondlagen gedefinieerd. Per segment kunnen één of meerdere grondprofielen worden gedefinieerd. Voor het voorbeeld zijn een paar arbitraire en willekeurige grondprofielen aangenomen (deze komen dus niet overeen met de werkelijke grondgesteldheid ter plaatse). Indien gewenst kunnen additionele grondprofielen worden toegevoegd, bijvoorbeeld als verwacht wordt dat de grondopbouw of de grondpara- meters variëren. Dit kan bijvoorbeeld het geval zijn indien geen fijnmazig geotechnisch onderzoek met sonderingen en boringen in en naast het spoor beschikbaar zijn en men gebruik maakt van stochastische ondergrond schematisatie. De gegevens van de dwarsprofielen en grond- profielen worden vervolgens gecombineerd tot één of meerdere invoerfiles (stix-files) voor D-stability. Zo kunnen eenvoudig meerdere varia- ties worden doorgerekend, waarbij de hoeveelheid berekeningen op kan lopen tot in de honderden. Berekeningen en Uitvoer De berekeningen worden automatisch uitgevoerd. De stabiliteit wordt berekend met behulp van D-Stability. De kritische treinsnelheid wordt bere- kend op basis van OVS00056-7.1 stap 1 (ProRail 2016a), waarbij de kritische treinsnelheid is bepaald op basis van de schuifgolfsnelheid. De uitvoer wordt op verschillende manieren gepre- senteerd in een Excel file, twee Word rapporten en shapefiles. De veiligheidsfactor voor baanstabi- liteit aan beide zijden van de baan en de kritische treinsnelheid worden in Excel in tabel formaat geleverd, voor alle variaties van belastingen, grondprofielen, locaties enz, zodat deze makkelijk kunnen worden bewerkt. Met behulp van de shapefiles kunnen de resultaten van de berekeningen (veiligheidsfactor en kritische treinsnelheid) worden gepresenteerd in GIS (4 en 5). In het eerste rapport staan de geselecteerde dwarsprofielen, grondopbouw, grondparameters, belastingen, grondwaterstanden en de bereke- ningsresultaten (grafisch, zie 6 en numeriek), die bijvoorbeeld als bijlage in een rapport kunnen worden opgenomen. Daarnaast wordt er een 23 NOVEMBER 2021 Te n b e h o e v e v a n h e t o n t w e r p e n d e t o e t s i n g v a n r a i l i n f r a s t r u c t u u r i s m e t P y t h o n een aantal tools ontwikkeld rondom Geolib voor het automatisch berekenen van de stabiliteit en de kritische treinsnelheid van bestaande aardenbanen. Met behulp van de tools worden de invoer files voor de stabiliteit (D-stability stix files) en kritische treinsnelheid gegenereerd. Nadat de doorsnedes zijn doorgerekend met D-stability worden invoer en resultaten automatisch overzichtelijk gepr esenteerd in een rapport. Ook worden GIS files gegenereerd, zodat de resultaten in een topografisch bovenaanzicht kunnen worden gepresenteerd met kleuraanduiding voor de berekenende veiligheidsfactoren. Naast de stabiliteit van het baanlichaam (diepe glijvlak onder de spoorconstructie) worden ook de oppervlakte en taludstabiliteit waarbij de integriteit van de spoorconstructie zelf niet wordt aangetast (glijvlak door het talud naast de spoorconstructie) en de kritische treinsnelheid berekend en gepresenteerd. Met behulp van de automatisering kan snel en overzichtelijk de stabiliteit van spoorbanen worden bepaald en kunnen kritische locaties makkelijk worden opgespoord. Daarnaast vermindert de automatisering menselijke fouten, omdat handmatige handelingen, zoals het invoeren van dwarsprofielen, worden geminimaliseerd. SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 Figuur 3 – Voorbeeld met verschillende dwarspro fielen voor een segment. Figuur 4 – GIS-presentatie van de baanstabiliteit voor het voorbeeldtracé. Figuur 5 – GIS-presentatie van de kritische treinsnelheid op het voorbeeldtracé. SAMENVATTINGtweede rapport gegenereerd met grafische uitvoer van de glijcirkels van de stabiliteitsanalyses in de dwarsprofielen. Deze rapportage is met name handig om de stabiliteitsanalyses sneller te kunnen reviewen. Conclusies Te n b e h o e v e v a n h e t o n t w e r p e n d e t o e t s i n g v a n railinfrastructuur is met Python een aantal tools ontwikkeld rondom Geolib voor het automatisch berekenen van de stabiliteit en de kritische treinsnelheid van bestaande aardenbanen. De automatisering kan ook verder uitgebreid worden voor andere lijninfrastructuur zoals wegen. Met behulp van de automatisering kan snel en overzichtelijk de stabiliteit van spoorbanen worden bepaald en kunnen kritische locaties makkelijk worden opgespoord. Daarnaast kan de invloed van onzekerheden (bijvoorbeeld bodemopbouw, grondparameters en/of geometrie) snel inzichtelijk gemaakt worden. De uitvoer van de automatise- ring presenteert de invoergegevens en bereke- ningsresultaten op grafische wijze waardoor de berekeningen snel en eenvoudig kunnen worden gecontroleerd en verbeterd waar nodig. Door de automatisering verminderen menselijke fouten omdat handmatige handelingen, zoals het invoeren van dwarsprofielen (o.a. maaiveld hoogte, water- standen en belastin gen), worden geminimaliseerd. De automatisering is reeds succesvol toegepast bij een project. Opgemerkt wordt dat het beschouwde voorbeeld berust op een fictieve grondopbouw en dat de gepresenteerde berekeningsresultaten niets zeggen over de werkelijke stabiliteit en kritische treinsnelheid van het beschouwde voorbeeldtracé. Bronvermelding –ProRail (2016). Beoordelen constructieve veiligheid van bestaande baanlichamen. –Richtlijn RLN00414-1, versie 001, 1 juli 2016. –ProRail (2016a). Baanlichaam en Geotechniek. Ontwerpvoorschrift OVS00056-7.1, versie 004, 1 december 2016. ! 24 NOVEMBER 2021 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 Figuur 6 – Maatgevende glijcirkel voor een doorsnede op het voorbeeldtracé. ‘Ik heb in Twente civiele techniek & management gestudeerd, dus naast techniek ook bedrijfs- en bestuurskunde’, zegt Paulus Eckhardt (1978), sinds september directeur digitalisering bij de divisie Infrastructuur Nederland van bouwbedrijf Volker- Wessels. ‘Ik ben dan wel geen über techneut, maar gedij wel het best in een technische omgeving, met andere ingenieurs om me heen.’ Vo lkerWessels houdt zich bezig met grootschalige projecten: van rails en wegen tot grote kunst- werken en technische installaties. In al die projec- ten kan digitalisering een belangrijke bijdrage leveren. Aan Eckhardt de taak om de weg te wijzen, zowel extern bij klanten en andere betrokkenen, als intern bij de eigen collega’s. ‘In elke ranglijst over de mate van digitalisering bungelt de bouw- wereld ergens onderaan’, zegt Eckhardt. ‘Andere sectoren, zoals de bankwereld, zijn veel verder. Daar kan onze sector veel van leren.’ Eckhardt rolde na zijn opleiding in het ontwerpen van grote infraprojecten, vooral wegen. Hij werkte veel samen met ingenieurs uit de hoek van de geotechniek. Die praktijk liet hij achter zich toen hij meer in het management betrokken raakte. Hij vervulde leidinggevende functies bij onder meer Ballast Nedam en Arcadis. Via het ontwerpen kwam hij in aanraking met digitalisering. ‘Ontwerpen is hoe je de toekomstig situatie voorstelt. Hoe kom je van de huidige situatie via een tijdelijke situatie naar de gewenste, nieuwe situatie?’ Digitale middelen helpen daarbij, als is het maar om de klant te laten zien wat je als bouwer voor ogen hebt. ‘Een beeld zegt meer dan duizend woorden’, legt Eckhardt uit. ‘Het visualiseren van techniek is vooral belangrijk om het ontwerpvoor- stel inzichtelijk te maken voor niet-ingenieurs. Klanten in de infrasector hebben soms minder verstand van bouwprocessen.’ Een driedimensionaal digitaal model geeft inzicht en duidelijkheid. Maar een 4D-model is vaak beter, zegt Eckhardt. ‘Dan zie je de asset werkelijk ont- staan. Zo’n model maakt ook duidelijk wanneer welk bouwmaterieel moet worden opgesteld. Dat is essentiële informatie, want voor zulke grote machines moet ruimte worden gemaakt op de bouwplaats.’ Eckhardt gelooft in de kracht en de meerwaarde van data. ‘Informatie is smeerolie’, legt hij uit. ‘Zowel in de prestatie van techniek als in de projectbeheersing geldt: hoe meer data hoe beter. Dat geldt zeker in de geotechniek. Het is nu door gebruik van sensoren mogelijk om elke seconde real time informatie te verzamelen, bijvoorbeeld over hoe een specifieke zetting verloopt of over de verplaatsing van een damwand. Die informatie helpt om de vooraf bedachte prestatie te monito- ren. Met de inzet van algoritmen kun je data makkelijker ontsluiten en selecteren wat voor jou van waarde is.’ Eckhardt voorspelt een definitieve doorbraak van infrastructuur die smart is. ‘De ‘slimme ’ brug wordt zonder twijfel de nieuwe standaard. En een huis bouwen zonder het van allerlei sensoren te voorzien, is echt niet meer van deze tijd.’ Hetzelfde ziet Eckhardt gebeuren op de bouwplaats, waarin de toekomst veel meer data zal worden gegene- reerd, via drones, sensoren en laserscanners. ‘Die techniek is nu al voorhanden.’ ‘Hoewel de digitalisering in de bouw vergeleken met andere sectoren nog maar weinig voorstelt, is het niet zo dat Nederland internationaal achterblijft’, stelt Eckhardt. ‘Groot-Brittannië is vooruitstrevend op het gebied van Bouwwerk Informatie Model (BIM), omdat de overheid zich daarvoor sterk maakt. Eckhardt vervolgt zijn betoog: ‘Daar zouden we in Nederland een voor- beeld aan moeten nemen. Wij zijn gewend dat het via marktwerking tot stand komt. In dit geval zou het goed zijn wanneer de overheid de markt meer stimuleert door de ambities verder op te schroeven. En de sector zelf zou de handschoen ook meer moeten oppakken. Want waarom zouden we niet laten zien dat we al veel schoner, sneller en slimmer kunnen bouwen, dan dat de huidige richtlijnen en kengetallen van ons eisen? Op de Geotechniekdag zal Eckhardt een aantal voorbeelden van projecten toelichten, die de meerwaarde van verregaande digitalisering duide- lijk maken zoals op het gebied van parametrisch en geautomatiseerd ontwerpen. ‘Er liggen enorme kansen, ook ondergronds’, zegt Eckhardt. ‘Ik weet dat er nog aardig wat zendingswerk te verrichten is, maar ik geloof absoluut in digitaal en ik wil andere ingenieurs met mijn enthousiasme kan aansteken. Met passie en trots werken aan een sterker Nederland voor komende generaties. Hello, World! Kom op, we gaan aan de slag.’ ! ‘BOUW KAN VEEL LEREN VAN BANKEN’ PAULUS ECKHARDT (VOLKERWESSELS INFRASTRUCTUUR NEDERLAND) GELOOFT IN DIGITALISERING TEKST: PANCRAS DIJK 15 NOVEMBER 2021 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 52 GEOKUNST NOVEMBER 2021 Inleiding Een paalmatras bestaat uit palen met daarboven een aardebaan met onderin een of meer lagen geokunststof wapening. Paalmatrassen zijn een effectieve en economische bouwtechniek bij bouwen op slappe grond. Paalmatrassen worden internationaal steeds meer toegepast voor wegen, spoorwegen, opslagterreinen, industriële terreinen en soms zelfs gebouwen. Ze bieden voordelen boven alternatieve oplossingen, zoals de korte bouwtijd, weinig tot geen restzettingen, weinig invloed op nabijgelegen constructies en weinig tot geen onderhoud. De afgelopen dertig jaar is er wereldwijd veel onderzoek gedaan naar paalmatrassen. Zo is de technologie verder gebracht en zijn we het gedrag van paalmatrassen beter gaan begrijpen. In 2017 organiseerden de auteurs van dit artikel in Shang- hai, China, een Eerste Internationale Workshop over Paalmatrassen. Een vervolg hierop was een Special Issue van het internationale journal Geosynthetics International over paalmatrassen. De lead paper hierin gaf een state-of-the-art review over de paalmatras-technologie, gebaseerd op het persoonlijk werk van de auteurs, onder- zoeksresultaten van anderen in de literatuur, en de uitkomsten van de workshop in Shanghai (Van Eekelen en Han, 2020b). Dit artikel geeft enkele highlights uit deze state-of-the-art review. Het principe van boogwerking WAT IS BOOGWERKING? Boogwerking, en de daaruit volgende belastings- verdeling is de basis van elk rekenmodel waarmee de geokunststof wapening van een paalmatras kan worden ontworpen. Boogwerking is het mechanisme dat belasting naar relatief stijve elementen wordt getrokken. Deze elementen gedragen zich relatief stijf, of ze bewegen relatief weinig in vergelijking met omliggende elementen. Bij een paalmatras gaat dat als volgt: veel belasting wordt naar de palen getrokken (rood in figuur 1). De palen bewegen immers het minste. De rest van de belasting rust op de geokunststof tussen de palen, die samen met de ondergrond vervormt. Deze belasting wordt als volgt verdeeld: –Veel belasting rust op de wapening-strips tussen elke twee naast elkaar gelegen palen (groen in figuur 1). Dat komt doordat deze strips de kort- ste overspanning vormen tussen twee palen. Daardoor zakken de strips relatief weinig. Hier- door wordt er relatief veel belasting naar deze strips getrokken. . Het feit dat de strips relatief veel verticale belasting krijgen, is aangetoond in diverse experimenten (bijvoorbeeld Zaeske, 2001), veldmetingen (bijvoorbeeld Khansari en Vo llmer t, 2020), en 3D numerieke berekening e n (bijvoorbeeld Lee et al., 2020, Van der Peet en Van Eekelen, 2014). Door de grotere belasting op de strips, rekken de strips meer dan de omlig- gende geokunststof. Ook dat is door veel onder- zoekers aangetoond, zowel experimenteel (bijvoorbeeld Van Eekelen et al., 2012), numeriek (bijvoorbeeld Lee et al., 2020) als met veld- metingen (bijvoorbeeld Almeida et al., 2014). –De belasting op de wapening-strips is niet unif orm. Immers: hoe dichter bij de paal, hoe minder de strip kan zakken, en hoe meer belasting er heen gaat. Er rust dus meer belasting op de strip dicht bij de paal dan op het deel van de strip midden tussen twee palen. Figuur 1b laat zien hoe concentrische bogen deze belastingsverdeling kunnen verklaren. In dit model loopt de belasting in de richting van de bogen. Gro- tere bogen geven meer belasting door. Dit concept werd bedacht en uitgewerkt door Van Eekelen et al. (2013, 2015 , zie figuur 2) en later bevestigd door verschillende onderzoekers met numerieke berekeningen, waaronder Van der Peet en Van Eekelen (2014) en experimenten (Rui et al., 2019, zie figuur 3). Veel onderzoekers (bijvoor- beeld Girout et al. (2016), Lehn et al. (2016), Pham et al. (2021) en Sondermann et al. (2014)) hebben inmiddels het analytisc he Concentric Arches (CA) model ook gevalideerd en vergeleken met andere analytische modellen. Het CA model heeft zo zijn beperkingen, maar het doet het beter dan andere beschikbare analytische modellen. Onze CUR 226 (2016) rekent er ook mee. BOOGWERKING BIJ ZAKKING VAN DE ONDERGROND Boogwerking ontwikkelt zich als de ondergrond tussen de palen zakt. De meeste boogwerkings- modellen nemen dit niet mee. Het CA model ook niet. Sommige modellen rekenen wel met zetting van de ondergrond. We noemen hierbij één belangrijke ontwikkeling: de Ground Reaction Curve (GRC). In Californië ontwikkelden Iglesia en medewerkers oorspronkelijk dit GRC concept (Iglesia et al, 1991, 1999 en 2014). Anderen pasten het weer wat aan, zie bijvoorbeeld figuur 4. De GRC beschrijft hoe boog-werking zich ontwikkelt bij doorgaande zetting van de ondergrond tussen de palen, voor een paalmatras zonder geokunststof. In het begin PAALMATRASSEN, STATE-OF-THE-ART Figuur 1 – Boogwerking in een paalmatras (a) schematisatie van de belastingsverdeling en (b) concentrische bogen verklaren deze belastingsverdeling. Grotere bogen geven meer belasting door. a b Prof. Jie HanThe University of Kansas, USA dr. ir. Suzanne J.M. van EekelenDeltaresneemt de boogwerking toe bij toenemende zakking van de ondergrond. Dat betekent dat de lijn in figuur 4 daalt: de belasting op de onder- grond tussen de palen neemt af. Op een bepaald moment bereikt de boogwerking een maximum. Dat gebeurt bij punt C in figuur 4. Bij verdere zakking van de grond tussen de palen ontstaan glijvlakken en neemt de boogwerking weer af en de belasting op de ondergrond toe. Uiteindelijk wordt een ‘ultimate arching’ bereikt (punt F) en ontstaan rechte glijvlakken. Als de aardebaan niet te hoog is, dan kunnen die glijvlakken doorlopen tot aan het oppervlak. De GRC relateert de boogwerking aan de zakking van de grond tussen de palen. Dit doet het Concen- tric Arches model niet. Het GRC kan daarom een uitbreiding zijn van het Concentric Arches model en sommige onderzoekers uit bijvoorbeeld de USA en Australië stellen dat ook voor. Tot nu toe baseren ook zij hun werk echter op proeven zonder geokunststof wapening. Experimenten met geokunststof wapening (figuur 5) laten zien dat bij het gebruik van geokunststof wapening de boogwerking zich sneller ontwikkelt en stabieler is. Bovendien wordt de uiterste boogwerkings-toestand niet bereikt omdat de geokunststof wapening actief wordt en het ontstaan van glijvlakken voorkomt. Rechte glijvlak- ken worden dan ook niet gevonden, zoals te zien in figuur 3. Verder onderzoek zal aantonen hoe de GRC curve er uit moet zien als er geokunststof wapening wordt toegepast. Daarna kan het een waardevolle aanvulling zijn op het Concentric Arches model. 53 GEOKUNST NOVEMBER 2021 SAMENVATTING In 2017 organiseerden de auteurs van dit artikel de Eerste Internationale Workshop over Paalmatrassen. Twintig internationale exper ts en 70 deelnemers waren aanwezig bij de workshop die werd gehouden in de Tongji universiteit in Shanghai in China. Vervolgens kregen de auteurs van dit artikel de kans om op te treden als gast-redacteur van een Special Issue van het internationale wetenschappelijke tijdschrift Geosynthetics International (Van Eekelen en Han, 2020a). Deze speciale uitgave bevat 14 journal papers, plus een lead paper van de hand van de gast-redacteurs (Van Eekelen en Han, 2020b). De paper geeft een zeer uitgebreid overzicht van de state-of-the-art van paalmatrassen. Dit artikel in GeoKunst beschrijft enkele highlights uit de state-of-the-art paper. Figuur 3 – Deformaties in de 2D-experimenten van Rui et al. (2019). We zien concentrische bogen, waarbij de bovenste bogen hoger zijn dan cirkels, en de onderste bogen lager zijn dan cirkels. Dat is anders dan in het CA model. Maten in mm. Rechts metingen, links een interpretatie daarvan geprojecteerd op het vervormde schaalmodel. Figuur 4 – De Ground Reaction Curve voor paalmatrassen zonder geokunststof wapening (versie van Han et al., 2019, gebaseerd op het werk van Iglesia et al, 1991, 1999 en 2014) dgeokunststof (m) is de maximale doorhanging van de geokunststof. s xen a worden uitgelegd in Tabel 1, het eerste plaatje. Figuur 5 – De Ground Reaction Curve in vier experimenten met geokunststof wapening van Van Eekelen et al., (2012) vergeleken met de GRC’s van King et al (2017) en Han et al. (2019), beide zonder geokunststof wapening. GR = geokunststof wapening. dgeokunststof (m) is de maximale doorhanging van de geokunststof. sxen aworden uitgelegd in Tabel 1, het eerste plaatje. EA2% is de stijfheid van de geokunststof bij 2% rek en een belastingsduur die overeenkomt met de proefduur (1 dag). aBij tests K1 en T3 is de stijfheid van de geokunststof in de x- en y-richting verschillend, beide waarden zijn gegeven. Figuur 2 – 3D versie van het Concentric Arches model van Van Eekelen et al. (2013) en Van Eekelen (2015).54 GEOKUNST NOVEMBER 2021 a. Lai et al. (2018): geen GR ; gebaseerd op 2D DEM berekeningen, Hcais de kritische hoogte boogwerkings hoogte, bijvoorbeeld 0.8·(s x- a) en Hcode kritische aardebaan hoogte, bijv, 3·a. b. CUR226, 2016 (Van Eekelen, 2015). Met GR. Gebaseerd op kleine-schaal-proeven en een theoretische oplossing. c. EBGEO, 2010 (Zaeske, 2001): met GR. Gebaseerd op kleine-schaal-proeven en een theoretische oplossing. d. BS8006 2010 (Jones et al., 1990): met GR, gebaseerd op experimenten met leidingen. e. Rui et al. (2019a): met GR, gebaseerd op 2D experimenten. f. Hewlett and Randolph (1988): gebaseerd op lab proeven en een theoretische oplossing. Zonder GR. Hewlett and Randolph (1988) bevelen wel aan GR te gebruiken maar nemen de invloed van het GR niet mee en geven geen rekenregels voor het GR. Hele lage aardebaan Lage aardebaan Hoge aardebaan 2D: H< Hca “shear plane arching” 2D: Hca !H< Hca+Hco “partial arching” 2D: H"Hca +Hco “full arching” 2D: H<0.5( sx- a) 3D: H< 0.5( sd- d ) “partial arching” 2D: 0.5( sx- a) !H< 0.5 sx 3D: 0.5( sd- d ) !H< 0.5 sd “partial arching” 2D: H"0.5 sx 3D: H"0.5 sd “full arching” 3D: H< 0.5 sd “partial arching” 3D: H< 0.5 sd “partial arching” 3D: H"0.5 sd “full arching” 3D: H< 0.7·( sx- a) 3D: 0.7( sx - a) !H<1.4( sx- a) “partial arching” 3D: H"1.4 ( sx- a) “full arching” “Concentric Ellipse Pattern (CEP)” H< 1.75 ( sx- a) and ( sx- a)/a< 2.5 “Equal Settlement Pattern - Concentric Arches (ESP-CA)” H"1.75 ( sx- a) en ( sx- a)/a"2.5 Ta bel 1 - Partiële en volledige boogwerking voor paalmatrassen met en zonder geokunststof voor verschillende aardebaanhoogtes. De gestreepte lijnen tonen de richting van de grootste hoofdspanning. GR = geokunststof wapening, sxis hart-op-hart afstand van de palen in de x-richting, ais de breedte van een vierkante paaldeksel, dis de diameter van een ronde paaldeksel. Niet van toepassing. Niet van toepassing. H< 0.5 sd Kritische gebied in de top van iedere 3D boog Ecrown < Epile cap H"0.5 sden bijvoorbeeld voor != 30 oen s= 3· a––––>H< 2· s Kritisch gebied bij de paaldeksels Ecrown > Epile cap , wat bijvoorbeeld gebeurt bij != 30 oen s= 3· a––––>H< 2· sDUNNE EN DIKKE AARDEBANEN Als een aardebaan voldoende dik is, dan kan de boogwerking zich volledig ontwikkelen. Zonder geokunststof wapening kunnen zich dan rechte glijvlakken ontwikkelen. Met geokunststof wape- ning vertonen de vervormingen concentrische ellipsen zoals te zien in figuur 3. Is de aardebaan niet voldoende dik, dan zal de boogwerking zich slechts gedeeltelijk kunnen ontwikkelen: ‘partial arching’. De beschrijving van deze partiële en volledige boogwer king verschilt per onderzoeks- groep (zie Tabel 1). FACTOREN VAN INVLOED OP BOOGWERKING Veel onder zoekers onder zochten de invloed van diverse factoren op de boogwerking. Ze toonden aan dat de volgende factoren veel invloed hebben, zoals: –aardebaandikte: hoe dikker hoe meer boog- werking; –grotere paaldeksels en een kleinere afstand tussen de palen geeft meer boogwerking; –een hogere wrijvingshoek van de matrasvulling geeft meer boogwerking; –zettingen van de slappe ondergrond tussen de palen (consolidatie) spelen een rol bij de ontwik- keling van de boogwerking, zie figuren 4 en 5; –bovenbelasting: uniform, lokaal of dynamisch. De boogwerking blijkt een stuk minder gevoelig voor dynamische belasting als er (voldoende) geokunststof wapening wordt toegepast. Ook het vergroten van de dikte van de aardbaan helpt. Er wordt nog veel onderzoek uitgevoerd naar de invloed van lokale of dynamische belastingen. Onder andere bij de Kyung Hee Universiteit in Zuid-Korea, in samenwerking met Deltares, loopt een onderzoek naar de invloed van een hoge-snelheidstrein op een paalmatras. Momenteel hanteert CUR 226 een model van Heitz (2006) om de boogwerking te reduceren als er een relatief zware verkeersbelasting is. Van Eekelen en Han (2020b) gaan uitgebreid in op de invloed van verschillende typen bovenbelasting. Het ontwerp in de praktijk Dit hoofdstuk gaat in op enkele factoren die zijn gerelateerd aan het ontwerp van paalmatrassen. Meer factoren en meer details zijn te vinden in de oorspronkelijke paper (Van Eekelen en Han, 2020b) Eisen en randvoorwaarden AARDEBAANHOOGTE Er zal geen verschilzetting optreden aan het oppervlak als de aardebaandikte groter is dan de kritische dikte, Hcrit . Veel ontwerpers hanteren Hcrit daarom als een minimum. Er is daarom veel onderzoek verricht naar de dikte van Hcrit , en daar is nog geen consensus over. Onze CUR 226 (2016) vindt het niet nodig om Hcrit als minimum te hanteren, zolang na oplevering van het werk de verschilzettingen maar acceptabel zijn. Een groot deel van de zettingen treedt immers op tijdens de bouw: de geokunststof wapening begint al meteen tussen de palen te zakken. Als vlak voor oplevering het wegdek vlak wordt afgewerkt dan moet de weg daarna vlak blijven. CUR 226 schrijft wel een minimale matrasdikte van 0.66( sdiagonaal –a). Hierbij is sdiagonaal (m) de diagonale hart-op-hart afstand tussen de palen en a(m) de breedte van de paaldeksel. De deelnemers van de Eerste Inter- nationale Workshop over paalmatrassen in China waren het er over eens dat dit een goede eis is. PALENPATROON De meeste richtlijnen zetten de palen in een rechthoekig patroon, hoewel de USA en Duitsland ook driehoekige palenpatronen accepteren. Recht- hoekige patronen werken beter met uniaxiale en biaxiale geokunststoffen en zijn gemakkelijker om te analyseren en te berekenen. Over de aanpak van het ontwerp van driehoekige patronen bestaat nog geen consensus, hoewel er al veel over is geschreven. Zo lieten Zhang et al. (2019) zien dat de locatie van de geokunststof-strips die het meeste rekken, mede afhankelijk is van de vorm van de paaldeksels (figuur 6). De groep van Liyana- pathirana laat met 3D numerieke berekeningen zien dat een vierkant palenpatroon efficiëntere boogwerking oplevert: bij dezelfde ‘coverage ratio’ (evenveel paaldeksel per m 2) was minder geo-kunststof wapening nodig (Wijerathna & Liyana-pathirana, 2020). Zij modelleerden de geokunst- stof wapening als een membraan met een uniforme stijfheid (multi-axiaal). PALEN OP KLEEF Palen op kleef worden weinig toegepast. Er zijn wat uitzonderingen, zoals in India en China, en onze busbaan van begin deze eeuw langs de N247 bij Monnickendam. Maar meestal waagt men er zich niet aan, zelfs niet bij bijzonder dikke slappe lagen. Zo is er in Lissabon een paalmatras op meer dan 50 m lange palen. Er is wel veel onderzoek gedaan naar palen op kleef. Interessant is bijvoor- beeld het werk van Cao et al. (2016), zie figuur 7. De rekken in hun veldmetingen nemen afwisselend af en toe. Zij verklaren dat als volgt: 55 GEOKUNST NOVEMBER 2021 Figuur 6 – Rek-strips: waar treedt de meeste rek op in de geokunststof wapening? 3D numerieke berekeningen van Zhang et al. (2019). Ze modelleerden een geogrid als een biaxiaal lineair elastisch materiaal. (a) vierkant palen patroon en vierkante paaldeksels, voor ronde paaldeksels is het resultaat hetzelfde (b) driehoekig palenpatroon en vierkante paaldeksels (c) Driehoekig palenpatroon en ronde paaldeksels. Figuur 7 – Veldproeven Cao et al. (2016). Rek gemeten in de geokunststof wapening, gemeten gedurende en na het ophogen van een aardebaan op kleefpalen.56 NOVEMBER 2021 1. Toename van belasting op de palen laat de palen zakken. Dit geeft een afname van de verschil- zettingen tussen paaldeksels en consoliderende slappe grond tussen de palen. Hierdoor neemt de rek in de geokunststof af. 2. Na het zetten van de palen wordt een deel van de axiale belasting op de palen overgedragen op de omliggende slappe grond. Hierdoor gaat die slappe grond zakken en neemt de rek in de geokunststof wapening toe. Dit proces herhaalt zich vervolgens in fasen 1a en 2a, zie figuur 7. Als de palen zich te slap gedragen in vergelijking met de omliggende slappe grond, dan mag er niet worden gerekend met boog- werking. De inzichten over hoeveel stijver de palen moeten zijn dan de omliggende grond verschillen sterk. De auteurs van dit artikel vinden dat er met boog- werking mag worden gerekend als de palen-grond ratio 50-100 is of groter (Han, 2015). Dat wil zeg- gen: kp/ks> 50 tot 100, waarbij kp= Fp/(sp•Ap) met Fp(kN) de totale axiale paalbelasting, sp(m) de zetting van de paaldeksel, Ap(m2) het oppervlak van de paaldeksel, ks= !s/z met s(kPa) de gemiddelde belasting op de slappe grond en z(m) de zetting van de grond. Dit betekent meestal dat steenkolommen niet voldoen, en mixed-in-place kolommen wel. Deze eis is strenger dan die van CUR 226 ( kp/ks !10). WATER Het komt internationaal nauwelijks voor dat de aardebaan geheel of gedeeltelijk onder de grond- waterspiegel ligt. Juist in Nederland gebeurt het wel eens, hoewel de rekenregels van CUR 226 hier- voor niet zijn gevalideerd. Valideren valt namelijk niet mee, aangezien er nauwelijks metingen van paalmatrassen zijn die deels of geheel onder grondwater liggen. Een uitzondering vormen de metingen van Van Eekelen et al. (2021), en deze metingen lopen nog. Franse, Amerikaanse en Nederlandse onderzoekers hebben eerder al eens gemeten dat heftige regenval een (tijdelijke) invloed heeft op de boogwerking. Song et al. (2018) lieten met experimenten zien dat de boog- werking minder kan worden als de aardebaan voor een belangrijk deel onder de freatische lijn ligt. Deltares is momenteel schaalproeven aan het uitvoeren met wisselende waterstanden. Ver t icale deformatie maaiveld Er wordt maar weinig analytisch gerekend aan zettingen of zettingsverschillen die op maaiveld- niveau optreden. Veel vaker worden vervormings- eisen gesteld aan de verschilzettingen op het niveau van de geokunststof of de rekken van het geokunststof. Dat rekent namelijk veel een- voudiger. Uitzonderingen zijn de rekenmodellen van Rui et al. (2020, 2D), Filz et al. (2019) en onze eigen oude CUR 226 uit 2010. Voor dit laatste was een 3D -uitbreiding gemaakt voor paalmatrassen van het werk van Peck (1969). SPREIDKRACHTEN De meeste ontwerprichtlijnen (Duits, USA, Brits, Nederlands) schrijven voor hoe spreidkrachten moeten worden meegenomen langs de randen van de paalmatras. Zeker voor hoge aardebanen heeft dit veel impact op het geokunststof-ontwerp. Fahmy (2008 en 2019) liet met proeven en numeriek onderzoek zien dat de spreidkrachten mogelijk worden overschat, omdat onder andere het effect van de stijfheid van de ondergrond wordt onderschat. Duitsland heeft in de EBGEO Fahmy’s model overgenomen en rekent daarom met minder spreidkrachten. Numerieke berekeningen Vrijwel alle landen voeren numerieke berekeningen uit om het volgende te bepalen: –Vervormingen en buigende momenten in de palen. Dit is vooral belangrijk onder taluds, of bij horizontale grondverplaatsingen ten gevolge van bouwactiviteiten. –Naar globale stabiliteit wordt in de meeste landen niet of nauwelijks gekeken. Dat is niet helemaal terecht. Onderzoekers en incidenten bij praktijkprojecten toonden onder andere instabiliteit aan door overschrijding van het opneembaar buigend moment of dwarskracht van de palen, door het kantelen van de palen of het roteren van paaldeksels. Limit equilibrium modellen (zoals Bishop) overschatten de veilig- heid van paalmatrassen, vooral als de palen bezwijken door buigend moment of rotatie. Numerieke berekeningen worden daarom steeds vaker ingezet voor dit doel. –Complexe geometrieën of complexe constructie- processen. –Gevolgen van horizontale belastingen, zoals verkeersbelastingen. Bronnen – Cao, W.Z., Zheng, J.J., Zhang, J. & Zhang, R.J., 2016. Field test of geogrid-reinforced and floating pile-supported embankment. Geosynthetics Inter- national, 2016, 23(5): 348-361. – CUR 226, 2016. Ontwerprichtlijn paalmatras- systemen. CROW – CBRCurnet. – CUR 226, 2010. Ontwerprichtlijn paalmatras- systemen. CUR Bouw & Infra. – Van Eekelen, S.J.M., Zwaan, R., Nancey, A, Hazen- kamp, M., Jung, Y.-H., 2021. Veldmetingen in een onderwater paalmatras met geotextiel wa pening. GeoKunst, GeoTechniek, juni 2021, 54-59. – Van Eekelen, S.J.M. en J. Han (Eds.), 2020a. Special Issue on Geosynthetic-reinforced pile- supported embankments. Geosynthetics Inter- national, Volume 27, no. 2. https://www.icevirtu- allibrary.com/toc/jgein/27/2 en https://www.ice- virtuallibrary.com/toc/jgein/27/3. – Van Eekelen, S.J.M. en J. Han, 2020b. Geosyn- thetic-reinforced pile-supported embankments: state of the art. Geosynthetics International, Vo l u m e 2 7 , n o . 2 , p p 1 - 3 0 , https://doi.org/10. 1680/ jgein.20.00005. – Van Eekelen, S.J.M., 2015. Basal Reinforced Piled Embankments. PhD thesis, TU Delft, Delft. http://repository.tudelft.nl/view/ir/uuid%3A492 dc4f3-9345-439e-9268-7c27c57e110b/. – Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A. van Tol, A.F., 2013. An analytical model for arching in piled embankments. Geotextiles and Geomembranes 39: 78-102. – Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Lodder, H.J. & Van Tol, A.F., 2012. Model experiments on piled embankments Part I. Geotextiles and Geomem- branes, 32: 69-81. – Fahmy, G.S., 2008. Lateral spreading in basal reinforced embankments supported by pile-like elements. PhD thesis, Schriftenreihe Geotechnik. Heft 20. Universität Kassel, Germany. – Fahmy, G.S., 2019. Reinforced Embankments on Soft Soil, Focus on Lateral Spreading. In: Proceedings of GeoMeast 2018, Giza, Greater Cairo, Egypt. Choudhury, D. et al. (Eds.), SUCI, pp. 53–61. https://doi.org/10.1007/978-3-030-01920-4_5. – Filz, G.M., Sloan, J. A., McGuire, M.P., Smith, M., and Collin, J., 2019. Settlement and vertical load transfer in column-supported embankments. J. Geotech. Geoenviron. Eng., ASCE, 145(10): 04019083-1 to 15. – Girout, R., Blanc, M., Thorel, L., Fagundes, D.F. & Almeida, M.S.S., 2016. Arching and Deformation in a Piled Embankment: Centrifuge Tests Compared to Analytical Calculation s. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, Volume 142 Issue 12. – Han, J., 2015. Principles and Practice of Ground Improvement, John Wiley & Sons, Hoboken, New Jersey, USA, ISBN: 978-1-118-25991-7, 432p. – Han, J., Wang, F., Al-Naddaf, M., and Xu, C., 2017. “Progressive development of soil arching with displacement.” ASCE International Journal of Geomechanics, 17(12), 04017112-1 to 12. – Heitz, C., 2006. Bodengewölbe unter ruhender und nichtruhender Belastung bei Berücksichtigung von Bewehrungseinlagen aus Geogittern. PhD Thesis, Schriftenreihe Geotechnik, Uni Kassel, Heft 19. – Iglesia, G.R., Einstein, H.H. & Whitman, R.V., 2014. Investigation of Soil Arching with Centrifuge Te s t s . J o u r n a l o f G e o t e c h n i c a l a n d G e o e n v i r o n - mental Engineering, 140(2). – Iglesia, G.R., Einstein, H.H., and Whitman, R.V., 1999. Determination of vertical loading on under- ground structures based on an arching evolution concept. Geo-Engineering for Underground Facili- ties, G. Fernandez and R. A. Bauer, eds., ASCE, Reston, VA, 495–506. – Iglesia, G.R., 1991. Trapdoor experiments on the centrifuge: A study of arching in geomaterials and similitude in geotechnical models. Ph.D. thesis, Dept. of Civil Engineering, MIT, Cambridge, Massachusetts, USA. GEOKUNST57 GEOKUNST NOVEMBER 2021 – Khansari, A. & Vollmert, L., 2020. Load transfer and deformation of geogrid-reinforced piled embankments: field measurement. Geosynthetics International, Special Issue GRPS Embankments, https://doi.org/10.1680/jgein.19.00002. – King, D.J., Bouazza, A., Gniel, J.R., Rowe, R.K. & Bui, H.H., 2017. Serviceability design for geosyn- thetic reinforced column supported embankments. Geotextiles and Geomembranes, 45(4): 261-279. – Lee, T., Van Eekelen, S.J.M., Jung, Y.-H., 2020. Numerical verification of the Concentric Arches model for geosynthetic-reinforced pile-supported embankments: applicability and limitations. In: Can. Geotech. Canadian Geotechnical Journal. 58(3): 441-454. https://doi.org/10.1139/cgj-2019-0625 . – Lehn, J., Moormann, C. & Aschrafi, J., 2016. Numerical Investigations on the Load Distribution over the Geogrid of a Basal Reinforced Piled Embankment under Cyclic Loading. Advances in Transportation Geotechnics 3. The 3rd Inter- national Conference on Transportation Geotechnics (ICTG 2016), Guimarães, Portugal. Procedia Engi- neering, 143: 435–444, Elsevier. – Peck, R.B., 1969. Deep excavations and tunneling in soft ground. Proc. ICSMFE7, Mexico City, 225-290. – Van der Peet, T.C. and Van Eekelen, S.J.M., 2014. 3D numerical analysis of basal reinforced piled em- bankments. Proceedings of 10ICG, September 2014, Berlin, Duitsland. – Pham, T.A., Dias, D., 2021. Comparison and evaluation of analytical models for the design of ge- osynthetic-reinforced and pile-supported embankments. Geotextiles and Geomembranes, Vo l u m e 4 9 , I s s u e 3 , J u n e 2 0 2 1 , p p 5 2 8 - 5 4 9 . – Rui, R., Han, J., Van Eekelen, S.J.M. & Wan, Y., 2019. Experimental Investigation of Soil-Arching Development in Unreinforced and Geosynthetic- Reinforced Pile-Supported Embankments. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Enginee- ring, 2019, 145(1): 04018103,e10.1061/(ASCE) GT. 1943-5606.0002000. – Rui, R., Zhai, Y. Han, J., Van Eekelen, S.J.M., & Chen, C., 2020. Deformations in Trapdoor Tests and Piled Embankments. Geosynthetics Inter- national, Special Issue GRPS Embankments, Volume 27 Issue 2, April, 2020, pp. 219-235 https://doi. org/10.1680/jgein.19.00014. – Sondermann, W., Topolnicki, M., 2014. Bemessung von Lastverteilungsschichten mit unterschied- lichen Berechnungsmodellen und Vergleich mit In-situ Messungen. 33. Baugrundtagung, 23-26.09. 2014, Berlijn, Duitsland. – Wijerathna, M. & Liyanapathirana, D.S., 2020. Load transfer mechanism in geosynthetic rein- forced column-supported embankments, Geosyn- thetics International, Special Issue GRPS Embank- ments, 27:3, 236-248, https://doi.org/10.1680/ jgein.19.00022. – Zaeske, D., 2001. Zur Wirkungsweise von unbewehrten und bewehrten mineralischen Trag- schichten über pfahlartigen Gründungselementen. PhD Thesis, Schriftenreihe Geotechnik, Universität Gh Kassel, Kassel, Germany. Heft 10. – Zhang, Z., Wang, M., Ye, G.-B. & Han, J., 2019. A novel 2D-3D conversion method for calculating maximum strain of geosynthetic reinforcement in pile-supported embankments. Geotextiles and Geomembranes, 47(3): 336-351. ! NAUE Prosé Geotechniek B.V. Nederland Tel.: +31 58 257 2954 prose@naue.com - w w w.naue-prose.com PROSÉ Innovatieve & maatwerk oplossingen voor de waterbouw. NEDERLAND ZONDER MOBILITEIT IS ALS KANALEN ZONDER NAUE 25 Dat het vakblad Geotechniek al 25 jaar wordt uitgebracht maakt dat ik eigenlijk niet beter weet. Mijn carrière telt slechts 21 jaar of als ik het echt uitmelk en een stage en bijbaan in het vakgebied erbij optel, kom ik waarschijnlijk op een jaartje extra uit maar meer dan dat gaat het niet worden. Ik ben zelf erg verheugd dat ons ingenieursbureau Hektec, waar ik nog steeds een positie bekleed, dit jaar ook 25 jaar bestaat! Dit kán bijna geen toeval zijn. Voor mij persoonlijk geldt, maar ook voor de collega’s die ik door de jaren heen bij dit groeiende bedrijf heb mogen verwelkomen, dat wij veel kennis aan Geotechniek hebben ontleend. Als echte junior die zijn CGF examen nog moest halen was ik indertijd druk met de voorbeeld examenvragen die in het blad gepubliceerd werden. Later, toen deze basis er lag, boden de artikelen vaak aanknopingspunten voor het oplossen van geotechnische vraagstukken waar ik in de dagelijkse praktijk van het inge- nieursbureau en het funderingsbedrijf tegenaan liep. Naast de in het blad gepubliceerde kennis bood het een overzicht van de Geotechnische Gemeenschap in ons land en soms een eindje daarbuiten waardoor het voor mij mogelijk werd om in te schatten wie mij en het bedrijf verder kon helpen als wij er niet meer uitkwamen. Als KIVI-lid krijg ik het blad thuis en als Member ook op kantoor. Het is belangrijk om te waarborgen dat jongere ingenieurs het ook onder ogen krijgen en er op dezelfde manier gebruik van kunnen maken zoals ik dat nog steeds doe. Dat kan natuurlijk ook met een link naar de digitale versie of naar het PDF archief, echter het zwaaien met het nieuwe glossy magazine valt toch meer op dan e-mail nummer 101 op een zekere dag… Veel later ben ik de kennis die wij als bedrijf opdoen, veelal in samenwerking met andere bedrijven gaan delen door ook zelf te gaan schrijven voor het magazine. Hoewel ik geen groot leverancier ben, kan ik wel zeggen dat ik daar toch voldoening uithaal. De afgelopen jaren ben ik als bestuurslid van KIVI Geotechniek ook nog op een andere manier betrokken bij het vakblad en praten wij ook over hoe de toekomst eruit kan zien. Dat is erg belangrijk in een wereld die steeds sneller en meer en meer online lijkt te draaien. Ik geloof erin! Na dit gelezen te hebben concludeert u vast ook dat het vakblad Geotechniek een rode draad in of wellicht zelfs een deel van het fundament onder mijn carrière zou kunnen zijn en dat de content zeer waardevol is geweest voor Ingenieurs- bureau Hektec gedurende haar 25-jarig bestaan. Ik ben daarom verheugd dat wij dit samen kunnen vieren. Ik hoop op tenminste nog 25 jaar erbij, al is het alleen maar omdat ik er graag de rest van mijn carrière nog op alle genoemde manieren gebruik van wil blijven maken. www.hektec.nl 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek DUBBEL JUBILEUM Ing. Patrick IJnsen, MBA, IEng directeur Van ‘t Hek Groep 9 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 Grondlegger van het familiebedrijf is Jan Lankelma. Hij ontwikkelt een techniek om moerasgas, ook wel brongas genoemd, te winnen en legt vanaf 1896 bij talloze boerderijen in droogmakerijen en veenweidegebieden zogeheten brongasinstallaties aan. Het gas was onder zuurstofloze omstandig- heden ontstaan door afbraak van organisch materi- aal en opgelost in het grondwater. Voor de winning van dit gashoudende water werd in eerste instantie een zogeheten Nortonpijp – een stalen buis met perforaties in het onderste deel – de grond ingesla- gen. Al snel stapte Lankelma voor het maken van de grondwaterputten over op pulsboringen. Was de put gereed, dan werd een corrosieongevoelige houten stijgbuis aangebracht. Het grondwater steeg door deze buis naar het maaiveld, waar gas en water werden gescheiden. Het gas werd gebruikt voor verlichting en koken en het water voor het koelen van de melk. Grondonderzoek Rond 1900 schakelen veel fabrieken over op stoom- kracht en neemt de behoefte aan koel- en ketel- water enorm toe. Lankelma speelt hier op in en ver- richt door het hele land boringen voor grond-wa- terputten. In de decennia hierna kent het grondboorbedrijf moeizame jaren met weinig inkomsten. Na de oorlog nemen de werkzaamhe- den en daarmee ook de omzet weer snel toe. Niet alleen voor alle zuivelfabrieken in de omgeving boort Lankelma putten, maar ook voor tal van andere bedrijven in de Zaanstreek. De firma wordt ondertussen geleid door de derde generatie Lankelma’s. In 1948 koopt de firma een sondeer- apparaat. Gerard Lankelma: “Met die aankoop startte twee nieuwe bedrijfsactiviteiten die inmid- dels ons ‘core business’ zijn: grondonderzoek en geotechniek. Een paar jaar later komt daar met de aanschaf van een heimachine ook de funderings- techniek bij.” Begin jaren zestig bestaat de hoofdmoot van de werkzaamheden nog uit het boren van grondwater- putten. In de zeventiger jaren wordt de regelgeving voor grondwateronttrekkingen strenger en wordt het gebruik van grondwater voor koeling voor bedrijven minder aantrekkelijk. Daardoor nemen de orders voor deze werkzaamheden af. Anticiperend op deze ontwikkeling breidt Lankelma de activitei- ten op het gebied van funderingstechnieken en geotechniek uit. Zo koopt de vader van Gerard in die tijd de eerste sondeerwagen van het bedrijf, een oude Engelse legertruck. Een paar jaar later wordt deze vervangen door een modern exemplaar. Sonderingen Onder leiding van Gerard, de vierde generatie Lankelma, maakt het bedrijf een sterke groei door. Naast grondboringen richt het bedrijf zich op funderingswerken, waarbij de nadruk ligt op trillingsarme en trillingsvrije technieken. Denk aan stalen buispalen, schroefpalen en hydraulisch inge- dreven drukpalen. Daarnaast voert het bedrijf steeds meer grondonderzoek uit, waarvoor niet alleen boringen worden gedaan maar ook steeds vaker sonderingen. Vanaf 1989 gebeurt dat met een geavanceerde elektrische 20-tons sondeer- wagen. De geotechnisc he activiteiten nemen zo sterk toe dat de specialistische afdeling geotech- 42 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 Foto 1 – V.l.n.r. Mary, Anne en Gerard Lankelma. Foto 2 – De eerste jaren. TEKST: PETER JUIJN INGENIEURSBUREAU LANKELMA BESTAAT 125 JAAR VAN GRONDBOORBEDRIJF TOT GERENOMMEERD GEOTECHNISCH ADVIESBUREAU ADVERTORIAL43 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 SAMENVATTING De afgelopen 125 jaar heeft Ingenieursbureau Lankelma de nodige stormen doorstaan. Ondernemerschap en doorzettingsvermogen zorgden echter elke keer weer voor continuïteit. Inmiddels staat de vijfde generatie aan het roer. In een nagelnieuw en energieneutraal bedrijfspand in Purmerend spraken we met directeur Anne Lankelma en haar vader Gerard over de bedrijfshistorie en de plannen voor de toekomst. Foto 3 – Sondeerwagens. Foto 4 & 5 – De Dijkrups. Foto 6 – Aan de slag bij Schiphol. ADVERTORIALniek rond 1990 uitgroeit tot een zelfstandige tak van het bedrijf. Ook het personeelsbestand groeit enorm met op het hoogtepunt in 2003 ongeveer 250 werknemers. “Een bedrijf leiden met een dergelijke omvang paste eigenlijk helemaal niet bij me”, vertelt Gerard Lankelma. “Ik ben een doener, vind het leuk om zelf materieel steeds verder te perfectioneren en haal via mijn uitgebreide contacten voortdurend werk binnen. De bedrijfsvoering ging niet goed, maar ik wilde niet failliet gaan. Daarom heb ik in 2003 be- sloten om de funderingsbedrijven, die toen het meeste werk verzetten, te verkopen en met ongeveer zestig man door te gaan met onze booractiviteiten en geotechnische werkzaamheden. Dat liep goed totdat ik ernstig ziek werd. We hebben toen heel snel een interim-directeur ingehuurd om het bedrijf draaiende te houden. Dat was achteraf een uiterst ongelukkige keuze. De man bleek kwaadwillend en heeft het bedrijf in korte tijd leeg- getrokken.” Speciaal materieel “De situatie was zo ernstig, dat we een faillisse- ment moesten aanvragen”, vult Anne Lankelma aan. “Dat was in 2011. Als driejarige had ik al geroepen dat ik ooit het bedrijf wilde overnemen en die wens was altijd gebleven. Tijdens mijn schooltijd ging ik ‘s ochtends vroeg vaak eerst met mijn vader mee naar een klus en van jongs af aan heb ik meegewerkt in het bedrijf. Toen mijn vader, moeder en ik de noodsituatie bespraken heb ik dan ook heel nadrukkelijk gezegd dat ik graag door wilde. Uiteindelijk is het bedrijf wel verkocht, maar met een aantal medewerkers die nog geen nieuwe baan hadden gevonden, hebben we een soort door- start gemaakt. Daarbij hadden we het geluk dat we van de curator nog wat materieel konden kopen.” Anne vervolgt: “Sindsdien hebben we het bedrijf weer geleidelijk opgebouwd en inmiddels hebben we bijna twintig mensen in dienst. Ik ben in 2015 directeur-grootaandeelhouder geworden en dit jaar zijn we verhuisd naar ons nieuwe pand in Purmerend. Ik houd me vooral bezig met de com- merciële en organisatorische zaken en mijn vader ondersteunt me op het te chnische vlak. Als bedrijf richten we ons vooral op grondonderzoek, geotech- niek en funderingstechniek. Gerard: “Onze kracht is dat we niet alleen standaardklussen kunnen doen, maar ook in staat zijn om op moeilijk bereik- bare plaatsen, waar de meeste mensen denken dat het niet kan, sonderingen en funderingswerken uit te voeren.” “We hebben daarvoor geavanceerd materieel dat we zelf voortdurend verbeteren. Een mooi voor- beeld is ons kleine, demontabele sondeerapparaat, waarmee we in kleine ruimten zoals een kelder sonderingen kunnen doen. Daarnaast beschikken we onder andere over een treinwagon voor grond- onderzoek op het spoor, een dijkrups, een rups- voertuig voor sonderingen op moeilijk begaanbare waterkeringen en taluds en een hefeiland dat bestaat uit diverse losse elementen die we met een vrachtwagen kunnen vervoeren. Verder hebben we een aantal sondeerwagens en een zogeheten Normeijer voor boringen voor grondonderzoek.” Bestendige toekomst “De afgelopen jaren hebben we allerlei interessante werken uitge- voerd”, vertelt Anne. “Bij het plaatsje Angeren in het oosten van de Betuwe hebben we voor de bouw van een brug over de Neder- Rijn vanaf ons ponton bijvoorbeeld een sondering tot zeventig meter diep uitgevoerd. Voor de gemeente Amsterdam doen we allerlei grond- onderzoek voor het herstel en het in kaart brengen van de belastbaar- heid van de oude bruggen en kaden. Het meest trots ben ik echter op het binnenhalen van de grootste sondeerklus van de afgelopen jaren voor het project ViA15. Voor dat project moeten we in totaal 1.600 sonderingen en ongeveer 600 boringen doen.” Over haar plannen voor de toekomst is Anne helder: “Ik wil van Lankelma een mooi en gezond geotech- nisch ingenieursbureau maken met uiteindelijk ongeveer dertig medewerkers. Met die grootte lukt het nog om de prettige sfeer van een familie- ‘‘ 44 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 Foto 8 – Sondeer jack-up met sleepboot. De Jack up wordt per as aange- voerd en ter plekke samengesteld. Zodoende is het ook toegankelijk voor niet bevaarbaar water. Foto 7 – De Jackup. ’’ Onze kracht is dat we in staat zijn werken uit te voeren waar de meeste mensen denken dat het niet kan. ADVERTORIALbedrijf te behouden met korte lijnen en informeel contact. Daarnaast streef ik, nog meer dan voor- heen, ernaar om alle benodigde certificaten op orde te hebben en onze risicoinschattingen verder te verbeteren. Vroeger hebben we in ons enthousi- asme bijvoorbeeld wel eens iets te risicovolle wer- ken aangenomen. Verder wil ik ons machinepark uitbreiden en elektrificeren en veel energie steken in de verdere opleiding van ons personeel. Zo is het nu nog vooral mijn vader die slimme oplossingen bedenkt om klanten te ontzorgen en machines te perfectioneren. Voor een toekomstbestendige be- drijfsvoering moet die vaardigheid breder verspreid zijn in ons bureau.” Foto’s: archief Lankelma Ingenieursbureau. ! Foto 9 – In de Rotterdamse haven. Foto 10 – Het nieuwe bedrijfspand van Lankelma Ingenieursbureau BV. Foto 11 – Sondering in een bouwput naast twee bestaande buispalen, uitgevoerd met een demontabel sondeerapparaat. De buispalen hadden on- voldoende kalender en moesten opnieuw berekend worden. Foto 12 – Overal aan de slag Foto 13 – Op de ‘onmogelijkste plaatsen’. 45 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 ADVERTORIAL 46 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 De tijdelijke verbinding Suurfhoffbrug bevindt zich in het havengebied van Rotterdam en is gelegen in de A15 naast de bestaande Suurhoffbrug, ten zuiden van het Europoortgebied. De verbinding kruist het Hartelkanaal en de twee onderliggende wegen D’Arcyweg (noordelijke oever) en de Krabbe- weg (zuidelijke oever). Bij de bestaande brug is vermoeiingsschade vastge- steld in het rijdek. Berekeningen hebben uitgewezen dat renoveren en versterken van de bestaande brug geen toekomstvaste oplossing biedt. Daarom is besloten om een tijdelijke brug te realiseren om de bestaande brug te ontlasten. De realisatie van de tijdelijke verbinding is uitgevoerd door de combinatie STIPT, bestaande uit Mobilis, Hollandia, Besix en Dura Vermeer. Het project omvat gewapende grondconstructies, EPS aanvulling, betonnen aanbruggen en een hoofdoverspanning door een stalen boogbrug van 200m lang en 35m hoog. De tijdelijke brug ’ontlast’ de bestaande brug die de komende tijd zal worden gerenoveerd. Trillingsvrije palen Het constructieve ontwerp van de Suurhoffbrug zorgt ervoor dat de krachten vanuit de hoofdover - spanning en de aanbruggen via betonnen onder bouwconstructies wordt overgedragen naar de funderingen. Deze fundering (van de steunpunten) bestaan uit Voton verdringende schroefpalen (VSP) palen en VSP palen met een verloren casing. VSP palen zijn trillingsvrije, in de grond gevormde, grondverdringende betonnen palen die schroevend op diepte wordt gebracht middels een stalen casing met verloren punt. De palen van de Suurhoffbrug hebben een diameter van 560/685mm en 609/750mm. Aardebaan met zand Achter het noordelijke landhoofd wordt de aarde baan opgebouwd uit een gewapende grond constructie. Dit is nodig om de horizontale grond belasting op het Bij de tijdelijke Suurhoffbrug denk je niet meteen aan trillingsvrije palen. EPS en grondbekistingen. Toch is de basis van geotechniek essentieel om de stalen brug goed in te passen. Theresa van Liere heeft maanden gerekend en doet verslag van samenwerking, dodemansbedden en de uiteindelijke ‘touchdown’. SUURHOFFBRUG EN GEOTECHNIEK ONLOSMAKELIJK VERBONDEN Advertorial47 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 THERESA VAN LIERE – GEOTECHNISCH ADVISEUR Ik werk alweer 10 jaar bij Mobilis als geotechnisch adviseur en in deze tijd de nodige veranderingen in ons bedrijf meegemaakt. De afdeling Geotechniek en Hulpwerk is, net als Mobilis, continu in beweging en inmiddels hebben we een afdeling van 18 collega’s met een diversiteit van leeftijd en ervaring. Er is altijd wel iemand aanwezig of bereikbaar om mee te sparren en ervaringen te delen. Voor de Suurhoffbrug ben ik vanaf het voorontwerp/de!nitief ontwerp van de tijdelijke verbinding Suurhoffbrug als geotechnisch adviseur betrokken geweest. Vanuit het VO/DO naar het UO en later ook als Site Engineer. Regelmatig heb ik buiten kunnen kijken hoe het project is gerealiseerd, zoals het boren van de VSP palen en het plaatsen van tijdelijke damwanden en ankers. Daarnaast kon ik ook aanwezig zijn bij het plaatsen van de brug op zijn huidige locatie. Het geluid dat de tuien van de brug maken als de brug volledig op de landhoofden rust en het moment dat de spanning op de tuien terechtkomt, zal ik niet snel vergeten. Voor mij is er niets leuker dan een project van begin tot eind mee te kunnen maken. Zeker de wisselwerking tussen ontwerp en uitvoering tijdens het werk zelf is leerzaam. Om te kunnen zien wat in het ontwerp is bedacht, ook zo uitgevoerd kan worden, dat geeft een kick met de nodige uitdagingen die daarbij (soms) komen kijken. landhoofd te beperken en een talud onder een hoek van 85 graden te kunnen realiseren, en daar mee binnen de project grenzen te blijven. De voor zijde van de gewapende grondconstructie is afgewerkt met een wapenings net en spuit beton. Aan de zuidzijde van de brug bevindt zich een spuikanaal. Tussen het spuikanaal en de aardebaan, achter de aanbruggen, was tijdens de uitvoering beperkt ruimte beschikbaar en het aanleggen van een talud niet mogelijk. Ook zou een aardebaan met 8m zand kunnen leiden tot het bezwijken van het talud van het spuikanaal. Om dit te voorkomen is gekozen voor een permanente verankerde damwand, waarbij op het bestaande talud van de A15 is aangevuld met EPS en een 1,5m hoge gewapende grondconstructie aan de bovenzijde. Samenwerking op de proef gesteld Om de steunpunten van de aanbruggen te kunnen realiseren, evenals het landhoofd aan de noordzijde van de brug, waren tijdelijke damwanden met verankering nodig parallel aan de A15. Tijdens uitvoering zijn problemen hier ontstaan bij het plaatsen van de damwandplanken aan de zuidzijde. Een aantal planken naast en direct achter het land - hoofd van de bestaande Suurhoffbrug is helaas niet op diepte gekomen. Daarnaast is gebleken bij het testen van de ankers dat het anker direct achter het landhoofd niet de benodigde houdkracht kon halen. Door aan pas - singen in de uitvoering van het grondwerk, zoals het niveau van de ontgraving aan de voorzijde en het niveau van het talud achter de damwand, kon het werk worden voortgezet zonder aanpassingen aan de damwand en ankers. Een mooie samen- werking tussen Ontwerp en Uitvoering. Touchdown Het transport en plaatsen van de brug is uitgelicht door diverse regionale en landelijke media. Na de bouw van de boogbrug bij Hollandia op de werf in Krimpen aan den IJssel, is de brug afgelopen mei op pontons vervoerd via de Nieuwe Maas, Oude Maas en het Hartelkanaal naar de projectlocatie. Tijdens het transport zijn verschillende bruggen gepasseerd, waaronder de Erasmusbrug en de Botlekbrug. Het spannendste deel van het transport was het passeren van de Harmsenbrug, met slechts 9cm speling tussen de brugpijler en het ponton. Bij hoogtij is de brug boven haar oplegging gemanoeuvreerd door middel van dodemansbedden op de oevers van het Hartelkanaal. Deze dodemansbedden droegen de trosbelastingen van de afmeerlijnen af aan de ondergrond. Één van de dodemansbedden bevond zich in de beschermingszone van de primaire water- kering, waarvoor de stabiliteit van de waterkering is getoetst. De uiteindelijke ‘touchdown’ vond plaats gebruikmakend van een vijzelsysteem en het zakken van het tij, waarmee de brug haar tijdelijke de!nitieve locatie heeft gevonden. Advertorial 28 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 Jesper van EsRoyal HaskoningDHV To o n v a n d e r L i n d e nRoyal HaskoningDHV Inleiding Digitalisering en automatisering hebben grote belangstelling en populariteit vergaard in het civieltechnische werkv eld. De mogelijkheden die digitalisering en automatisering brengen worden vaak als nut en noodzaak gezien om de kwaliteit en flexibiliteit van ingenieursdiensten naar een hoger niveau te tillen. Zo ook in de geotechniek. Door zogenaamde ‘tooling’ te implementeren in de geotechnische ontwerppraktijk, kunnen aanzien- lijke voordelen voor opdrachtgevers en ingenieurs worden behaald. Deze voordelen centreren rondom de verhoging van snelheid, de reductie van foutgevoeligheid en daarmee de vergroting van flexibiliteit, inzicht en kwaliteit. Door toepassing van digitalisering en automatise- ring binnen de geotechniek wordt de snelheid van het ontwerpproces verhoogd en kunnen vaak veel kosten bespaard worden. Daarnaast kunnen later in het proces ontwerpwijzigingen doorgevoerd worden dankzij de kortere rekentijd. Dit is van vitaal belang omdat ontwerpuitgangspunten zich vaak parallel aan het iteratieve ontwerpproces ontwikkelen. Tevens ondersteunt de kortere doorlooptijd de mate van optimalisering en inzicht die binnen een ontwerp behaald kunnen worden. Te n o p z i c h t e v a n e e n r e g u l i e r o n t w e r p p r o c e s kunnen meerdere variabelen en risico’s in dezelfde tijd geanalyseerd worden. Een additioneel voordeel hiervan is de mogelijkheid tot een waardevollere interactie tussen dienstverlener en opdrachtgever. Door automatisering van repetitieve en daarmee foutgevoelige taken wordt de kwaliteit van de dienstverlening verhoogd. Dit geldt voor zowel de invoer- als voor de uitvoerkant van het proces. Gestandaardiseerde uitvoerverwerking onder- steunt daarbij een heldere communicatie met de opdrachtgever. Hiervoor benoemde kansen speelden een grote rol bij de overweging om het geotechnische ontwerpproces rondom eindige- elementen-methode (EEM) berekeningen in Plaxis te digitaliseren en automatiseren. Geautomatiseerd werkproces Het handmatig opzetten van EEM-modellen en verwerken van resultaten kan een tijdrovende en repetitieve klus zijn, zeker wanneer binnen het project verlangd wordt om meerdere modellen door te rekenen. In Figuur 1 is een overzicht gegeven van de stappen die normaliter doorlopen dienen te worden om voor verschillende geotech- nische EEM-modellen binnen een project tot resultaat te komen. Binnen Royal HaskoningDHV is een set van Plaxis add-ins ontwikkeld voor het optimaliseren van het EEM-rekenproces, deze add-ins zijn ook zonder detailkennis van scripting te gebruiken. Het groene veld in de figuur geeft aan welk van deze stappen (momenteel) automatisch doorlopen kunnen worden waar dit voorheen handmatig diende te gebeuren. De witte velden refereren naar de handelingen die buiten de EEM-software uitgevoerd kunnen worden. De modelopzet (in- voer) is volledig parametrisch, op basis van de be- schikbare informatie (bodemopbouw, geometrie en fasering). De blauwe, grijze en oranje velden geven stappen aan (resp. klaarzetten, doorrekenen en uitlezen van resultaten) waarbij daadwerkelijk gebruik wordt gemaakt van de EEM-software. De modelopzet en postprocessing vindt onafhankelijk van de software plaats, zodoende heeft de EEM- software binnen het geautomatiseerde proces meer de functie van rekenhart. Door de volledig parametrische invoer kunnen EEM-modellen zonder tussenkomst van de gebruiker opgezet worden, en kan de uitvoer van de verschillende modellen automatisch uitgelezen, gestructureerd en gepresenteerd worden. Door de flexibele opzet van de parametrische invoer leent deze automatisering zich voor een breed scala aan projecten. Voorbeelden hiervan zijn kade- constructies, bouwkuipen (lijn-infrastructuur), tunnels en dijkversterkingen. De automatisering maakt het mogelijk om UGT- stappen voor damwandontwerp, conform bijv. CUR 166 of CUR 211, te implementeren. De benodigde variaties in geometrie, parameters en factoren worden automatisch doorgevoerd tijdens de pre- en postprocessing. Wanneer hierbij gekozen wordt om gebruik te maken van relatief simpele grondmodellen (bijv. Mohr-Coulomb) zal het verschil in rekentijd ten opzichte van con- ventionele analytische modellen (bijv. verenmodel) kleiner worden, terwijl de voordelen van het gebruik van EEM benut blijven worden. De grens voor het gebruik van EEM-modellen wordt hiermee verlegd. Met de add-ins wordt de mogelijkheid geschapen om per project een groter aantal secties te beschouwen en/of om makkelijker gevoeligheid- sanalyses en ontwerpoptimalisaties door te rekenen. Het is hierdoor aantrekkelijker om EEM-software sneller als leidende ontwerpsoft- ware binnen een project in te zetten, waar voor- heen vaak slechts een kleinere hoeveelheid EEM-modellen gebruikt werd ter verificatie of aanscherping van een veelvoud aan analytische ontwerpberekeningen. Hiermee kunnen de voor- delen van het gebruik van EEM binnen een project veel beter benut worden, waarmee de opdracht- gever vaak een optimaler ontwerp aangeboden kan worden op het vlak van kosten en duurzaam- heid. Door de inzet van ‘tooling’ worden risico’s GEOTECHNISCH ONTWERP GEAUTOMATISEERD: DE WINST IN DE PRAKTIJK Alfred RoubosHavenbedrijf Rotterdam NVTe c h n i s c h e Un i v e r s i t e i t D e l f t Camille HabetsRoyal HaskoningDHV Figuur 1 – Werkproces voor een project met een reeks EEM-modellen met beschikbare automatisering.gereduceerd aan de kant van de ingenieur (onze- kerheden modeluitkomst, menselijke fouten, ontwerp- en rekentijd). De voordelen die in het proces van de EEM-berekening behaald worden zijn samengevat in Figuur 2. Het zwaartepunt van de werkzaamheden van de gebruiker komt hiermee te liggen bij het verzamelen en ordenen van de modelinvoer en controle van de automatisch opgezette modellen. De gebruiker wordt nog steeds geacht invoer te definiëren door handmatig data aan te leveren in parametrische invoer. Hierbij gaat het om informatie zoals de bodemopbouw, geometrie van constructieve elementen, objecten die in bepaalde fases ge(de)- activeerd worden en grootte van belastingen. De handmatige modelopzet wordt nu echter over- genomen door de tooling, waarmee invoerfouten voorkomen worden en tijd bespaard wordt. Project-cases ECT De ECT-kade (Delta ZZ) aan de Amazonehaven is gebouwd in de jaren ’90 van de vorige eeuw. Door schaalvergroting van de containervaart is het noodzakelijk om de bestaande diepzeekade te verdiepen. Het vertrekpunt is om zo min mogelijk versterkingsmaatregelen toe te passen en met alle beschikbare kennis en modelleringsmoglijkheden van nu de maximaal toelaatbare verdieping te bepalen. Een grote uitdaging hierbij is dat het oorspronkelijke ontwerp van de kade reeds in hoge mate geoptimaliseerd is op basis van variaties in geotechnisch langsprofiel en de daaruit resulte- rende variatie in dimensionering van de onder- bouw (inheiniveaus, wanddikte combiwandpalen). Te v e n s m o e t e n e r , o m d e g r o t e r e s c h e p e n t e kunnen faciliteren, zwaardere containerkranen en bolders op de kade komen. Daarom is in opdracht van Havenbedrijf Rotterdam een studie aan- gevangen waar Plaxis 2D wordt ingezet om een veelvoud aan doorsnedes geavanceerd en gede- tailleerd te analyseren. De ECT-kade bestaat uit een combiwand, koker- vormige betonnen ontlastconstructie, betonnen drukpalen en MV-ankerpalen. De kadebelasting bestaat uit STS-kraanbelasting, bolderbelasting en terreinbelasting (AGV's, verkeer en bij uitzon- dering tijdelijke opslag van containers). Een typische geotechnische doorsnede is weergegeven in Figuur 3. Als eerste stap zijn oriënterende Plaxis-simulaties uitgevoerd in meerdere berekeningsprints, waarbij diverse gevoeligheidsanalyses zijn uitgevoerd. Hieruit is de basisinvoer van de modellering bepaald: het programma van eisen voor de analyse van de haalbare verdieping. Vervolgens zijn de Plaxis add-ins ingezet om 10 verschillende doorsnedes geparametriseerd op te zetten, geau- tomatiseerd door te rekenen en doelgericht te post-processen op basis van het nieuwe programma van eisen. Dankzij de inzet van de Plaxis add-ins zijn de 10 doorsnedes binnen beperkte tijd op een effectieve manier geanalyseerd. De gedigitaliseerde en geau- tomatiseerde werkwijze blijkt direct meerwaarde te genereren op de volgende hoofdpunten: –Specifieke kritische fund eringselementen, bezwijk- mechanismes of doorsnedes kunnen snel geïden- tificeerd worden. Overzichtelijke vergelijkende uitvoerplots helpen hierbij. Gedetailleerdere vervolg- en sensitiviteitsanalyses kunnen effec- tief worden ingezet op de kritieke faalmechanis- mes. Risico's kunnen hierdoor goed in kaart gebracht worden en onzekerheden worden geminimaliseerd. –De add-ins gebruikt voor post-processing zijn ingericht op kritische verificaties conform het Handboek Kademuren (CUR211, 2e editie). Specifieke uitvoer ten behoeve van bijvoorbeeld de doorsnedecontroles van de combiwand wordt door de tooling additioneel gegenereerd en overzichtelijk gepresenteerd. Hierbij valt te denken aan lokale snedekrachten, gronddrukken en de 1,2x karakteristieke waardes. –Het aantal fouten in de modellering wordt geminimaliseerd door geautomatiseerd te werken vanuit een basisopzet die meerdere malen getoetst is. De correcte werking van de tooling wordt additioneel gecontroleerd door de uitvoer van een handmatig opgezet model te ver- gelijken met de uitvoer van een geautomatiseerd opgezet model. Dankzij bovenstaande werkwijze wordt snel een goed inzicht verkregen in de kritische funderings- elementen, bezwijkmechanismes, belastingen en doorsnedes. Onzekerheden langs de lengte van de kade worden geminimaliseerd door de mogelijk- heid alle doorsnedes binnen beperkte tijd door te Door de mogelijkheden van digitalisering en automatisering volledig te omarmen en te implementeren in de geotechnische ontwerppraktijk, kan snel en op een efficiënte wijze meerwaarde worden gerealiseerd ten aanzien van bouwkosten alsmede op het gebied van duurzaamheid. In dit artikel wordt de opzet en toepassing van een gedigitaliseerd en geautomatiseerd ontwerpproces met eindige- elementen modellen besproken. De brede toepasbaarheid van de gecreëerde tools en de verschillende voordelen die men daarmee kan behalen worden toegelicht aan de hand van praktijkvoorbeelden. Deze voorbeelden betreffen een varianten- studie voor een complexe kaderenovatie, het ontwerp van nieuwe lijninfrastructuur binnen een groot tunnelproject en een uitgebreide analyse van een bestaande diepzeekade. Afsluitend wordt nader ingegaan op de volgende stappen die genomen moeten worden om het gedigitaliseerde ontwerpproces nog verder te verbeteren, o.a. ten aanzien van uitwisseling van data en de koppeling met andere softwarepakketten en disciplines. Figuur 2 – Samenvatting van de voordelen van het gebruik van de add-ins voor EEM-berekeningen. Figuur 3 – Geotechnische kadedoorsnede Delta ZZ - Amazonehaven Rotterdam. SAMENVATTING 29 SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 202130 rekenen. Resulterend is geconcludeerd dat een sig- nificante verdieping met grote economische im- pact haalbaar is, met een goede duiding van de bijbehorende risico's. Op basis van de vele reken- kundige analyses in dit project lijkt het technisch haalbaar om bijna 2,0 m extra nautische water- diepte te kunnen realiseren, iets dat eerder niet mogelijk werd geacht. In vergelijking met het bou- wen van een nieuwe kade zijn de bouwkosten een factor 4 lager en wordt circa 25.000 ton CO2 be- spaard. VERVANGING POTI KADE 1 Het tweede project betreft een kademuur in de haven van Poti (Georgië). Deze kade bestaat oorspronkelijk uit een blokkenwand met daarvoor een dek-op-palen boven een talud met een beperkte waterdiepte van circa 5 meter voor de kade. De kade dient vervangen en uitgediept te worden om een waterdiepte van circa 14 meter te realiseren en tevens een verbeterde functionaliteit op de kade mogelijk te maken (railkranen, spoor- lijnen en opslag). De nieuwe kadeconstructie is een hybride-oplossing die deels uit een grondkerende wand en deels uit een dek op palen bestaat en wordt over de (deels gesloopte) oude kade gebouwd. De geotechnische doorsnede van de kade en een bovenaanzicht van de bouw is weer- gegeven in Figuur 4. Te onderscheiden zijn de grondkerende wand, de vier palenrijen en de tussenliggende dekplaten en ankerbalken. De geotechnische uitdagingen van het project zijn de relatief slappe grondcondities tot grote diepte (diepe marine kleiafzettingen) en de lokale wens om boorpalen in plaats van stalen buispalen te gebruiken voor de fundering van de kadeconstruc- tie. Hierdoor ontstaat een relatief slap funderings- systeem. Om voldoende stijfheid te vinden en tevens een economisch ontwerp te behouden, dient in het ontwerp in hoge mate gevarieerd te worden met de paal-dek-configuraties om tot een optimale oplossing te komen. Dit terwijl de door- looptijd van de ontwerpfase beperkt is vanwege vergunningsprocedures en de uitgangspunten voor de kadebelasting ten tijde van het ontwerp nog ter discussie staan. Dankzij de inzet van de Plaxis add-ins kan in een korte doorlooptijd een grote verscheidenheid aan belastingen en constructieve configuraties beschouwd worden. Tijdens technische overleg- gen met het team kunnen live de effecten van verschillende opties in beeld gebracht worden. Aan de inputkant wordt hiertoe gebruikt gemaakt van de parametrische invoer van de Plaxis-model- lering. Aan de outputkant kunnen dankzij de add-ins voor post-processing de resultaten snel inzichtelijk worden gemaakt en met elkaar verge- leken worden. Resulterend is tijdig een ontwerp afgeleverd dat veilig, economisch en bouwbaar is, wat zonder het gebruik van de add-ins niet goed mogelijk was geweest. BLANKENBURGVERBINDING De Blankenburgverbinding is een cruciale connec- tie die de A20 bij Vlaardingen (Noordoever) met de A15 bij Rozenburg (Zuidoever) verbindt middels een nieuwe snelweg, de A24. Het technisch hoog- tepunt van de verbinding is een ±400 meter lange afgezonken tunnel onder het Scheur, bestaande uit 2 afzinkelementen, en de aansluitende diepge- legen toeritten. Het ontwerp is erop gericht dat de zinkelementen ter plaatse worden gebouwd, boven op de toeritten (diepe cut & cover-bouwkui- pen) die aan weerszijde van het Scheur worden ge- bouwd. De definitieve combiwanden van de toeritten (cut & cover-bouwkuipen) zijn meervou- dig gestempeld door de onderwaterbetonvloer en de bouwdokvloer. De betonnen stempels, onder- deel van de bouwdokvloer, hebben hierbij een meervoudige functie: enerzijds als ondersteuning voor de wand en anderzijds als draagconstructie voor de dokvloer waarop het zinkelement ge- bouwd kan worden. In de eindsituatie dient deze dokvloer als tunneldak. De constructie van de cut & cover is (geometrisch) grotendeels constant over de lengte van de tunnel- toerit. De maaiveld geometrie, stratigrafie en belasting varieert, er is sprake van asymmetrie en/of er is interactie met naastgelegen (hulp)- constructies. De situatie vroeg zodoende om een EEM-berekening ter verificatie van de snellere, maar minder geavanceerde berekeningen met verenmodellen. In de ontwerpfase was er mede door de complexe bouwfasering veel vraag naar flexibiliteit in het rekenproces. Deze flexibiliteit is binnen de EEM-berekeningen gecreëerd door gebruik te maken van de add-ins. De 2D Plaxis modellen zijn aan de inputkant parametrisch opgezet. Nieuwe of aanvullende berekeningen en/of wijzigingen en variaties konden, ondanks de complexiteit van de constructie en fasering, snel worden uitgevoerd en tijdig ingepast worden in het project. CUR-verificatiestappen zijn semi-automatisch geïmplem enteerd. Aan de out- putkant konden resultaten snel inzichtelijk worden gemaakt en met elkaar vergeleken worden om tot ontwerpkeuzes te komen. De add-ins zijn ook zeer bruikbaar gebleken voor het uitvoeren van de opbarstberekeningen ten bevordering van de bouwfasering van het stempel- raam, onderdeel van de bouwdokvloer (stempel- Figuur 4 – Ver va n g i n g Po t i Ka d e 1 - Geotechnische doorsnede en uitvoering.Bron luchtfoto: Prime Concrete LLC SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 Figuur 5 – Maasdeltatunnel – Noordoever.Bron: www.blanken-burgverbinding.nl/31 raam bouwdokvloer in Figuur 6). Dit stempelraam is gebouwd op een opbarstgevoelig-niveau met behulp van spanningsbemaling. Met behulp van de add-ins waren deze analyses snel en efficiënt uit te voeren met meer geavanceerde (EEM) reken- modellen. Op deze manier is optimaal gebruik gemaakt van het positieve effect van spannings- spreiding en wandwrijving langs de combiwanden om de spanningsbemaling te optimaliseren. Binnen het project hebben de add-ins bijgedragen aan het behalen van een hoger detailniveau van het ontwerp. Zonder concessies te doen op het gebied van flexibiliteit en doorlooptijd kon gebruik gemaakt worden van meer geavanceerde (EEM) rekenmodellen ter verificatie van de eenvoudigere berekeningen (verenmodellen). Op deze manier is de grond-constructie-interactie nauwkeuriger in beeld gebracht en is er gestuurd op de economisch meest geschikte oplossing, zonder concessies te doen aan veiligheid en betrouwbaarheid. Doorontwikkeling In de voorgaande projecten is er nog voor gekozen om de benodigde modelinvoer handmatig door de gebruiker te laten verzamelen. Dit verzamelproces is foutgevoelig door een gebrek aan (geautomati- seerd) versiebeheer bij het combineren van de verschillende bronnen en de ‘handmatige’afstem- ming tussen verschillende disciplines binnen een project. Hoewel met de huidige status van de automatise- ring de relevante uitvoer gemakkelijk en op unif orme manier te verkrijgen is, dient de data door de ge- bruiker apart opgeslagen en gedeeld te worden of handmatig in een rapportage opgenomen te worden. Voor dit onderdeel van het proces bestaat hiermee nog steeds het risico dat de vigerende rekenresultaten niet overal gebruikt worden en dat resultaten van verschillende modelversies door elkaar gaan lopen. De vervolgstap voor de Plaxis add-ins is het ontwikkelen van een volledig geautomatiseerde koppeling aan een centrale (project)database (single source of truth). Hierin is de benodigde invoer voor verschillende disciplines (en enginee- ring applicaties) beschikbaar en kunnen gegevens worden uitgewisseld. Hiermee wordt het eerder- genoemde verzamelproces gecentraliseerd en wordt de afstemming tussen disciplines gestroom- lijnd en verder geoptimaliseerd. Door in deze database de objecten op uniforme manier te beschrijven, is het mogelijk om deze objecten uit te wisselen tussen verschillende engineering- applicaties, bijv. SCIA, DIANA, SOFiSTiK en verschillende visuele modelleringspakketten. Op deze manier kan een model dat opgezet is in het ene pakket via de database worden omgeschreven naar een ander softwarepakket. Door de database te koppelen aan applicaties die resultaten op overzichtelijke en interactieve manier kunnen presenteren, zoals dashboards op basis van MS Power BI of interactieve rapporten, kan de uitvoer op een snelle, overzichtelijke en foutloze manier gepresenteerd worden. Niet alleen ter ondersteuning van het interne ontwerp- proces, maar ook ter informatie van, of ter controle door, de opdrachtgever. Het ligt in lijn der verwachting dat het ontwikkelen van een centrale database nieuwe mogelijkheden zal creëren. Binnen projecten wordt naast rekenoutput namelijk ook veel uitvoeringsdata verzameld. Denk hierbij aan bijvoorbeeld de kalen- dering van funderingspalen, benodigde installatie- energie en hoeveelheid grout voor ankerpalen. Door deze data te vergelijken met de ontwerp- input lijkt het mogelijk om lokale afwijkingen tijdig te signaleren. Verder worden veel nieuwe constructies voorzien van geavanceerde sensoren. Zo wordt binnen het Havenbedrijf Rotterdam gestuurd op het meten van rekken in ankers en bolderbelastingen tijdens de gebruiksfase. Deze data kunnen eveneens opgenomen worden in de centrale database en kan gebruikt worden ter verificatie van de rekenoutput. Al deze ontwikke- lingen maken het mogelijk om voor toekomstige projecten ‘reverse engineering’ toe te passen, zodat de betreffende constructie in de toekomst optimaal benut kan worden. Naast reverse engineering zijn er grote ontwikkelingen mogelijk ten aanzien van faalkansanalyses. Door het inzetten van automatisering kan de onzekerheid ten aanzien van rekeninput gemodelleerd worden en kan de betrouwbaarheid van een constructie direct geanalyseerd worden. Acknowledgements Speciale dank gaat uit naar de volgende personen en instanties die toepassing van geautomatiseerd geotechnisch ontwerp in de genoemde voor- beeldprojecten ondersteund hebben: ECT kade: Havenbedrijf Rotterdam Poti Kade 1: Alexander Sokolowsky (Prime Concrete LLC) Blankenburgverbinding: Eelco van Putten (BAAK / DEME Infra) Conclusies In deze paper is uiteengezet welke voordelen het gebruik van automatisering van EEM-bereke- ningen (door middel van Plaxis add-ins) kan bieden in projecten. Door de flexibele opzet van de automatisering kunnen de add-ins in een breed scala aan projecten ingezet worden. De generieke voordelen zijn hierbij dat projectkosten vaak lager uitvallen en minder materiaal gebruikt wordt, waardoor ook een belangrijke duurzaamheids- bijdrage gerealiseerd kan worden voor opdracht- gevers. Verder kan in een korter tijdsbestek veel meer engineering gedaan worden, wat flexibiliteit in het ontwerpproces fac iliteert. De automatise- ring van EEM-berekeningen faciliteert de inzet van EEM-software als leidende ontwerpsoftware binnen een project in plaats van minder nauwkeu- rige analytische modellen. Wanneer in de toe- komst de parametrische invoer en modelbeheer via een centrale database verloopt, wordt daarnaast een robuuste koppeling met andere disciplines (engineering-applicaties) voorzien. Hierdoor komt in toenemende mate de focus van de ingenieur te liggen op de inhoud en kwaliteit van de modellen in plaats van het aanmaken ervan. ! SPECIAL GEOTECHNIEKDAG 2021 NOVEMBER 2021 Figuur 6 – Bouwdok Noordoever van de Maasdelta- tunnel - Geotechnische doorsnede en uitvoering. 25 Het vakblad Geotechniek kwam begin 1997 ten tijde van hoog conjunctuur met de eerste uitgave en bestaat nu dus 25 jaar. Het vakblad is ontstaan uit een initiatief van de samenwerking tussen de KIVI afdeling Geotechniek en uitgever Educom en is uitgegroeid tot een respectabel en hoogwaardig vakblad met een duidelijk eigen gezicht. Eind jaren 90 braken de tijden aan van grote infrastructurele projecten, zoals de Betuweroute, HSL en voorbereiding van de metrolijnen in Amsterdam en Rotterdam. Deze ongeëven- aarde projecten gaven de innovatie in het vakgebied van geotechniek en bijbehorende funderingstechnische oplossin- gen een enorme versnelling. Het waren tijden van bloeiende economie, onderlinge dialoog, pragmatisme en vooral inter- nationalisatie. Het was de tijd van een sterke toetreding van verschillende buitenlandse aannemers, welke waren gespecialiseerd in geboorde tunnels en/of “speciale funderingstechnieken”, zoals dat toen nog werd genoemd. Diepwanden, jetgrouten, grondbevriezing en steeds meer geboorde paalsystemen in binnenstedelijk gebied, deden hun intrede. Ook BAUER, opgericht in 1790, leverde voor deze projecten middels innovatieve soilmix technieken en geboorde funderings- technieken, hieraan haar bijdrage. En nog steeds dragen we als BAUER bij, aan het verleggen van mogelijkheden in de funderingstechniek middels duurzame technieken en schonere machines. Immers, binnenstedelijke parkeergarages en toeritten voor tunnels worden steeds dieper gefundeerd en worden funderingen middels het uitvoeren van bezwijk- proeven en slimme geotechnis che ontwerpen steeds verder geoptimaliseerd. Over al deze ontwikkelingen worden in het vakblad Geo- techniek al 25 jaar, gezamenlijk met opdrachtgevers, ingenieursbureaus, funderingsaannemers en toeleveranciers, interessante en vakinhoudelijke geotechnische onderwerpen besproken en gepubliceerd. Daarnaast werd over vele CUR-publicaties en Geo-Impuls, “het werkprogramma gericht op het terugdringen van geo- technische falen” uitvoerig bericht. Kortom, een boeiende tijd achter ons, waarin we veel hebben geleerd en verbeterd en dit nog steeds kunnen teruglezen in het vakblad Geotechniek. En dan de toekomst. De tijden zijn veranderd, echter de geo- techniek is onverminderd relevant. Er wordt in deze roerige tijd, heel veel gediscussieerd over (geotechnische) ontwerpen en nieuwe aanbevelingen, waarbij vaak naar elkaar gewezen wordt, waarin we van mening verschillen. Het zou mooi zijn om in dit jubileumjaar weer meer naar elkaar te luisteren, en ten aanzien van geotechnische onderwerpen vaker met elkaar de dialoog aan te gaan en over onze toekomstige ontwikkelingen blijven publiceren in Geotechniek. Hoort, zegt het voort! 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek G EOTECHNIEK 25 JAAR: HOORT, ZEGT HET VOORT Eelco van der VeldeManaging Director BAUERFunderingstechniek B.V. Parkeergarage Lammermarkt in aanbouw te Leiden. BAUER Funderingstechniek voerde het funderingsontwerp en de GEWI-palen uit. 11 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2021 ONAFHANKELIJK VAKBLAD VOOR HET GEOTECHNISCHE WERKVELD t e c h n i e k eee ttt n CHNISCHE W TEO GE HET A LIJK V NKE HA NAFO n hh cc i e i e ELDV ERK CHNISCHE W R OO D VA BLKA e ii nn kk e k ee JAARGANG 25 NUMMER 4 NOVEMBER 2021 SPECIAL34 GEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 Juist door in een vroege fase te worden ingeschakeld kan Voorbij Funderings- techniek eraan bijdragen dat een project preciezer, sneller, voordeliger en minder belastend voor de omgeving wordt gerealiseerd. In een aantal gevallen konden door samenwerking in het voortraject zelfs onmogelijk lijkende businesscases rond worden gemaakt. Voorbij Funderingstechniek is allround in alle, in Nederland toegepaste, funderingswerk- zaamheden zoals funderingspalen, veranke- ringen, grondkeringen en staalconstructies. Het bedrijf is vooral actief in grote en multidisciplinaire werken waarbij meerdere technieken worden toegepast. Zowel voor de infra, logistiek, utiliteit en industrie als voor de waterbouw realiseert Voorbij Funderings- techniek grondkerende constructies en draagvermogen. UITVOERBAAR MAKEN VAN TECHNISCH LASTIGE ONTWERPEN ‘Omdat we zowel in het ontwerp als in de uitvoering zeer ervaren zijn, is onze toege- voegde waarde veel groter wanneer we als bouwpartner worden ingezet dan alleen als onderaannemer’, zegt directeur Sjoerd Opdam van Voorbij Funderingstechniek. Omdat zijn bedrijf een TBI-onderneming is, wordt met andere TBI-ondernemingen al vaak in een bouwpartnership gewerkt. Een voorbeeld hiervan is de honderd meter hoge toren in de Sluisbuurt op Amsterdam Zeeburgereiland die samen met aannemer J.P. van Eesteren zal worden gebouwd. ‘Het basisontwerp bleek technisch lastig uitvoerbaar maar het lukte ons om, in samenwerking met de adviseurs en aannemer, de paalfundering uitvoerbaar te maken en daarmee de businesscase rond te maken.’ NIET BANG VOOR EXTREMEN Dat een vraagstuk voor Voorbij Funderings- techniek niet snel te groot is, mag blijken uit de funderingsoplossing die werd gekozen voor deze toren in de Sluisbuurt. Daar worden straks VSP casing palen van 49 meter aan één stuk de grond ingedraaid. Daarmee bereiken de palen de daar aanwezige derde zandlaag. BESPAREN DOOR TE BEREKENEN Ook bij 5TRACKS, de ambitieuze gebieds- ontwikkeling in de spoorzone van Breda door Synchroon en J.P. van Eesteren, werd Voorbij Funderingstechniek al vroeg betrokken. Zo konden bij de engineering van zowel het definitief ontwerp, als het technisch ontwerp verschillende optimalisaties worden door- gevoerd. Een ander voorbeeld betreft de bouw door Bouwbedrijf Vrolijk uit Breda van het eerste dubbellaagse distributiecentrum van Nederland: Amsterdam Logistic Cityhub. ‘Bouwbedrijf Vrolijk zoekt eigenlijk altijd met ons naar optimalisaties’, vertelt hoofd verkoop Mark Remijnse van Voorbij Funderingstechniek. ‘Ook dit keer maakten we het waar. Een collega-funderingsbedrijf had berekend dat voor dit project 33.000 m 3 beton nodig was. Met onze eigen ontwerptool BASE Foundation Technology konden wij dit terugbrengen naar 26.500 m 3.’ BESPAREN EN MILIEU SPAREN Remijnse: ‘Ik denk dat wij in veel gevallen 10 tot 15% beton kunnen besparen. En beton besparen is niet alleen geld besparen, het betekent ook CO2 besparen. Want de reductie van ca. 3m 3beton geeft een besparing van ca. 1 Ton CO2-uitstoot.’ Daarom gebruikt Voorbij Funderingstechniek, daar waar gevraagd, 30% betongranulaat in al haar funderingspalen. Verder draait vrijwel het complete machinepark van Voorbij Funderingstechniek op HVO Blend 100. Deze Hydrotreated Vegetable Oil is een synthetische, dus niet-fossiele, diesel gemaakt van afval- en reststromen met een veel lagere uitstoot van schadelijke stoffen dan gewone diesel. NIEUWE HAL VOOR STAALCONSTRUCTIES Op dit moment wordt bij Voorbij Funderings- techniek een nieuwe las- en constructiehal gebouwd als antwoord op de grote vraag naar tijdelijke en definitieve ondersteunings- constructies. Opdam: ‘Tot nu toe maakten we alleen staalconstructies voor ons eigen werk, maar nu maken we bijvoorbeeld ook de tijdelijke ondersteuningen voor de fly-overs van de RijnlandRoute. Daarnaast zullen we ook definitieve constructies gaan maken, bijvoorbeeld voor de waterbouw, zoals remmingswerken. Hiermee kunnen we straks integraal aanbieden en uitvoeren. Daarmee bieden we onze klanten complete en geoptimaliseerde antwoorden op funderingsuitdagingen.’ . www.voorbijfunderingstechniek.nl VOORBIJ FUNDERINGSTECHNIEK: ‘DAAG ONS MAAR UIT OM MEE TE DENKEN’ Mark Remijnse en Sjoerd Opdam ADVERTORIAL35 GEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 SLUIS EEFDE OPDRACHTGEVER :Hoofdaannemer Lock to Twente (combinatie Mobilis en Croonwolter&dros). OMSCHRIJVING PROJECT: De sluis in Eefde wordt uitgebreid met een tweede sluiskolk. Voorbij Funderingstechniek plaatste 2.500 strekkende meter damwand in Eefde voor de nieuwe sluis en verzorgt daarnaast de verankering. TECHNIEKEN : – UO tijdelijke hulpconstructies en de definitieve wand constructies. – 6.500 ton damwanden en buispalen – Heiproeven tbv trillingen en geluid – GEWI ankers. A16 ROTTERDAM OPDRACHTGEVER :De Groene Boog (Besix, Dura Vermeer, Van Oord, John Laing, Rebel en TBI ondernemingen Mobilis en Croonwolter&dros). OMSCHRIJVING PROJECT: De A16 Rotterdam is de eerste energie- neutrale snelweg met tunnel ter wereld. De 11 kilometer lange A16 wordt aangelegd ter hoogte van het Terbregseplein als nieuwe rijksweg tussen de A13 en A16. De werkzaamheden zijn gestart in 2019 en zal naar verwachting worden opgeleverd in 2025. Samen met Franki Grondtechnieken verzorgen wij al het funderingswerk op dit project. Er wordt een grote scope aan technieken toegepast. TECHNIEKEN: – Engineering, advies DO – Opstellen hei-, tril en drukpredicties en controle terreinbegaanbaarheid. – UO 34 bouwkuipen, tekenwerk volledig in 3D – Damwanden (drukkend/trillend) – Damwandverankering – Palenwand – 9.000 VSP combipalen ADVERTORIALGEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 INLEIDING Voorbij Funderingstechniek zet sinds vier jaar in op de ontwikkeling van parametrisch ontwerp. Hierbij is parametrisch ontwerpen geen doel op zich, maar een van de pijlers om het gehele ontwerp- en bouwproces van Schetsontwerp (SO) tot en met uitvoering te maken en ambities zoals verduurzamen, modulair- en emissie loos bouwen te onder- steunen. Parametrisch ontwerp is in vijf jaar gemeen- goed geworden. Door de hele keten worden initiatieven ontplooid waarbij de ingenieurs- branche flink vertegenwoordigd is. Wie zijn hierbij de drijvende kracht? De meer genera- listische ingenieurs- en constructiebureaus, die verantwoordelijk zijn voor het ontwerp van complete bouwwerken? Of juist de specialistische aannemers, met hun gedetail- leerde kennis? PARAMETRISCH ONTWERPEN Parametrisch ontwerpen is een proces waarbij op basis van data en/of relaties tussen onderdelen een ontwerp wordt gegenereerd. Dit is niet nieuw. Denk maar aan de vele (Excel) rekenbladen die door constructeurs worden gebruikt. De manier waarop en mate waarin we parametrisch ontwerpen toepassen verandert wel. De toepassingen worden namelijk complexer en vaker multidisciplinair. Daarbij wordt de uitwisselbaarheid van para- metrische ‘modules’ ook steeds belangrijker. Voorbij Funderingstechniek heeft daarom haar ontwerpproces volgens een nieuwe benadering geparametriseerd. Hierbij wordt aangenomen dat een constructeur in het algemeen niet het niveau van een excellente programmeur zal bereiken en andersom. Als logische keuze volgt hieruit dat de constructeurs niet zelf gaan programmeren, maar worden gekoppeld Richard Reurings teamleider engineering Mark Remijnse hoofd verkoop Voorbij Funderingstechniek 36 PARAMETRISCH ONTWERP EN DATA SCIENCE GENERALIST OF SPECIALIST ( - EN ) AAN HET ROER? THEEMSWEGTRACE DT6 - FASE 1 SALT PEPPER BLEND WESTERPARK WEST ADVERTORIALGEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 37 aan programmeurs met een technische achtergrond. Hiertoe is een samenwerking aangegaan met VIKTOR ai. Gezamenlijk zijn zo meerdere parametrische ontwerpapplicaties op het VIKTOR platform ontwikkeld aan de hand van de specialistische en praktische kennis van de constructeurs van Voorbij Funderingstechniek. Met deze gebruiksvriendelijke applicaties kon snel worden geïntegreerd met de benodigde predictiesoftware voor het automatiseren en optimaliseren van (ontwerp)processen en kon er gemakkelijk informatie worden gedeeld en worden samengewerkt aan projecten om tot de huidige successen te komen. STANDAARDISEREN MET BEHOUD VAN KENNISINBRENG EN INZICHT Om tot een goed parametrisch ontwerp te komen zal het proces zo veel mogelijk moeten worden gestandaardiseerd. Maar kan dat wel in de funderingsbranche? En waar blijft dan de kennisinbreng van de constructeur en de geotechnicus in het proces? Want als het ontwerpproces volledig is gestandaardiseerd, zonder tussenkomst van een constructeur/ geotechnicus, ontstaat een ‘black box’: je kunt aan de knoppen draaien, maar ziet het effect en de uitkomst pas veel later. Transparantie is dan ook essentieel voor het ontwerpproces: de vakspecialist behoudt grip en zicht op de in- en output van de gegevens tussen de verschillende ontwerpstappen. Bij het ontwikkelen van applicaties is de valkuil dat je te ‘klein’ begint, waarbij er te sterk wordt vereenvoudigd en er mogelijk bepaalde parameters worden uitgesloten. Dan bestaat de kans dat er applicaties worden ontwikkeld die maar eenmalig toepasbaar zijn en voor ieder volgend project weer moeten worden aangepast. Door de combinatie tussen specialistische kennis van de constructeur/ geotechnicus en de programmeur wordt hierin de balans gezocht, wordt deze in de hand gehouden en geeft het de gewenste trans- parantie aan de gebruiker. Voorbij Funderingstechniek ontwikkelde zo een werkende applicatie voor het gepara- metriseerd ontwerpen van paalfunderingen, zowel voor op druk- als op trek belaste palen. Daarnaast zijn er applicaties gemaakt voor bouwkuipen met onder andere damwanden en verankeringen. Deze applicaties hebben de afgelopen twee jaar op meerdere, reeds opgeleverde, projecten een besparing binnen het Definitief Ontwerp (DO) en/of Uitvoerings- ontwerp (UO) gerealiseerd van 10-20% op de bouwstoffen. Andere behaalde voordelen waren verkorting van de bouwtijd, verminde- ring van de benodigde equipment en verlaging van de emissie-footprint van het ontwerp. Een belangrijke les van het ontwikkelen van geparametriseerde ontwerp-applicaties is dat de daadwerkelijke ervaringen vanuit de realisatie van projecten onmisbaar zijn voor 2AMSTERDAM BASE FT ADVERTORIAL38 GEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 de praktische toepasbaarheid en het behalen van optimalisaties. MEERWAARDE IN DE VOORFASE Bij Voorbij Funderingstechniek zijn wij ervan overtuigd dat het toepassen van onze praktijk- ervaring de basis is voor het realiseren van echte verbeteringen. Dat is niet nieuw, want bij moeilijkere, op ervaring gebaseerde, vraag- stukken werd de specialist altijd al betrokken. Wat wel opschuift, is het moment van betrok- kenheid van de uitvoeringsspecialist en de eventueel bijbehorende ontwerpscope. We constateren dat als de specialist veel eerder in het proces wordt betrokken, hij van meerwaarde is voor de hele de keten. Door in de voorfase van een projectontwikkeling als partners te participeren kan de specialist doorslaggevend bijdragen aan het mogelijk maken van de businesscase. Wachten tot het DO/TO (Technisch Ontwerp) is afgerond, is niet meer nodig, omdat door middel van het parametrisch ontwerpen al veel eerder gedetailleerd ontworpen kan worden. Bovendien heeft de uitvoerende partij zelf alle middelen in huis om een VO++ (Voorlopig Ontwerp++) ontwerp te gaan leveren, mede gebaseerd op praktijkkennis. PREDICTIES MAKEN EN VALIDEREN Om tot deze praktijkkennis te komen is het niet voldoende om enkel praktijkdata vast te leggen. Daarom hebben we als Voorbij Funderingstechniek de parametrische ontwerp- applicaties gekoppeld aan predictiesoftware. Hiervoor werken we samen met Allnamics BV, waarbij we een gedeeld beeld hebben hoe dit te realiseren. Dit mag wederom geen ‘black box’ zijn. De rol van een ervaren constructeur blijft altijd leidend om tot juiste predicties te komen. Die filosofie wordt gebruikt bij het maken van de koppelingen tussen applicaties. Los van het parametriseren van de predictie- software is het net zo belangrijk om de uit- komsten te valideren met praktijkdata. Voorbij Funderingstechniek heeft hierin de positie van de ontwerpende, specialistische aannemer, die zowel ontwerpen maakt als ze realiseert met een eigen machinepark. Dat geeft de mogelijkheid om op grote schaal predicties te valideren en te verbeteren en daarmee meerwaarde creëren voor nieuwe projecten. DATAVERZAMELING Voorbij Funderingstechniek, als specialistische aannemer van funderingswerken, legt door middel van haar met registratiesystemen uit- geruste machinepark een grote hoeveelheid uitvoeringsdata vast. Deze data worden ge bruikt voor het valideren van de eerder genoemde predictie-applicatie. Het is niet nieuw om funderingsmachines uit te rusten met systemen om uitvoeringsparameters te registreren. Wel nieuw is het zoeken naar de juiste uitvoeringsparameters en het stellen van de vraag of de data van de juiste kwaliteit zijn of dat de registratiesystemen moeten worden uitgebreid of verbeterd. Een andere vernieuwing is dat alle data in een database worden verzameld, waaruit de parametrische (predictie)applicaties kunnen putten. Dit is een complex en omvangrijk project, want Voorbij Funderingstechniek produceert per dag ca. 500 tot 1.000 palen, wat neerkomt op gemiddeld 10.000-20.000 strekkende meter. Hiervan wordt iedere 5 cm geregistreerd. Dit geeft een enorme hoeveelheid data die op een gestructureerde wijze moet worden opgeslagen. De hiertoe ontwikkelde database is dit jaar operationeel en het is een flinke uitdaging om de data om te zetten in kennis. Maar de potentie is dan ook enorm! Om dit in goede banen te leiden zijn hierbij data-analisten en datawetenschap- pers betrokken en worden hulpmiddelen als Machine Learning ingezet. De database is de centrale schakel binnen het ontwerp- en uitvoeringsproces van Voorbij Funderings- techniek. Centraal, náást de specialistische kennis van de mensen, want die zijn en blijven het belangrijkst! CONCLUSIE De ontwikkelingen op het gebied van het automatiseren van ontwerp en ophalen/ verifiëren van data van predictie naar praktijk (en vice versa) gaan snel. In de huidige en toekomstige praktijk blijkt er een wereld voor ons te liggen die we pakweg vijf jaar geleden niet konden vermoeden. Er is namelijk veel meer mogelijk nu we parametrisch kunnen ontwerpen met behulp van data science. Is deze stroming dan alleen voorbehouden aan de grote constructeurs- en ingenieurs- bureaus? Het antwoord hierop is nee. We zien met initiatieven als BASE Foundation Te c h n o lo g y e n d e D i g i t a l E n g i n e e r i n g C o m m u - nity (DEC) – dè digitale ontmoetingsplaats voor de bouw en infrastructuur waar ideeën voor softwareontwikkeling samenkomen, worden opgestart en versneld – dat ook specialistische aannemers en hoofdaannemers in staat blijken om hun kennis en kunde van de praktijk om te zetten in ontwerptools. Het is dus een ontwikkeling die allang niet meer alleen door de constructeurs – en ingenieursbranche wordt opgepakt. Dit alles heeft een grote invloed op de procesgang van SO naar UO. Om dit te stroomlijnen en te combineren is de onmisbare schakel het ingenieurs- en constructeursbureau voor het geheel, net zoals het dat nu is bij de volop in ontwikkeling zijnde BIM-technologie. Zij zijn verantwoorde- lijk voor de goede uitwisseling van informatie binnen het ontwerpproces en de processen, structuren en systemen die daarbij moeten worden gebruikt. Een samenwerking tussen de (grote) ‘generalisten’ en specialisten is hierin ook onmisbaar. Voorbij Funderingstechniek staat open om de samenwerking en uitdaging aan te gaan en de handen ineen te slaan voor een verdere acceptatie en toepassing van deze noodzake- lijke ontwikkeling. ! ADVERTORIALCOLDSTORE MSD HAARLEM OPDRACHTGEVER: AKOR + Sisk OMSCHRIJVING PROJECT: AKOR: Bouw van een koelcomplex voor de opslag van medicijnen. We hebben hier 640 vibropalen geheid. Voor onze opdrachtgever staat veiligheid hoog in het vaandel en ons veiligheidsgedrag en strakke voorbereiding hebben er mede voor gezorgd dat we dit project mochten uitvoeren. Voorbij Funderingstechniek heeft in mei 2019, als één van de eerste funderingsbedrijven in Nederland, Veiligheidsladder trede 3 be haald. OMSCHRIJVING PROJECT: Sisk: Bouw van 2 gebouwen voor dit Ierse bouwbedrijf TECHNIEKEN: - Coldstore: 640 vibropalen –Labgebouw 650: 155 VSP palen –Gebouw 300: 174 VSP palen 39 GEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 ALC AMSTERDAM LOGISTIC CITYHUB OPDRACHTGEVER: Amsterdam Logistic Cityhub, Bouwbedrijf Vrolijk (hoofdaannemer). OMSCHRIJVING PROJECT: Voorbij FT bouwt mee aan Amster- dam Logistic Cityhub B.V. Het wordt Nederlands eerste meerlaagse stadshub en is ontworpen om de last mile van en naar de stad te verkorten. Direct gelegen aan het Noordzeekanaal en de A10 is ALC dé oplossing voor toenemende verkeersopstopping en het gebrek aan ruimte in onze hoofdstad. TECHNIEKEN: - Uitwerken DO en UO paalfundaties middels BASE FT voor optimalisatie - 5.600 vibropalen met 6 vibrokranen - Circa 100 VSP palen met 1 VSP-kraan - Magnetometer sonderingen t.b.v. voorkomen clashes paalfundering versus kademuur verankering ADVERTORIAL40 GEOTECHNIEK SPECIAL VOORBIJ FUNDERINGSSTECHNIEK NOVEMBER 2021 5TRACKS OPDRACHTGEVER: J.P. van Eesteren. OMSCHRIJVING PROJECT: 5TRACKS is een gezamenlijke ontwikkeling van TBI-ondernemingen Synchroon en J.P. van Eesteren. Het plan van 5TRACKS bestaat uit een mix van 5 functies - hotel, kantoren, wonen, park en voorzieningen - verdeeld over 3 gebouwen die in een groen park aan het spoor staan. TECHNIEKEN: - Uitwerken UO paalfundaties middels BASE FT voor optimalisatie - Damwand drukken en trillen - 873 VSP palen TJ A L M A W E G OPDRACHTGEVER: Boskalis Nederland. OMSCHRIJVING PROJECT: In opdracht van Boskalis hebben we op het project N206 Tjalmaweg in Katwijk een start gemaakt met het aanbrengen van de eerste kokerpalen voor de combiwandconstructie. De Tjalmaweg is een onderdeel van de Rijnlandroute en wordt verbreed van twee keer een naar twee keer twee rijstroken. TECHNIEKEN: - Uitwerken DO en UO bouwkuip, tekenwerk volledig in 3D - Prefab palen heien, land en water - Damwanden (drukkend/trillend) - Damwandverankering - Tijdelijke staalconstructies, assemblage en aanbrengen - Stempelramen - Gel injectieslangen drukken (ca 50.000 stuks) in samenwerking met BE-Inject ADVERTORIAL

Jaargang 25, 2021 - nummer 3

25 19 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek EEN BELANGRIJK PLATFORM Bartho Admiraal Bestuurslid NVAF Bewerking van een illustratie uit de omgevingscommunicatie rondom de Haagse Tramtunnel. Bij een 25-jarig jubileum ontkom je er niet aan om terug te blikken op je eigen ervaringen. Zelf was ik 25 jaar geleden jong en energiek bezig met het opstarten van de uitvoering van het project ‘Souterrain Grote Marktstraat Den Haag’. Op papier een prachtig werk met meerdere gedurfde ontwerpaspecten, maar qua risico’s ‘enigszins’ onderschat. In de praktijk dus helaas een project met veel problemen en vrij snel bekend –of zo u wilt berucht –werd onder de naam ‘De Haagse Tram- tunnel’ met wekelijks een strip in de Haagse Courant met als titel “De tunnelguppies”. Over de diepere oorzaken hiervoor zullen de meningen verdeeld zijn variërend van teveel poli- tieke bemoeienis tot onvoldoende geotechnische ontwerp- kennis, opportunistische wijze van aanbesteden of een te weinig risico-bewuste organisatie. Kwalificaties die helaas nog steeds regelmatig aan projecten worden toegekend. Natuurlijk zijn op het project Tramtunnel fouten gemaakt met kostbare gevolgen, maar ik vind het te makkelijk om alleen negatief te oordelen. Met een positieve blik kan ook worden gesteld dat, door de gedurfde aanpak van onder- gronds bouwen in een drukke en historische winkelstraat, op een grote schaal veel is geleerd en nieuwe technieken zijn toegepast. Leerpunten waar andere binnenstedelijke projec- ten later veel profijt van hebben gehad. De toepassing van de cut&cover methode voor een diepe tunnel dwars door het centrum van een stad met jetgrouten, diepwanden vlak langs bebouwing en het gebruik van luchtoverdruk was in Neder- land nog nooit op een dergelijke schaal gedaan. Daarnaast weten wij geotechnici als geen ander dat hoe dieper je gaat bouwen de risico’s nu eenmaal groter worden. Als je dat negeert met te weinig maatregelen in zowel communicatie, planvorming en realisatie dan graaf je letterlijk en figuurlijk met zekerheid je eigen valkuil. Met name grote projecten kunnen bij uitstek fungeren als kraamkamer of vliegwiel als het gaat om uitproberen of schaalvergroting van nieuw technieken of toepassingen. Er is daar in het algemeen meer ruimte en tijd voor een goed gemonitorde praktijktoepassing met bijbehorend onderzoek. Onderzoek dat in Nederland de laatste 25 jaar steeds meer in het gedrang is gekomen. Dat sluit aan op een uitspraak van de toenmalige autoriteit prof. H. Raedschelders in de eerste editie van Geotechniek: ‘Er bestaan allemaal mooie theorieën, maar ik betwijfel of ook de grond die theorieën kent. De grond laat zich niet binden aan formules, zonder dat deze formules aan de realiteit zijn getoetst. Het is daarom van het grootste belang om de grond te kunnen verstaan.’ Daarom is het belangrijk dat er een podium is waar onder- zoeksresultaten en leerpunten van projecten kunnen worden gedeeld of discussies op basis van kennis en ervaring kunnen worden gevoerd. Het vakblad Geotechniek is hiervoor misschien wel het belangrijkste podium geworden. De NVAF heeft er vertrouwen in dat dit podium iedereen in staat stelt om met open vizier analyses te delen over problemen en hier oplossingen voor te geven, zodat we allen kunnen leren. En bovenal het medium om elkaar te motiveren om op gedegen wijze ingenieuze vernieuwingen te blijven ontwikkelen. Daar horen risico’s die bij een goede aanpak en inzet van vakmanschap zijn te beperken. Ja, dat kan meer kosten dan verwacht, maar altijd veel leerzamer dan voor 100 M€ mondkapjes in opslag nemen en daarna nooit gaan gebruiken. 1. Inleiding Kaderend in de Standaardprocedures Geotechnisch Onderzoek van de BGGG (Belgische Groepering voor Grondmechanica en Geotechniek) [1] hebben de BGGG samen met RockEnGeo.be (Belgische Vereniging voor Ingenieursgeologie en Rots- mechanica) een registratieproject opgezet. Het doel van deze vrijwillige registratie is het toekennen van een keurmerk voor resp. geotech- nici en geotechnisch deskundigen. Te r w i j l b i j d e r e g i s t r a t i e v a n g e o t e c h n i c u s d e f o c u s nagenoeg volledig ligt op de uitvoering en rappor- tering van grondonderzoek, is dit voor geotech- nisch deskundige voornamelijk advisering en studies. De kandidaturen worden beoordeeld op basis van diploma gekoppeld aan professionele ervaring, specifieke competenties en permanente professionele ontwikkeling (CPD). Je kan het vergelijken met een ISO-kwaliteits- certificaat: de geregistreerde heeft aangetoond over de nodige competenties en ervaring te beschikken om specifieke geotechnische taken deskundig te kunnen uitvoeren. 2. Belgische en internationale context Om de kwaliteit van het geotechnisch onderzoek in België, zowel kwantitatief als kwalitatief, op een hoger peil te brengen werd binnen de BGGG de Task Force “Kwaliteit geotechnisch onderzoek” (TF2) opgericht, waaraan ook vertegenwoordigers van RockEnGeo.be deelnemen. Binnen deze Taskforce werden Standaardprocedures voor geotechnisch onderzoek [2] opgesteld. Dit kadert in de algemene visie van beide verenigingen om de kwaliteit van het geotechnisch onderzoek en advisering in België globaal op een hoger peil te brengen. Bij het opstellen van de standaardprocedures werd de nood onderkend om voor elk type opdracht tevens de nodige kwalificatie van de auteur van het rapport op te geven: geotechnicus resp. geotechnisch deskundige. De idee was de kwali- ficaties van geotechnicus en geotechnisch des- kundige te koppelen aan een registratie bij BGGG/RockEnGeo.be. Na overleg binnen de resp. Raden werd beslist om de vernoemde registratie uit te breiden, te koppelen aan een type geotechnische opdracht en een gemeenschappelijk internet-platform op te zetten. De keuze om een eigen systeem te ontwikkelen en niet de systematiek van Chartered Engineer over te nemen berust op de globale doelstelling van het project om de kwaliteit van grondonderzoek en ad- visering geënt op de Belgische context te waarbor- gen. Daarbij wordt wel de conformiteit met bestaande (en ook op til zijnde) internationale voorschriften gerespecteerd. In de internationale/Europese context is in de recentste draft (mei 2021) van Eurocode 7 (EN 1997-1) de mogelijkheid voorzien om een speci- fieke informatieve bijlage D op te nemen die handelt over “Qualification and professional expe- rience”. De reden om deze bijlage te weerhouden is het scheppen van duidelijkheid, door een raamwerk te bieden voor het vastleggen van nodige kwalifi- caties (diploma, professionele ervaring, perma- nente professionele vorming, …) bij het uitvoeren van geotechnische opdrachten. De bijlage kan bovendien zorgen voor de harmoni- sering van de verschillende kwalificatiesystemen die in Europa reeds zijn opgezet, waarbij weliswaar de mogelijkheid wordt geboden om nationale accenten te leggen (door de NSB, the national standard bodies). De door BGGG en RockEnGeo.be opgezette registratieprocedure laat zich inpassen in deze Europese context. 3. Types en subtypes registratie De type registraties van geotechnicus en geo- technisch deskundige zijn gekoppeld aan de verschillende types van geotechnische opdrach- ten, zoals gedefinieerd in het document “Alge- mene Bepalingen” terug te vinden op de website van BGGG [2]. De opvatting van de type opdrachten is geïnspi- reerd op de Franse aanpak van “Missions d'ingénie- rie géotechnique” [3], maar dan geënt op de Belgische context. Een geotechnicus is verantwoordelijk voor het opzetten, opvolgen en rapporteren van geotechnische onderzoeken (CPT, boringen met monstername, geofysisch onderzoek, laboratoriumproeven…). Hij/zij is ook gemachtigd tot het geven van een algemeen geotechnisch advies over mogelijke funderingswijzen, haalbaarheid, aandachtspun- ten…, voor eenvoudige geotechnische contructies (eengezinswoningen en gebouwen met beperkte omvang en/of belasting). De subtypes geotechnicus zijn in tabel 1 vermeld. Ta bel 1 – Subtypes geotechnicus Aard grondonderzoek Statische en/of dynamische sonderingen (CPT, DPT) Boringen met monstername Andere in situ proeven (pressiometer, mechanische, hydraulische …) Geofysisch in situ onderzoek Laboratoriumonderzoek – onderkenningsproeven Laboratoriumonderzoek – mechanische proeven (triaxiaal, samendrukking, schuifproeven …) Laboratoriumproeven op rots Niet-destructief geotechnisch onderzoek funderingen Planning en uitvoering van controle proeven en monitoring Een geotechnisch deskundige staat in voor de evaluatie en interpretatie van geotechnisch onder- zoek en geotechnische advisering en studies; de daartoe vereiste kwalificaties gedifferentieerd per geotechnische categorie zijn vermeld in tabel 2. Bijkomend is ook type opdracht D4 toegevoegd, voor het opzetten en opvolgen van geotechnische monitoring programma’s. Ta bel 2 – Subtypes geotechnisch deskundige Geotechnische categorie / type opdracht GC2A (Eengezinswoningen en gebouwen met beperkte omvang en/of belasting) GC2B (Projecten van gemiddelde en grote omvang en/of grote belastingen, waaronder gebouwen, lineaire structuren, beschoeiingen…) GC3 (Projecten van uitzonderlijke omvang en/of met inherente uitzonderlijke risico’s) Type opdracht D4 (Opzetten en opvolgen van geotechnische monitoring programma's) Bij de aangegeven geotechnische categorie wordt Maurice Bottiau Vo o r z i t te r B GGG 40 REGISTRATIEPROJECT GEOTECHNICUS/ GEOTECHNISCH DESKUNDIGE IN B ELGIË SEPTEMBER 2021 Christian TrèveCoördinator registratieproject RockEnGeo.be Gauthier Van Alboom Coördinator registratieprojectBGGG GEOTECHNIEK Fanny Descamps Vo o r z i t te r RockEnGeo.be 41 SEPTEMBER 2021 SAMENVATTING De BGGG (Belgische Groepering voor Grondmechanica en Geotechniek) heeft samen met RockEnGeo.be (Belgische Vereniging voor Ingenieursgeologie en Rotsmechanica) een registratieproject voor geotechnici en geotechnisch deskundigen opgezet. Deze registratie kadert in de algemene context van de Standaardprocedures Geotechnisch onderzoek van BGGG. In dit artikel wordt ingegaan op de praktische uitwerking van het registratieproject: types en subtypes, criteria (diploma, professionele ervaring, competenties, permanente professionele vorming), het verloop van het evaluatieproces en tenslotte ook het kostenplaatje en de verdere timing van het project. telkens ook informatief de aard van de hieraan ver- bonden werken vermeld: geotechnische karakteri- sering van de projectsite (lagenopbouw en geotechnische karakteristieken)/ funderingen/ grondwerken/ grondkeringen en -verstevigingen/ rotsmechanica/grondwaterbeheersing. 4. Criteria voor toekenning registratie De criteria voor het toekennen van een registratie omvatten volgende items: –Lidmaatschap van een van beide vereningingen of daaraan gekoppelde internationale verenigingen –Aanbeveling door reeds geregistreerde geotech- nicus/geotechnisch deskundige –Diploma en daaraan gekoppelde professionele ervaring –Competenties –Permanente professionele ontwikkeling (CPD) 4.1 DIPLOMA Kandidaten voor de registratie als geotechnicus of geotechnisch deskundige dienen houder te zijn van een dipmolma uitgegeven door een universiteit of hogeschool. De huidige opleidingen en vroeger toegekende graden aan de Belgische universi- teiten en hogescholen die in aanmerking komen zijn, opgesplitst in klasse A en B naargelang de link met geotechniek; klasse C betreft dan niet diploma-gebonden ervaring. De aard van het diploma en de inhoud van het daar- aan verbonden lessenpakket en indien relevant de thesis, zullen samen met de relevante post- graduaat ervaring, een belangrijke invloed hebben bij de beoordeling van de benodigde competenties voor het type registratie dat door de kandidaat wordt aangevraagd. Hierbij wordt ook gefocust op de kennis en ervaring met typische gronden in België (aard en gedrag). 4.2 PROFESSIONELE ERVARING De vereiste professionele ervaring is gekoppeld aan de aard van het diploma, zoals aangegeven is tabel 3. Hierbij wordt voor de in rekening te brengen pro- fessionele ervaring uitgegaan van minimum 50% tijdsbesteding voor geotechnische projecten (dit dient tenminste door de actuele werkgever beves- tigd, of op erewoord verklaring); bij een lager percentage dient de vereiste professionele erva- ring proportioneel verhoogd te worden. Ta bel 3 – Vereiste professionele er varing Diploma Klasse ABC Geotechnicus 3 jaar 5 jaar 10 jaar Geotechnisch 5 jaar 10 jaar 15 jaardeskundige 4.3 COMPETENTIES Om geregistreerd te worden als geotechnicus of geotechnisch deskundige dient de kandidaat aan te tonen dat hij de nodige competenties bezit en regelmatig gebruikt voor zijn functie. Van deze competenties zijn er een aantal generiek, andere zijn gedifferentieerd volgens het type registratie. 4.3.1 Generieke competenties –grondige kennis van de beschikbare informatie- bronnen ivm algemene geologie, hydrogeologie, beschikbare geotechnische gegevens... –algemene kennis van de geotechniek; –algemene kennis van de geologie; –algemene kennis van bouwtechnieken; –grondige kennis van de standaardprocedures Geotechnisch Onderzoek van de BGGG. 4.3.2 Specifieke competenties Registratie geotechnicus De specieke competenties voor geotechnicus betreffen een grondige kennis van de uitvoerings- modaliteiten en interpretatie van grondonder- zoek, en de daaraan gekoppelde relevante normen en proefprocedures; bijkomende is ook een algemene kennis vereist van het spannings-vervor- mingsgedrag van materialen zoals grond onder belastings-toename/afname, gangbare funde- ringsconcepten, grondverbetering, grondwater- beheersing, en hun toepasbaarheid voor GC2A constructies. Registratie geotechnisch deskundige De specieke competenties voor geotechnisch deskundige omvatten een uitgebreidere kennis van uitvoeringsmodaliteiten en interpretatie van gorondonderzoek en daarraan gekoppeld het afleiden van grondparameters, kennis van EC7 en de daarbij horende nationale bijlagen, grondige kennis van geotechnische berekeningsmethoden en de competentie om uit alle beschikbare resul- taten van grondonderzoek, kennis geologie, en resultaten geotechnische berekeningen een geotechnisch onderbouwd advies te formuleren. Bijkomende is ook een elementaire kennis vereist van projectbeheer en het onderkennen en toepassen van beheersmaatregelen voor geotechnische risico’s. 4.4 PERMANENTE PROFESSIONELE VORMING CPD Naast diploma(s), professionele ervaring en com- petenties vormt de perma nente professionele vor- ming (Continuous Professional Development – CPD) een belangrijk criterium bij de beoordeling van de kandidaten. Bij de in rekening te brengen CPD-activiteiten onderscheiden we volgende types: –Volgen opleidingen en cursussen (op locatie of online). –Bijwonen congressen, studiedagen (op locatie of online), free webinars, technische excursies. –Lesopdrachten. –Geven presentaties, webinars. –Publicaties. –Deelname, als voorzitter of als actief lid, aan vak- gerichte commissies, werkgroepen, redacties. –Bijwonen in house kennisoverdracht. –Volgen interne fundamentele opleiding. Voor elk van die activiteiten kunnen in functie van de relevantie en/of duur ervan CPD-punten worden opgenomen. Hoe de CPD-punten kunnen worden berekend is terug te vinden in de registra- tie webapplicatie, en is geïnspireerd op de CPD tabel van het Nederlandse Constucteursregister. Ook niet specifiek geotechnische “aanverwante” activiteiten kunnen worden in rekening worden gebracht, in zoverre zij relevant zijn voor de vereiste competenties (bijv. algemene kennis bouwtechnieken, kennis beschikbare informatie- bronnen…). De CPD-scores kunnen worden verzameld over 3 jaren naar keuze binnen de laatste 5 jaar, vooraf- gaand aan de kandidatuur. Deze flexibiliteit werd ingebouwd om eventuele jaren met een vermin- derde professionele activiteit te kunnen skippen. Elke activiteit moet aangetoond worden hetzij door een bewijs van deelname, kopie van presen- tatie, link naar free webinars… zoals aangegeven in de CPD-tabel. GEOTECHNIEK Het vereiste aantal CPD-punten gecumuleerd over 3 jaren, naar keuze van de kandidaat maar wel binnen de laatste 5 jaar, bedraagt: –30 voor geotechnicus –40 voor geotechnisch deskundige 5. Verloop van het evaluatieproces De actoren betrokken in het evaluatieproces zijn: –De 2 coördinatoren, die het registratietraject van de kandidaturen coördineren en tevens fungeren als verbindingsofficier tussen evaluatoren en Beoordelingscommissie. –Het evaluatie team van 3 evaluatoren (in de opstartfase voor de eerste 50 dossiers bestaat het evaluatieteam enkel uit de 2 coördinatoren). –De Beoordelingscommissie, die de beoordeling van het evaluatieteam al dan niet bekrachtigt, eventuele verschillende oordelen binnen het eva- luatieteam beslecht, en ook eventuele betwistin- gen en externe klachten behandelt. 6. Beknopte schets van het procesverloop –De betrokken coördinator (i.f.v. taalrol) beoor- deelt de volledigheid van het dossier en koppelt terug naar de kandidaat. –De coördinator stelt het evaluatieteam samen van 3 evaluatoren (in opstartfase beperkt tot beide coördinatoren). –Het evaluatieteam maakt het evaluatieverslag op en de coördinator meldt posief/negatief oordeel aan Beoordelingscommissie. –De Beoordelingscommissie valideert (na eventu- eel overleg met coördinatoren/evaluatoren) de beslissing van het evaluatieteam. –De kandidaat wordt in kennis gesteld van het resultaat van de evaluatie; in geval van een posi- tieve evaluatie wordt aan de kandidaat gevraagd het resterende bedrag van de registratiefee te betalen, waarna hij/zij de QR-code van zijn/haar registratie ontvangt. Bij een negatieve evaluatie wordt via het evaluatieteam feedback gegeven over het ingediende dossier, en ook de mogelijk- heid tot betwisting gemeld. Aan de voorzitters en ex-voorzitters van beide verenigingen, alsook aan de laureaten van de prijzen De Beer en Calembert werd de facto een registratie toegekend. Het financiële plaatje van het registratieproces wordt opgevolgd door de financieel beheerder, die nagaat of de de vereiste betalingen voor de opstart van de evaluatie en de uiteindelijke toe- kenning van de registratie zijn ontvangen. 7. Wat mag dat kosten De kosten gegenereerd door de ontwikkeling van de webapplicatie alsook door de behandeling van de kandidaturen worden gedeeltelijk gedekt door een financiële bijdrage die aan de kandidaten wordt gevraagd. Alle vermelde bedragen zijn exclusief BTW. Om de beoordeling van de kandidatuur op te starten dient de kandidaat voorafgaand 300 euro te betalen. De totale bijdrage voor het effctief toekennen van een registratie (inclusief het opstart bedrag van 300 euro) bedraagt ongeacht of het gaat om een regsitratie als geotechnicus of geotechnisch deskundige: Een dossier met één subtype€ 650 Per supplementaire subtype€ 50 Vanaf 3 subtypes en meer€ 750 Bij een positieve beoordeling van de kandidatuur dient, aanvullend op het startbedrag, het reste- rende bedrag (variërend van 350 euro tot 450 euro) betaald. Pas na ontvangst van dit aanvullend bedrag wordt de registratie effectief toegekend. De registratiefee dekt de registratie voor een periode van 5 jaar; nadien dient de registratie hernieuwd te worden, volgens een nog uit te werken vereenvoudige procedure. 8. Praktische uitwerking Om duidelijke afspraken omtrent de verdeling van de kosten (en in een latere fase inkomsten) die voortvloeien uit het registratieproject vast te leggen werd een financiële overeenkomst tussen beide verenigingen opgemaakt. De rechten en plichten van geregistreerde ge- otechnici/geotechnisch deskundigen en ook van de coördinatoren, evaluatoren en leden van de beoordelingscommissie BGGG/RockEnGeo.be zijn vermeld in een apart huishoudelijk regelement. Alle betrokkenen bij het evaluatieproces verbin- den er zich toe conform een confidentialiteits- verklaring de strikte confidentialiteit van de be- zorgde informatie te verzekeren. Zoals omschreven in de registratieprocedure biedt 42 Figuur 1 – Homepage webapplicatie. Figuur 2 – Gegevens specifieke registratie. SEPTEMBER 2021 GEOTECHNIEK de registratie als geotechnicus/geotechnisch deskundige inhoudelijk geen enkele garantie over de activiteiten van de geregistreerde, zoals de correctheid en de kwaliteit van de rapporten, nota’s, adviezen, documenten of enige andere geschriften die onder naamtekening van een gere- gistreerd geotech-nicus/geotechnisch deskundige BGGG/RockEnGeo.be worden opgesteld. Om de indiening van een registratiedossier en de opvolging en beoordeling ervan door alle betrokken actoren (inclusief de financiële op- volging) mogelijk te maken werd een webapplica- tie ontwikkeld in het Nederlands en Frans, waarin elke actor een specifieke rol en daaraan verbonden mogelijke acties toegewezen krijgt. De webapplicatie is terug te vinden via de link geo-registered.be (zie homepage webapplicatie figuur 1) 9. Finaliteit van de registratie De toegekende registraties worden op het web- platform geo-registered.be gepubliceerd. De kanditaten die de kwalificatie van geotechni- cus/geotechnisch deskundige hebben ontvangen, kunnen dit door middel van een persoonlijke QR-code, vermelden in de documenten die zij in die hoedanigheid opstellen. Wanneer men op de specifieke QR code als registered geotechnician of registered geotech- nical expert klikt dan krijgt men de gegevens van de registratie (naam, type en subtype(s), geldig- heidsduur) te zien (zie voorbeeld figuur 2). 10. Timing Het opstarten van het registratieproject verloopt in 3 fasen: –In een eerste fase werd de webapplicatie uit- voerig getest, met ook reeële testdossiers (2 nederlandstalig, 2 franstalig); deze fase is nu beëindigd. –In een tweede fase ( die nu loopt) worden een aantal de facto registraties toegekend aan de voorzitters/ex-voorzitters van beide verenigin- gen, en aan de laureaten van de prijs De Beer en de prijs Calembert.In deze fase wordt tevens aan de leden van de raden van beide verenigingen de mogelijkheid geboden prioritair een registratie- dossier in te dienen. –In een derde fase, opstart gepland tweede helft september, worden diverse infosessies NL/FR georganiseerd en kunnen aansluitend alle geïnteresseerden hun kandidatuur en registra- tie- dossier indienen. Referenties [1] Setting up of a system of standardprocedures for geotechnical investigations in Belgium, with focus on CPT. Gauthier Van Alboom, Geotechniek juni 2018 - CPT special. [2] “Standaard procedures voor geotechnisch onderzoek: algemene bepalingen.” Gauthier Van Alboom et al. www.bggg-gbms.be [3] Franse norm NF P 94-500 Missions d'inge ́nierie géotechnique. ! SEPTEMBER 2021 43 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 GEOTECHNIEK 50 GEOKUNST SEPTEMBER 2021 Dr. Stefan NiewerthHuesker Synthetics Inleiding Vo rig jaar is voor Rijkswaterstaat en Prorail een succesvolle kennissessie georganiseerd met lezingen over de toepassing van geokunststoffen specifiek bij wegen en spoorlijnen (Klein ea. 2020). In navolging van deze succesvolle sessie is op 22 april 2021 een nieuwe online lezingenmiddag georganiseerd met als onderwerp ‘Geokunststof- fen in de waterbouw’. In samenwerking met het ingenieursnetwerk KIVI leidde dit tot een record- aantal deelnemers van 90 personen. Vanuit het brede waterbouwkundige vakgebied waren er deelnemers vanuit Rijkswaterstaat, Havenbedrijf Rotterdam, ingenieursbureaus, aannemers, onder- zoeksbureaus, etc. De mogelijkheden voor geotex- tielen in de waterbouw zijn groot. Veel informatie is te vinden in CUR-publicaties 174 (Geokunst-stof- fen in de waterbouw), 115 (Uitvoering) en 186 (Geokunststoffen en rivierdijkverbetering). De kennissessie omvat een zestal inhoudelijke onder- werpen, die hieronder worden besproken. CROW-RICHTLIJNEN VOOR GEOTEXTIELEN MANON HARMSEN Het CROW is een kennisplatform voor samen- werking van partners voor infrastructuur, openbare ruimte, verkeer en vervoer als ook aanbesteden en contracteren. Momenteel zijn er bij het CROW twee commissies actief bezig met richtlijnen rondom geokunststoffen, te weten ‘Ontwerpricht- lijn geotextielen onder steenbekledingen’ en ‘Milieu-impact Geokunststoffen’. De “Ontwerprichtlijn geotextielen onder steen- bekledingen” is een bestaande CROW-richtlijn welke in 2017 is gepubliceerd. De richtlijn geeft een eenvoudige, gedetailleerde en geavanceerde ontwerpmethode voor geotextielen, welke de functie van een filter laag onder steenbekledingen vervullen. Al snel na de publicatie bleek dat er (ongewenste) schades geconstateerd werden bij de geotextielen ontworpen conform deze richt- lijn, waaronder de specifieke combinatie van verschillende geotextielen (geocomposiet met weefsel en non-woven). Vanwege deze schades is er een klein comité opgestart om deze constatering nader te verken- nen. Om het probleem te duiden zijn proeven uitgevoerd om de specifieke ontwerpsituatie na te bootsen waarbij de schades optraden. Dit waren valproeven waarbij stenen met een maximum van 300 kg vanaf een hoogte van 2 meter direct op het geotextiel vielen (zie figuur 1 en 2). Uit de proeven bleek inderdaad dat er meer schade was aan de geotextielen dan dat er zou mogen zijn in vergelij- king met de regels weergegeven in ontwerpricht- lijn. Er is een werkgroep opgericht om dit nader te duiden en er is een erratum uitgegeven om te zorgen dat de ontwerprichtlijn tussentijds goed toegepast kan worden. De volledige publicatie en het erratum is te vinden op de website van het CROW: Ontwerprichtlijn Geotextielen onder steenbekleding. De tweede CROW-commissie houdt zich bezig met het verkennen van de milieu-impact van verschillende toepassingen van geokunststoffen in de grond, weg- en waterbouw. Deze verkenning is recent gestart en heeft geleid tot het oprichten van een nieuwe werkgroep. Vakdeskundigen kunnen nog deelnemen aan deze nieuwe werk- groep in oprichting. OPLOSSINGEN VERVUILDE WATERBODEMS STEFAN NIEWERTH Ernstig verontreinigde waterbodems kunnen voor de omgeving een aanzienlijk probleem vormen. Nederland is een deltagebied met drie grote rivieren Rijn, Waal en Maas. Decennialang heeft verontreinigd bezinksel vanuit industriële lozingen waterbodems vervuild, met grote nadelige gevolgen voor het natte ecosysteem. Sinds de jaren ‘80 zijn door een gerichte aanpak bij de bron, en saneringsmaatregelen grote verbeteringsslagen gerealiseerd. Geokunststoffen zijn een veelgebruikt en effectief middel in deze schoonmaakklus. Een voorbeeld is het versneld ontwateren van baggerslib door TOEPASSING VAN GEOKUNSTSTOFFEN IN DE WATERBOUW NGO -KENNISSESSIE: KENNISDELING WERKT BETER Figuur 1 – Uitvoering gestandaardiseerde valproeven op geotextiel filter laag, met beproeving weefsels, non-wovens en composieten, proeflocatie Gorinchem, september 2020. Figuur 2 – Gestandaardiseerde valproef op non-woven geotextiel filter laag en beoordeling schadepatroon, pro eflocatie Gorinchem, september 2020. Ing. Rijk GerritsenLow & Bonar / Enka Solutions Ir. Manon HarmsenRijkswaterstaat / CROW Ing. Theo HuybregtsGeologics / Tensar Ing. Edwin ZengerinkTe n Ca t e G e o s y n t h e t i c s Ir. Kees Dorst Dorst Waterbouw Consult / Waterschap Limburg middel van geotextiele elementen of het toepas- sen van geotextiele afdichtingslagen om versprei- ding van verontreinigd materiaal te voorkomen. Combinaties van geokunststoffen maakt hergebruik van vervuilde grond, het bouwen van oevercon- structies, of andere waterwerken met gebaggerd slib, zeer goed mogelijk. De ontwikkelingen in geocomposieten met een actieve filter laag in de kern, bieden nieuwe moge- lijkheden bij isolatie van verontreinigd bodemma- teriaal. De filterlaag absorbeert of adsorbeert de verontreinigen door middel van actieve stoffen en bacteriën. De filters zijn in staat om uiteenlopende materialen te binden zoals; petrochemische stoffen, zware metalen of poly- en perfluoralkyl bevattende stoffen, beter bekend als PFAS. Te g e l i j k e r t i j d z i j n d e z e a c t i e v e g e o c o m p o s i e t e n waterdoorlaatbaar, waardoor een toepassing in water of waterbodem vrijwel geen effect heeft op de lokale waterhuishouding en/of grondwater- stromen. In situaties waarbij de verontreinigen diffuus of lastig te bereiken zijn, is isoleren met een actief geocomposiet een kosteneffectieve keuze. Door actieve geocomposieten verticaal aan te brengen op locaties in de grond of af te hangen in een slibscherm, wordt verdere verspreiding van toxische stoffen in het stromend oppervlaktewater of grondwater vermeden. Figuur 3 en 4 geven een voorbeeld van het afzinken van een geotextiel met actief filter bij een project langs de Parramatta rivier in Australië. Hierbij is een groot aantal hotspots van sterk verontreinigde stoffen op efficiënte wijze geïsoleerd en is de negatieve impact op het rivier-ecosysteem beheerst. TOEPASSINGEN BIJ KADEMUURCONSTRUCTIES THEO HUYBREGTS Een kademuurconstructie kan bij hoge belastingen worden voorzien van een verankeringsconstructie met legankers (traditioneel anker), klapankers, groutankers, ankerpalen, paaljuk met schoorpalen of geogrids. De verankering met geogrids is daarvan een relatief nieuwe ontwikkeling. Er zijn diverse voordelen van verankering van geogrids ten opzichte van groutankers: - Overdracht belasting naar de grond gaat over de volle lengte van het geogrid, terwijl bij een grout- anker dit alleen gebeurt bij het groutlichaam. - Puntlasten van een stalen anker op de damwand dienen gespreid te worden door een gording. Bij verankering met geogrid is een gording niet nodig. - Aansluiting geogrids op de damwand scharniert en is hierdoor minder gevoelig voor (verschil)-zet- tingen. 51 GEOKUNST SEPTEMBER 2021 SAMENVATTING Voor het bevorderen van ke nnisoverd racht in het vakgebied organiseer t de NGO meermalen per jaar verschillende activiteiten. Op 22 april 2021 is er een online lezingenmiddag georganiseerd met als onderwerp; ‘Geokunststoffen in de waterbouw’. Heb je de sessie gemist? Geen nood: in het artikel vinden jullie uitgebreide beschrijvingen van de verschillende sessies. Het programma omvatte een breed scala aan geokunststof toepassingen als filterlaag onder steen- bekledingen, scheiding en isolatie van vervuilde waterbodems, verankeren en ontlasten van kademuurconstructies, geotextiele zandelementen, bentoniet- matten als afdichting bij dijken en als laatste erosiebescherming op oevers en taluds. We kijken terug op een zeer geslaagde online kennissessie. Met meer dan 90 deelnemers was het de NGO-activiteit met het grootste aantal deelnemers van de afgelopen jaren! Figuur 5 – Schematische weergave grondkerende constructie met geogrid verankering en ligging actieve zone. Figuur 6 – Uitvoering paalmatrasconstructie en overgangsconstructie met geogrid cellen- structuur kade Sagro Vlissingen. Figuur 3-4 – Aanbrengen geotextiel met actief filter voor het afdekken van een verontreinigde locatie langs de Parramatta rivier in Australië, 2019. - Geen corrosie bij geogrids. Nadelen van geogrid-verankering kunnen de benodigde ruimte en de mogelijkheden voor het ontgraven en aanleggen in den droge zijn. Een schematische figuur van een grondkerende constructie verankerd met geogrids is gegeven in figuur 5. Een dergelijke damwandverankering met geogrids is in Nederland al diverse keren toe- gepast, zoals bijvoorbeeld bij Windpark Krammer. Een andere toepassing voor gebruik van geogrids bij damwanden is om aan de kerende zijde van de damwand een gewapende grondconstructie te maken boven de grondwaterspiegel. Hierdoor wordt het bovenste deel van de damwand vrij gehouden van horizontale gronddruk, waardoor het totale moment bij een damwandberekening verminderd en kan worden volstaan met een lichter damwandprofiel. Een speciale toepassing betreft bestaande dam- wanden waar de maaiveldbelasting groter gaat worden dan in het oorspronkelijke ontwerp is aangehouden. Een voorbeeld is de Sagro-kade in Vlissingen (zie figuur 6). Hier moest de bestaande kade worden opgewaardeerd naar een maaiveld- belasting van 150 kN/m 2, om boorplatformen aan land te kunnen brengen met zogenaamde SPMT ’s (Self Propelled Modular Transporters). Om achter de kademuurconstructie deze hogere belasting te kunnen opnemen is een ontlastvloer met een paal- matrassysteem en een overgangsconstructie met geogrid cellenstructuur aangebracht. Deze paal- matrasconstructie zorgt ervoor dat de extra belas- ting niet richting de damwand gaat, maar rechtstreeks via de palen aan een draagkrachtige grondlaag wordt afgedragen. ZANDGEVULDE GEOTEXTIELE ELEMENTEN EDWIN ZENGERINK Zandgevulde geotextiele elementen worden al decennialang toegepast in de waterbouw. In de jaren ’50/’60 in de vorm van jute zakken, of andere soorten natuurlijke vezels. Hierna steeds meer ver- vangen door hoogwaardig technisch geotextielen. Deze geotextielen hebben een veel langere levens- duur, robuustheid en uniformiteit als standaard natuurlijke materialen. Door gebruik van speciale additieven in de garens kan er een levensduur- verwachting van >100 jaar worden afgegeven. Voor het ontwerpen met geotex t iele zandelemen- ten zijn in het verleden diverse CUR-rapporten verschenen. Veel achtergrondinformatie is te vinden in het boek ‘Geosystems: design rules and applications’ [Bezuijen, Vastenburg, 2012]. De toepassing van geotextiel gevulde zandelemen- ten stijgt nog jaarlijks in Nederland. Door het ge- bruik van lokaal aanwezig zand kan er een duurzame waterbouwkundige oplossing worden gebouwd. Het voordeel drukt zich dan gelijk uit in een zeer lage CO 2-emissie, ofwel de carbon foot- print is lager dan bij conventioneel uitgevoerde constructies. Er zijn veel verschillende soorten geotextiele zand- elementen zoals matrassen, zandzakken, big-bags, geobags, geotextiele tubes en geotextiele con- tainers. Al deze elementen worden op locatie gevuld met zand, en hiermee is er sprake van een zand-gevuld geotextiel element. Door de schaal vergroting van 1 m 3naar 800 m 3volume zijn grotere elementen op de markt gekomen die ofwel mechanisch dan wel hydraulisch gevuld kunnen worden. Afhankelijk van de toepassing en beschik- baar materieel kan er een keuze worden gemaakt welk element er toegepast kan worden. De geotextiele zandelementen vinden hun toe- passing in bijvoorbeeld onderwater-golfbrekers, vervanging van stenen in kernen van golfbrekers, perskaden bij landaanwinning of tijdelijke dammen om water te kunnen keren. Door de uitgebreide mogelijkheden worden deze elementen in het binnen- en buitenland veelvuldig toegepast. Met name nu er meer aandacht wordt gegeven aan het milieu kan toepassing van deze elementen bijdragen om de CO 2-footprint van een constructie te verlagen. TOEPASSING BENTONIETMATTEN OP EN BIJ DIJKEN KEES DORST Een Nederlandse (rivier)dijk is doorgaans opge- bouwd uit een zand- of kleikern, of zand afgedekt met een dikke erosiebestendige kleilaag. Deze klei moet aan strenge en specifieke eisen voldoen. Als (lokaal beschikbare) grond niet aan de hoge eisen voldoet dan moet de gewenste klei soms van grote afstand worden aangevoerd. Maar het is mogelijk om ook zonder dikke kleilaag een veilige dijk te bouwen. Een hoogwaardige bentonietmat (Geosynthetic Clay Liner – GCL) met een dikte van circa 8 mm, is voor veel dijken een bewezen alternatief voor een 1 meter dikke conventionele kleilaag, zowel in het voorland als op de dijk. In Duitsland worden bentonietmatten al decennia- lang in de dijkenbouw toegepast op locaties waar geen klei aanwezig is (zie figuur 9 Oderdijk). Daarnaast is er zeer veel ervaring met bentoniet- matten als minerale afdichting bij depots of stortlocaties. Onlangs is voor het eerst in Neder- land bij de dijkversterking van de primaire water- kering in Neer door Waterschap Limburg een bentonietmat toegepast als anti-piping maatregel in het voorland (zie figuur 10). De aannemer heeft gekozen voor deze bouwwijze op basis van lagere kosten, snellere bouwtijd en duurzaamheidswinst. To e p a s s i n g ó p d e w a t e r - k e r i n g z a l n a a r v e r w a c h - ting op korte termijn ook plaatsvinden bij Waterschap Limburg. Momenteel wordt een OBOR opgesteld (Ontwerp-, Beoordelings- en Onder- houdsrichtlijn), wat het gebruik van bentonietmat- 52 GEOKUNST SEPTEMBER 2021 Figuur 7 – To e p a s s i n g g e o t e x t i e l e t u b e i n d e k e r n v a n e e n d a m . Figuur 8 – To e p a s s i n g g e o t e x t i e l e t u b e en container in slibopvang Markermeer. ten op dijken voor ontwerpers en waterschappen algemeen mogelijk maakt. De voordelen van een hoogwaardige bentonietmat ten opzichte van een conventionele kleilaag zijn: - Mogelijkheden gebruik van gebiedseigen grond worden sterk vergroot. - Aanleg gaat vele malen sneller en eenvoudiger. - Beperking aantal transportbewegingen (CO 2-uit- stoot). - Minder grondonderzoek nodig op winlocaties. - Hoge kwaliteit waterafdichting bij hoogwater- situaties. - Kostprijs bentonietmat is per m 2goedkoper dan dijkenklei. EROSIEBESCHERMING IN DE WATERBOUW RIJK GERRITSEN Door extreme regenval of hydraulische belasting kan erosie van oevers en taluds plaatsvinden, met gevolgen als uitspoeling (geul-erosie), afstroom van sediment naar lagere delen of strandafslag op onze kustlijn. Dit kan zeer bedreigend zijn voor taluds (progressieve erosie/afschuiven), aangren- zende constructies en daardoor de veiligheid van waterkeringen. Geokunststoffen kunnen bij oevers en waterkeringen bijdragen op een groot aantal aspecten als erosiebescherming, sterkte (stabili- teit) en drainage (Gerritsen, Bezuijen, Dorst, 2019). Door middel van erosiebeschermingsmatten kan op waterkeringen een gewapende grasbekleding worden gerealiseerd. De mat wordt aangebracht in de toplaag van de bekleding en vormt een versteviging van de wortelzone. Een hoogwaar- dige erosiebeschermingsmat, ofwel ‘High Perfor- mance Turf Reinforcement Mat’ (HPTRM) heeft direct na aanleg de functie om uitspoeling van grond en zaadmengsels te voorkomen. Hierdoor 53 GEOKUNST SEPTEMBER 2021 Figuur 9 – Aanleg bentonietmat als afdichting op de Oderdijk Duitsland in plaats van een conventionele kleilaag. Figuur 11 – Aanleg erosiebescherming in den natte met een zware voorgevulde structuurmat op oevers roeivijver Zevenhuizen. Figuur 12 – Eindsituatie oeverbescherming met zware voorgevulde structuurmat op het talud en volledig begroeid, Oude IJssel Doetinchem, Waterschap Rijn en IJssel. Figuur 10 – Aanleg bentonietmat als v oorlandverbetering bij dijkversterking Neer, Waterschap Limburg, oktober 2019. 54 SEPTEMBER 2021 wordt een homogene ontkieming van de zaden en ontwikkeling van vegetatie gestimuleerd. Op de lange termijn vormt de erosiebeschermingsmat een wapeningsstructuur van de graszode (gewa- pend gras), waardoor de erosiebestendigheid bij hydraulische belastingen wordt vergroot. Erosiematten kunnen worden voorgevuld met een gebonden steenslag. Hiermee ontstaat een erosiemat met een zeer hoog volumiek gewicht van circa 20 kg/m 2die geschikt is voor aanleg onder, rond en boven de waterlijn. De erosiemat biedt blijvend bescherming bij wisselende waterstanden en hoge stroomsnelheden. Vegetatie ontkiemt in dit geval door de mat heen, waardoor een stabiele begroeide oever ontstaat. Hiermee is de voor- gevulde erosiebeschermingsmat een duurzaam alternatief met een lange levensduur ten opzichte van bijvoorbeeld een houten of betonnen be- schoeiing. De algemene kenmerken en voordelen van erosie- beschermingsmatten zijn als volgt: - Functioneert direct na aanleg en voor lange termijn. - Duurzame en groene oplossing, zelfs bij moeilijke (groei)omstandigheden. -Hoger veiligheidsniveau (vermindering risico bezwijken oever/grasbekleding). - Onderhoudsarm. Conclusie Geokunststoffen zijn bij uitstek geschikt voor slimmer bouwen (lagere kosten), verlaging van de CO 2uitstoot van constructies, en het verminderen van het gebruik van primaire granulaire bouwstof- fen (zandhonger). Geokunststoffen in de water- bouw kunnen breed worden toegepast, als bij- voorbeeld een filterlaag onder steenbekleding, scheiding en isolatie van vervuilde waterbodems, verankeren en ontlasten van kademuurconstructies, geotextiele zandelementen, bentonietmatten als afdichting bij dijken, erosiebescherming op oevers en taluds. De toepassing van geokunststoffen als hoogwaardig bouwmateriaal draagt hiermee in waterbouwkundige toepassingen een belangrijk steentje bij om Nederland veilig, leefbaar en bereikbaar te houden. Werken aan slimme oplossingen voor een duurzame en waterveilige toekomst doen we met elkaar. Literatuur - CROW-CUR Ontwerprichtlijn Geotextielen onder steenbekleding, publicatie inclusief erratum: https://www.crow.nl/publicaties/ontwerpricht- lijn-geotextielen-onder-steenbekleding , januari 2021. - CUR 174, Geokunststoffen in de waterbouw, CUR Bouw & Infra, oktober 2009. - CUR 186, Geokunststoffen en rivierdijkverbete- ring, Civieltechnisch Centrum Uitvoering Research en Regelgeving, CUR/NGO/RWS, juli 1996. - Klein, I, Van Regteren, D., Walinga, D., Fluit, I., Duskov, M., Van den Berg J., Van Gurp, C., Kwast, E., Gerritsen R., Toepassing van geokunststoffen in de grond-, weg- en waterbouw: kennisdeling werkt beter, Geokunst, juni 2020. - Gerritsen, R.H., Bezuijen, A., Dorst, K., Klimaat- verandering en weersextremen: toepassing van geokunststoffen bij waterkeringen en kust- verdediging, Geokunst, deel 1 (maart 2019) en deel 2 ( juni 2019). - Bezuijen, A., Vastenburg, E.W., Geosystems: design rules and applications, CRC Press, Novem- ber 14, 2012. Referentie figuren Figuur 1 en 2: Rijkswaterstaat / CROW Figuur 3 en 4: Huesker Synthetics Figuur 5 en 6: Tensar Figuur 7 en 8: TenCate Geosynthetics Figuur 9 en 10: Dorst Waterbouw Consult Figuur 11 en 12: Low & Bonar / Enka Solutions ! Kijk voor de presentaties van de kennissessie op de website van de NGO: http://ngo.nl/agenda-2021/ Meer interesse in geotextielen in de water- bouw? Schrijf je dan in voor de PAO cursus op: https://paotm.nl/nl/cursus/geotextielen- in-de-waterbouw/ YOUR KNOWLEDGE PARTNER IN GEOSYNTHETICS Europalaan 206 7559 SC HengeloNederland +31 (0)546 544 811geonederland@tencategeo.com www.tencategeo.nl twitter: @tencate_geo_nl GEOKUNST De ondergrond Na de spoorwegramp in Weesp in 1918 had de discipline grondmechanica begin jaren dertig han- den en voeten gekregen met de instelling van een leerstoel aan de Technische Hogeschool Delft en de oprichting van het Laboratorium voor Grond- mechanica (LGM). De daar vergaarde kennis zou men al snel hard nodig hebben (1, 2 en 3). Spoorlijnen van en naar Amsterdam In de begintijd van de spoorwegen lagen de eindpunten van de spoorlijnen in Amsterdam aan de rand van de toenmalige stad. De bouw van het Centraal Station was een goede oplossing voor de lijnen in de richtingen west, noord en oost (respec- tievelijk Haarlem, Zaandam en Weesp). Dat betekende echter niet dat alles wat betreft het Amsterdamse spoorwegnetwerk eens en voorgoed was opgelost. De treinen naar het zuiden (Utrecht) hadden het Rhijnspoorstation (het latere station Weesperpoor t) (figuur 1) als uitvalsbasis. De verbindingsbaan tussen het Weesperpoort- station en het Centraal station lag langs de Watergraafsmeer in Amsterdam Oost op maaiveld- niveau. Het steeds drukkere treinverkeer en de uitgebreide rangeerbewegingen betekenden dat overwegen daar welhaast eindeloos lang gesloten waren (figuur 2). En dan was er nog het station Willemspark, van waar de treinen naar de Haarlemmermeer vertrokken. Dat station, later het Haarlemmermeerstation genoemd, was in Amsterdam al helemaal niet met de rest van het spoorwegnet verbonden. De start van de aanleg van de Ringspoorbaan Ook na de bouw van het in 1889 geopende Centraal Station verschenen er nog diverse plan- nen voor de bouw van nieuwe sporen. Om de stad van de knellende banden van de bestaande lijnen te verlossen wilde men de verhoogde ringspoor- baan aanleggen. Met de bouw daarvan werd volgens (4) al in 1921 begonnen. Meer over de werkzaamheden in Amsterdam is te vinden in het verslag van een bijeenkomst op 29 juni 1921 van het Koninklijk Instituut van Ingenieurs (5). Het Centraal Station werd uitge- breid met een tweede kap, het westelijk Stations- eiland en het Westerdokseiland werden gewijzigd en uitgebreid en er werd een tweede viaduct langs de Haarlemmer Houttuinen aangelegd. De goederen- ringbaan met aansluiting op de lijn Amsterdam – Haarlem en het rangeeremplacement te Duiven- drecht kwamen er nog niet, maar een zandlichaam langs toenmalige de zuidrand van de stad tot aan de Amstel lag er eind jaren twintig al wel. Hoe dat werd aangelegd is te vinden in (6): zand uit de ontgraving voor de sluizen te IJmuiden werd met bakken via het Noordzeekanaal naar de Amstel gevaren en vervolgens met kiepwagentjes op een grondverbetering ter plaatse van de uitgegraven veenlaag aangebracht. Spoorverbindingen: Spoorwegwerken Oost To c h m o e s t e r i n d e j a r e n d e r t i g n o g m e e r g e b e u r e n . De Amsterdamse wethouder Salomon (Monne) Figuur 2 – Overweg Javastraat. Figuur 1 – Weesperpoor tstation. 34 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 100 JAAR RINGSPOORBAAN AMSTERDAM STABILITEIT TIJDENS HET OPHOGEN EN ZAKKINGEN OP DE LANGE TERMIJN Jan HeemstraOud projectleider van Deltares afdeling Geotechniek en van de voorgangers daarvan: Laboratorium voor Grondmechanica, Grondmechanica Delft en GeoDelft In 1921 ging de aanleg van de Ringpoorbaan in Amsterdam van start met de aanleg van een baanlichaam op een grondverbetering voor het gedeelte ten westen van de Amstel. In de jaren dertig werd er begonnen met de Spoorwegwerken Oost en de aanleg van de verbindingsbaan tussen de spoorlijn Amsterdam – Utrecht en het rangeerterrein in de Watergraafsmeer. De grote ophogingen, de slechte ondergrond en de snelle aanleg leidden tot grond- mechanische puzzels. Met de elementaire kennis die men in die jaren juist had opgebouwd lukte het toch het werk tot een goed einde te brengen. 35 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 SAMENVATTING Rodrigues de Miranda (1875 – 1942) wierp zich op als stimulator van een project dat veel werkgele- genheid opleverde. Zo kwam het tot de uitvoering van de “Spoorwegwerken Oost”, de vervanging van het Weesperpoortstation door het Amstel- station en de aanleg van de verhoogde verbin- dingsbaan tussen het Amstelstation en het nieuwe Muiderpoortstation (7). Tegelijkertijd werd begonnen met de aanleg van een verhoogde verbindingsbaan over een deel van de ringspoorbaan tussen Duiven- drecht en Diemen en de bouw van een groot ran- geerstation in de Watergraafsmeer. Helaas, de ondergrond hier was niet zo best. In (8) vinden we een overzicht van de stand van zaken van de werkzaamheden op dat moment. Jean Diederik Menno Bardet (1890-1975), ingenieur afdeelingschef 1e kl. der Nederl. Spoorwegen, merkt daar op “dat men bij deze werkzaamheden nog geen grote tegenslagen heeft gehad en dat men er ook geen verwacht”. Zo eenvoudig als Bardet het hier schetst zou het echter niet gaan. Een bericht uit het Algemeen Handelsblad van 17 maart 1937: “Door het zand verdreven Aan de Oud-Diemerlaan te Diemen is dezer dagen een woonhuis komen scheef te staan, daar de grond werd opgeperst door het zand, dat in de na- bijheid, voor den te maken spoorwegdam, meters hoog in het weiland ligt. De bewoners, twee be- jaarde menschen, hebben de wijk genomen naar een veiliger woonplaats. Daar gevaar van instorting niet denkbeeldig is, heeft de gemeentearchitect van Diemen, de heer J. de Boer, het perceel thans onbewoonbaar verklaard. De gedupeerde huis- eigenaar heeft den aannemer van het spoorweg- werk aansprakelijk gesteld voor de schade.” (figuur 3, 4 en 5) In oktober 1937 ging het nog een keer mis. De Tijd van 24 oktober 1937 meldt onder het kopje “De lastige veenbodem laat zich geducht gelden” dat de gasleiding naar Weesp en Muiden zoveel opzij schoof dat de arbeiders, belast met het omleggen van die leiding, die juist hun brood zaten te eten, onmiddellijk in de benen moesten omdat het niet verantwoord was die leiding nog langer in bedrijf te houden nadat een zandtreintje 28 kiepkarretjes met zand had gestort. In het Algemeen Handelsblad van 27 oktober 1937 is onder de kop “Persleiding Amsterdamse gas- fabrieken geraakt” een vergelijkbaar bericht te vinden. To c h n i e t z o g e m a k k e l i j k In (9) schetst Bardet een genuanceerder beeld van de ophoogwerkzaamheden. In dat artikel merkt hij op dat men voor de aanleg van de hoge baan twee cunetten wilde graven en dat men de baan wilde opspuiten tussen zandkisten die men zo kon vormen. Anders dan gepland kwam de slappe veenlaag en ook nog de daaronder liggende kleilaag echter in beweging. Had men het van tevoren zien aankomen, dan had men een andere werkwijze gekozen, maar men kon niet meer terug. Daarbij kwam nog dat het spuiten niet kon worden onderbroken omdat het perswater voor het spuiten uit moest worden gedreven omdat het anders opgesloten zou zijn en het niet meer afge- voerd kon worden. Het gevolg waren vrij aanzien- lijke oppersingen. Toch lukte het uiteindelijk het zand met draglines op zijn plaats te schuiven. De totale hoeveelheid zand volgens het bestek werd niet overschreden. Bardet: Een moeilijkheid leverde nog de aanleg van de hooge ringbaan juist ten Noorden van den spoorweg Amsterdam - Hilversum onder Diemen. Hier ligt de hoge baan tussen twee gedeelten van een Israëlietische begraafplaats, welke uit de aard der zaak niet mocht worden verstoord, evenmin als het bedrijf over den in exploitatie zijnde spoorweg. Hier is het zand in den droge ingereden onder voortdurend weggraven van een sleuf aan de west- Figuur 3 en 4 – Algemeen Handelsblad, 1 maart respectievelijk 2 maart 1937. Figuur 5 – Door afschuiving beschadigde woning, Delftsche Courant 3 maart 1937. zijde van het stort. Hier heeft deze methode succes opgeleverd en zijn verstoringen buiten de grens, welke tot elke prijs vermeden moesten worden, met weinig kostbare middelen geheel voorkomen (figuur 6). Stabiliteit tijdens het aanbrengen van een ophoging Nicolaas Machlinus de Kanter (1873 - 1937), als Chef van de Werken Noord der Nederlandsche Spoorwegen betrokken bij de Spoorwegwerken Oost, beschrijft de plannen tot Verbetering van de Spoorweg- en Verkeerstoestanden Amsterdam Oostzijde in twee artikelen in het tijdschrift Spoor- en Tramwegen, respectievelijk van 26 september 1933 en van 10 oktober 1933. In die artikelen zegt hij nog niets over de stabiliteit van de hooggelegen baan, maar in maart 1933 was hij wel degene die in het kader van het onderzoek naar de spoorweg- ramp in Weesp in 1918 stabiliteitsberekeningen langs een cirkelvormig glijvlak uitvoerde voor Albert Sybrandus Keverling Buisman (1890 – 1944), de eerste hoogleraar grondmechanica en de oprichter van het Laboratorium voor Grondmecha- nica. Op 27 februari 1936 was er een afschuiving aan de Kruislaan (ongeveer ter hoogte van het huidige station Science Park) opgetreden. Of De Kanter daarvoor ook al glijvlakberekeningen heeft uitge- voerd weten we niet. De Kanter overleed op 15 juni 1937. De blauwdruk van deze afschuiving (figuur 7) is door Bardet in elk geval wel geparafeerd. In het algemeen rekent men eerst naar de stabili- teit in de eindsituatie, maar de stabiliteit direct na het ophogen is aanzienlijk kleiner. In 1936 wist men dat ook al wel, maar men kon er nog niet goed aan rekenen. Gronddeeltjes hebben wrijvings- weerstand, grondwater heeft dat niet. Karl von Te r z a g h i ( 1 8 8 3 – 1 9 6 3 ) t o o n d e a a n d a t i n v o l l e d i g met water verzadigde grond de som van korrel- spanning en waterspanning bij gelijkblijvende bovenbelasting constant is. Omdat water stijver is dan een slap korrelskelet, neemt bij toename van de belasting eerst alleen de waterspanning toe en pas na enige tijd, als het overspannen water is afgevloeid, de korrelspanning. Dit wordt de aanpassing genoemd. Direct na het aanbrengen van een ophoging is de wrijvingsweerstand dan ook relatief klein en deze groeit maar geleidelijk aan. Daarom is een ophoging kort na aanbrengen van een ophoging minder stabiel dan na een tijd wachten, als de ondergrond eenmaal is aangepast aan de bovenbelasting. Uit (10) van de hand van Cornelis Biemond (1899 – 1980), Chef der Afdeeling Bruggen bij den Dienst van Publieke Werken te Amsterdam, blijkt dat men destijds al heel goed begreep wat er gebeurde: De slechte lagen bleven gevaarlijk, zoolang de inwendige waterdruk sterk bleef toenemen met 36 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 Figuur 6 – Ringbaan bij de Israëlitische begraafplaats te Diemen. Figuur 8 – dwarsprofiel Amsterdam – Utrecht. Figuur 9 – Dwarsprofiel Amsterdam – Utrecht. Rechts de door Biemond geconstrueerde Berlagebrug, geopend in 1932. Figuur 7 – Afschuiving bij de Kruislaan. 37 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 het verhoogen van de bovenbelasting; de water- druk in deze lagen moet worden beschouwd niet als de hydrostatische druk, maar als die van in de poriën opgesloten water, dat de grondkorrels van elkaar houdt en bij toename van den druk op spanning komt. In normale (zand-) lagen stijgt de stijghoogte van het water niet bij verhooging van de bovenbelasting (de „aantrekking" van het grondwater, hetwelk een ander verschijnsel is, daargelaten); zijn de bodemlagen slecht en voornamelijk kleiachtig, dan wordt de meerdere bovenbelasting niet overgedragen van korrel op korrel naar den ondergrond, maar is het mogelijk dat het vastgehouden water onder druk komt. Dit beteekent, dat deze bodemlagen vloeibaar blijven of worden en dat daarin een alzijdige vloeistofdruk optreedt. Alleen daardoor zijn de quasi-vulcani- sche uitbarstingen te verklaren. De waarnemingen, met deze filterbron verricht, stemmen met boven- staande beschrijving overeen. Uit het jaarverslag van het LGM over 1937 blijkt dat nog maar net een begin gemaakt was met het meten van waterspanningen om te voorspellen hoe groot of klein de stabiliteit van een ophoging direct na het aanbrengen van die ophoging zou zijn en om te bepalen hoe lang men moest wachten tot de grond voldoende zou zijn aangepast. Biemond gaat wel in op de relatie tussen stabiliteit en waterspanningen. Hij noemt in zijn artikel zijn samenwerking met Keverling Buisman en geeft aan dat metingen aan de Dijksgracht in Amsterdam hadden aangetoond dat inwendige waterdrukken meetbaar zijn en dat “bij hooge belasting elke verdere belasting voor 100% door toename van de waterdruk wordt gedragen”. Pas in 1939 werd dit type metingen meer gemeen- goed. Uit het jaarverslag 1939 van het LGM: Tijdens de uitvoering kan men door middel van het meten van waterspanningen in den ondergrond een controle op de werkwijze verkrijgen. Een apparaat voor het meten van deze waterspanningen werd dit jaar veel verbeterd en vond op veel werken toepassing. In (11) wordt voor de baanverbetering in Oudewa- ter een beschrijving gegeven van een kwikwater- spanningsmeter zoals men die in 1942 gebruikte. Zakkingen op de lange termijn Keverling Buisman was begonnen als hoogleraar Algemene Mechanica. In 1933 had hij met Johan- nes Lohmann (1908 - 1996), de latere president-di- recteur van NS, samengewerkt aan het tot stand komen van de VOSB, de voorschriften voor het ontwerpen van stalen bruggen. Lohmann was werkzaam bij de afdeling Weg- en Werken van de NS in Utrecht en hij werkte op zijn beurt samen met Hermannus Gerardus Johan Schelling (1888 – 1978), de ontwerper van het Amstelstation. De ophoging voor het Amstelstation was niet gering (figuur 8, 9 en 10). Het voorplein van het station lag op NAP – 5 m, het niveau van de Watergraafsmeer. Het stationsplein lag op NAP + 2,3 m maar de spo- ren lagen op NAP + 7 m, zodat hier een ophoging van in totaal 12 m nodig was. Alle tijd die men had moest men hier gebruiken om zo snel mogelijk van de wateroverspanningen af te komen. Methoden om de aanpassing te versnellen, zoals verticale drainage, bestonden nog niet. Wel werd een bronbemaling toegepast om het spuit- water zo snel mogelijk af te voeren. Keverling Buisman heeft op drie plaatsen lange ter- mijn zakkingsmetingen laten uitvoeren ter onder- bouwing van zijn theorie m.b.t. het seculair (= eeuwigdurend) effect: het proefvak Stolwijk (goed gedocumenteerd), de toegangsweg Gouda (Burge- meester Jamessingel, enige gegevens bewaard) en het Amstelstation (medio jaren vijftig besproken door Emmericus Carel Willem Adriaan Geuze (1906 – ca.1987) in (12), weinig gegevens overgeleverd). Lohman geeft in (13) een zakkingsgrafiek als func- tie van de tijd na het stapsgewijs aanbrengen van de ophoging bij het Amstelstation. Hij extrapo- leert de zakkingsmeting naar 100 jaar na ophogen (figuur 11). Keverling Buisman geeft dezelfde grafiek (figuur 12) meer gedetailleerd weer in (14). Daar vinden we ook meer over de grootte (12 m) en het belas- tingsschema van de ophoging. In (15) bespreekt Keverling Buisman dit verloop. Hij noemt wel de consequenties van de waterover- spanningen voor het zettingsverloop, maar niet die voor de stabiliteit. Uiteindelijk komt het hele werk wel tijdig gereed, zoals beschreven in (16) van Arend Plomp (1884-1964), chef Nieuwe Werken der Nederlandsche Spoorwegen. Hoe liep het af met de ringspoorbaan? Na de oorlog lag er in het niet afgemaakte deel van de ringspoorbaan al een aantal stalen bruggen. Die werden toen verwijderd en gebruikt om elders vernielde bruggen te vervangen. Figuur 10 – Ophoging Amsterdam Amstel, doorsnede. Figuur 11 – Zak- king Amstelstation berekend en geme- ten door Lohman. Figuur 12 – Zakking Amstelstation geïnterpreteerd door Keverling Buisman. 38 Kandt b.v. Hoogeveenenweg 21 2913 LV Nieuwerkerk aan den IJssel t 0180 - 633 048 • e kandtbv@kandtbv.nl www.kandtbv.nl - SINDS 1978 - Bij Kandt kunt u onder meer terecht voor het leveren, aanbrengen en eventueel weer verwijderen van uw (verankerde of gestempelde) damwand - constructie en het trillen, heien of boren van paalconstructies (al dan niet in spoorse omstandigheden). Veel van het materieel is geschikt om in een omgving te werken met een hoogtebeperking. Oplossingen door maatwerk. SEPTEMBER 2021 Dat station Willemspark alleen verbonden was met de Haarlemmermeer maar niet met de andere Amsterdamse stations was niet zo’n probleem want de lijnen naar de Haarlemmermeer waren in die tijd nog maar van geringe betekenis. Wel ontstond er in de wederopbouwjaren direct na de oorlog een plan om een ondergronds station ter plaatse van het Leidseplein via een ondergrondse (kruisingvrije) spoorlijn onder de Lairessestraat en de Cornelis Krusemanstraat met het Haarlemmer- meerstation te verbinden, het plan Plomp (17). Vanuit het centrum van Amsterdam was dan, via de Haarlemmermeerlijn, om het Amsterdamse Bos heen, Schiphol te bereiken. Financieel was dit toch wel een beetje erg hoog gegrepen. De Schiphollijn werd uiteindelijk pas een kleine 50 jaar later aangelegd, niet over de Haarlemmer- meerspoorlijn maar over de zuidelijke, en later ook de westelijke tak van het tracé van de ringspoor- baan. Toen de lijn van Schiphol naar Leiden nog niet gereed was, konden de sporen van de Haar- lemmermeerspoorlijn nog wel worden gebruikt voor de uitwisseling van reizigersmaterieel voor de Schiphollijn. Nu worden het Haarlemmermeer- station en de sporen langs het Amsterdamse Bos alleen nog gebruikt door de elektrische museum- tramlijn van Amsterdam naar Amstelveen en Boven- kerk. Via de verlenging van vroegere sneltramlijn 51 zal de nieuwe tramlijn 25 het Amsterdamse station Zuid WTC aan de ringspoorbaan echter toch nog gaan verbinden met het oude stationnetje van Uithoorn aan de Haarlemmermeerlijn. Literatuur 1. C. Biemond, Grondwerken langs de Dijksgracht en Binnenhaven bij de spoorwegwerken te Amster- dam Oost, de Ingenieur Bouw- en Waterbouw- kunde, 3 mei 1935 2. Archief van Deltares afdeling Geotechniek, pro- jectdossier 412 d.d. 1936 3. Laboratorium voor Grondmechanica Delft, kwar- taalbericht van het 4e kwartaal eind 1936 4. J. Kruizinga, XYZ van Amsterdam, Amsterdam Publishers, 1995 5. N.N., Verslag van de vergadering van de Afdee- ling voor Spoorwegbouw en Spoorwegexploitatie van het Koninklijk Instituut van Ingenieurs, Alge- meen Handelsblad d.d. 1 juli 1921 en de Ingenieur, 9 juli 1921 6. N.N., Uit het Moederland: de ringspoorbaan rond Amsterdam, Sumatrapost, 1 april 1924 7. N.M. de Kanter en C. Biemond, Plannen tot Ver- betering van de Spoorweg- en Verkeerstoestanden Amsterdam Oostzijde, Spoor en Tramwegen, 26 september 1933 en 10 oktober 1933 8. N.N., De spoorwegwerken in Amsterdam=Oost, een overzicht van de stand der werkzaamheden, naar het einde van de overwegen misère, de Tri bune, 23 januari 1937 9. J.D.M. Bardet, De in uitvoering-zijnde spoor- wegwerken in Amsterdam-Oost, de Ingenieur Bouw- en Waterbouwkunde, 23 dec 1938 10. C. Biemond, de grondwerken voor het Amstel- station te Amsterdam, de Ingenieur Bouw- en wa- terbouwkunde, 21 jan 1938 11. J.L.A. Cuperus, Eenige mededelingen over baanversterking, Spoor- en Tramwegen, 17 en 31 jan. 1942 12. E.C.W.A. Geuze, Terreinzettingen onder in- vloed van een bovenbelasting, LGM mededelingen II no 4 van april 1958 13. J. Lohman, Fundeering van het Amstelstation te Amsterdam, de Ingenieur Bouw- en Waterbouw- kunde, 15 juli 1938 14. A.S. Keverling Buisman, Grondmechanica, Waltman 1940 15. A.S. Keverling Buisman, Enkele grepen uit de grondmechanica en meer in het bijzonder uit het zettingsprobleem, de Ingenieur Bouw- en Water- bouwkunde 19 augustus 1938 16. A. Plomp, De spoorwegwerken te Amsterdam, Spoor- en Tramwegen, 14 oktober 1939. 17. A. Plomp, Spoorwegplannen voor Nederland, Bouw, 6 juni 1946. ! GEOTECHNIEK 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. 22 SEPTEMBER 2021 GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST SPECIAL BEHORENDE BIJ EDITIE 3, AUGUSTUS 2021 JAARGANG 25 VAN VAKBL AD EN KENNISPLATFORM GEOTECHNIEK Mathenesserlaan 347 3023 GB Rotterdam Te l . 0 0 3 1 ( 0 )1 0 4 2 5 6 5 4 4 www.uitgeverijeducom.nl www.vakbladgeotechniek.nl © Copyrights Uitgeverij Educom v.o.f. September 2021Niets uit deze uitgave mag worden gereproduceerd met welke methode dan ook, zonder schriftelijke toestemming van de uitgever. © ISSN 1386 - 2758 Uitgever/bladmanager Uitgeverij Educom Robert P.H. Diederiks Te k s t i n t e r v i e w Peter Juijn Coverfoto De Zalmhaven c.v. Overig beeldmateriaal Archief Geobest GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST Op 23 September 2011 maakte Erwin de Jong de gang naar de notaris in Groot Ammers, destijds de vestigingsplaats van Nebest Adviesgroep, het be- drijf waar Geobest vanaf de oprichting aan gelieerd is. De geboorte van Geobest was daarmee een feit, met Erwin als enige adviseur en tegelijk ook roer- ganger. En nee, de naam heeft dus niets te maken met de plaats Best, of het feit dat we ons zelf beter achten dan de rest… De werkzaamheden van Geobest begonnen vanuit Mijdrecht, in de vestiging van Nebest aldaar. Binnen enkele jaren was het team uitgebreid tot 5 medewerkers (m/v), zodat het Mijdrechtse kantoor in 2015 goed gevuld was en er steeds meer opdrachtgevers voorzien konden worden van praktische, hoogwaardige geotechnische adviezen. In die jaren waren het vooral de warme contacten in de aannemerij uit eerdere betrekkingen die de stroom opdrachten op gang brachten en hielden. In 2016 volgde de verhuizing naar Vianen, waar Nebest (en alle aan haar gelieerde ondernemingen) zich huisvestten in één centraal kantoor. Daar ging de groei qua opdrachten en personeel gestaag door en kregen we – naast meer adviseurs – ook onze eigen Office Manager, wellicht de belangrijk- ste stap voor de ontwikkeling tot een echt bedrijf. Op dit moment heeft Geobest 12 medewerkers. Naast de projecten voor aannemers, die ons blijven vinden, werken we inmiddels voor projectontwik- kelaars, constructeurs, overheden en op andere terreinen opererende ingenieursbureaus. Ook is er samenwerking met verschillende Nebest onder- nemingen en afdelingen. Onze projecten bevinden zich niet uitsluitend in Nederland, maar over de hele wereld, zowel on- als offshore. Na 10 enerverende jaren is de lijst met kleine en grote projecten waar we aan bij hebben gedragen lang en divers. Op onze website www.geobest.nl zijn er een aantal te vinden. We buigen ons dage- lijks over alle soorten vraagstukken waarin de sterkte van grond een prominente rol speelt. Wat maakt Geobest bijzonder? Wij werken met een grote betrokkenheid aan projecten, vanuit een unieke combinatie van theoretische kennis en praktijkervaring. Die combinatie werkt door in de opleiding van onze mensen en in de oplossingen en adviezen die door ons worden gegeven. Daarnaast heerst er een informele en professionele sfeer, die uiteraard af en toe wordt doorgetrokken naar activiteiten buiten het kantoor. ‘Work hard, play hard’, zoals dat zo mooi wordt genoemd. Wij zijn bijzonder trots op deze mijlpaal die uiter- aard nog op gepaste wijze zal worden gevierd. Vroeg of laat zullen de nodige champagne kurken ploffen om dit heuglijke feit te vieren. Rest ons nog om onze zeer grote dank uit te spreken aan al onze opdrachtgevers, die ons bestaan mogelijk maken. Wij zijn zeer dankbaar voor alle boeiende en uitdagende opdrachten en hopen een goede en gefundeerde bijdrage te hebben kunnen leveren aan het ontstaan van kleine en grote bouwwerken in Nederland en daarbuiten. Niet alleen Geobest, maar ook het vakgebied waar wij in werken heeft zich in 10 jaar tijd flink ontwikkeld. Uiteraard zijn wij ook hierin mee gegroeid. Wij kijken uit naar nieuwe uitdagingen. Op naar de volgende 10 jaar! ! 10 JAAR GEOBEST! Geotechniek is een uitgave van Uitgeverij Educom v.o.f. Geobest in 2015, Martijn Willeboer, Emmy Post, Raoul Broekens, Erwin de Jong en Roel Brouwer. 23 SEPTEMBER 2021 GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST In 2011 richtte Erwin de Jong samen met ingenieursbureau Nebest het geotechnische bureau Geobest op. Inmiddels telt het bedrijf twaalf personeelsleden, met naast Erwin nog drie zeer ervaren medewerkers. De bedrijfsfilosofie is gebaseerd op betrokkenheid van het personeel, betrouwbare adviezen en uitvoerbare ontwerpen. Erwin de Jong: “Na jaren in loondienst bij verschil- lende bedrijven ben ik tien jaar geleden voor mezelf begonnen. Ik wilde meer vrijheid en zelf kunnen bepalen hoe ik mijn geotechnische advies- werk vorm geef, zowel inhoudelijk als organisato- risch. Uiteraard moest de kwaliteit hoog zijn, maar de waarde van adviezen hangt van meer af. Zo wordt die ook in belangrijke mate bepaald door de betrokkenheid van de adviseur en de praktische toepasbaarheid van de adviezen. Aan vrijblijvende adviezen heeft een klant weinig en als een project al in de uitvoeringsfase zit zijn dergelijke adviezen zelfs zinloos. Als er keuzes moeten worden gemaakt, dient een advies inzicht te verschaffen in de risico’s die verbonden zijn aan de verschillende oplossingen. Alleen dan kan een klant een goed en onderbouwd besluit nemen.” Uitdagend Roel Brouwer vult aan: “Als Geobest geven we adviezen in alle stadia van bouwprojecten. Geen project is voor ons te klein of te groot, maar we hebben wel een duidelijke voorkeur voor uitda- gende vraagstukken. Waar het project zich op de wereld bevindt, is evenmin een beperking voor ons. Zo ben ik bij veel buitenlandse projecten betrokken, bijvoorbeeld in Kenia, Nigeria, Mexico en de Verenigde Staten. Verder geef ik – vooral in het Verenigd Koninkrijk – veel adviezen over de heibaarheid van palen en damwanden, opdrachten waarbij theorie en praktijk samenkomen”. “Verder werken we de laatste jaren voor Mammoet, dat wereldwijd grote kranen inzet met enorme hijscapaciteiten. Om veilig met dergelijke kranen te kunnen werken is een stabiele kraanopstelplaats nodig. Als de lokale ondergrond daar niet stevig genoeg voor is, adviseren wij hoe de grond het beste kan worden verbeterd. Samen met Mammoet hebben we daarvoor een speciaal concept ontwikkeld”. Bedrijfsfilosofie Wie de cv’s van de vier ‘principal consultants’ van Geobest bekijkt – naast Erwin en Roel gaat het om Robert Schippers en Ruud Steenbrink – ziet direct dat drie van de vier in eenzelfde periode bij hetzelfde aannemersbedrijf hebben gewerkt. GEOBEST VIERT TIENJARIG BESTAAN Figuur 1 – Boerenwetering- garage Amsterdam. Robert Schippers zegt hierover: “Dat we elkaar allemaal al kenden voordat we bij Geobest gingen samenwerken is geen toeval. Het past helemaal bij onze bedrijfsfilosofie dat het belangrijk is dat er een persoonlijke klik is en dat je weet wat je aan anderen hebt en wat ieders deskundigheid is.” “Goede contacten en je netwerk benutten is ook de manier waarop we het overgrote deel van onze klussen binnen halen”, stelt Robert. “Zelf ken ik bijvoorbeeld vanuit eerdere functies veel construc- teurs. Doordat ik in het verleden vaak met hen heb samengewerkt, weten zij goed wat ze aan me hebben. Ze schakelen me in zodra ze tegen lastige geotechnische vraagstukken oplopen, of dat nu bij een groot of klein project is. Bij de andere collega’s gaat dat op eenzelfde manier en aangezien we ieder onze eigen specialismen hebben, kunnen we als bedrijf op tal van geotechnische vraagstukken ondersteuning bieden.” Alternatieve funderingsmethode Robert vervolgt: “Ik ben bijvoorbeeld via mijn netwerk gevraagd voor het project De Zalmhaven in Rotterdam. Onderdeel van dit project is de bouw van een 215 meter hoge woontoren. Dergelijke hoogbouw kun je niet funderen met palen in de eerste zandlaag, zoals met lagere gebouwen in Rotterdam de gewoonte is. Door het enorme gewicht van dit soort hoogbouw krijg je bij de gebruikelijk funderingsmethode te maken met aanzienlijk zettingen. Het leemachtige pakket – de zogeheten formatie van Waalre - dat onder de eerst zandlaag ligt, zou dan gedurende de tijd zodanig vervormen dat het gebouw uiteindelijk zo’n veertig centimeter zakt. Aangezien tegen de woontoren lagere woongebouwen komen die minder zakken, zou dit tot ongewenste schade leiden. Daarom hebben we gezocht naar een alter- natieve funderingsmethode en zijn we na veel denk- en rekenwerk uitgekomen op geschroefde buispalen van 65 meter lang. Deze palen gaan door de formatie van Waalre heen en staan met hun punt in een dieper gelegen zandlaag.” Begrijpen wat je doet “Dit soort projecten ligt ons goed”, vult Ruud Steenbrink aan. “Ze vereisen dat je verder kunt denken dan de normen. Immers, normen zijn geschikt voor standaardsituaties. Zodra je situaties tegenkomt die niet standaard zijn, biedt rekenen volgens de norm geen uitkomst. Je moet dan echt begrijpen wat belangrijk is en samen met andere betrokken experts uit aanpalende vakgebieden, integraal nagaan hoe je tot een voldoende veilige oplossing komt, die ook nog eens betaalbaar en uitvoerbaar is. Als Geobest vinden we dit soort uitdagende vraagstukken niet alleen leuk, we zijn er ook goed in. Een mooi voorbeeld van zo’n vraag- stuk is het project Ring Zuid in Groningen, waar we aan meewerken. Dit project is niet alleen uitdagend vanwege de omvang en de vele partijen die erbij betrokken zijn, maar ook vanwege de complexe ondergrond. Bij het project hebben we te maken met grote lokale bodemverschillen. Zo treffen we klei en veen aan, maar ook zand, zwerf- keien en potklei. Kortom, heterogeniteit is troef. Dat betekent dat we niet zomaar de normen kun- nen toepassen, maar steeds heel goed moeten nadenken en onze deskundigheid en creativiteit moeten aanspreken.” Vo lgens Er win geldt dit ook voor de adviezen die hij geeft aan de gemeente Amsterdam in het kader 24 SEPTEMBER 2021 Figuur 2 – Hei- en trilwerkzaamheden Dover Port. Figuur 3 – Verd iepte ligging A15. GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST 25 SEPTEMBER 2021 GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST van het Programma Bruggen en Kademuren: “Een groot deel van deze constructies is gefundeerd op houten palen en is oorspronkelijk ontworpen om de belasting van een paard en wagen te kunnen dragen. Inmiddels rijden er zware vrachtwagens overheen en is de draagkracht van de palen door bacteriële aantasting verminderd. De vraag leeft dan ook of dit constructief wel veilig is. Om die vraag te beantwoorden is de gemeente een onder- zoeksprogramma gestart. Als extern deskundige breng ik inhoudelijk kennis in.” Kenmerkend voor de aanpak van Geobest is de nadruk op uitvoerbaarheid. Robert: “We hebben veel uitvoeringservaring en streven ernaar niet alleen geotechnische adviezen te geven, maar ook betrokken te zijn bij het bouwproces. Zo begelei- den we aannemers vaak tijdens de bouw en onder- steunen we hen bij het maken van keuzes rond geotechnische aspecten. Ook helpen we partijen bij de keuze van onderaannemers en de inhoude- lijke beoordeling van aanbiedingen. Een verkeerde ‘inkoop’ leidt namelijk later vaak tot problemen.” Informele sfeer De afgelopen tien jaar heeft Geobest een forse groei doorgemaakt. Op de vraag of het de ambitie is om de komende jaren door te groeien volgt een genuanceerd antwoord. Erwin: “We willen wel groeien, maar groei is geen doel op zich. Onze bedrijfsvoering is gebaseerd op een soort meester- gezel-relatie. De ‘meesters’, de senior medewer- kers, zijn nog altijd verantwoordelijk voor het binnenhalen van het merendeel van de opdrachten uit de markt. Vervolgens worden de opdrachten samen met minder ervaren collega’s uitgevoerd, waarbij kennisoverdracht centraal staat. Door deze werkwijze is groei direct verbonden met het aantal ervaren medewerkers: we breiden alleen uit als we geschikte kandidaten treffen die een aanvul- ling zijn op het bestaande team. Een belangrijke voorwaarde daarbij is verder dat een kandidaat past bij de informele sfeer die we binnen Geobest belangrijk vinden. Immers, werk beslaat een groot deel van het leven, dus daar kun je maar beter plezier in hebben en voldoening uit halen.” ! Figuur 4 – Windpark Deil. Een groot betonnen gebouw, midden in de TU wijk. Passend bij het vak van de civiele techniek, dat is duidelijk. Sfeerloos als gebouw maar vol van leven en verwachting; en de plek waar ik 25 jaar geleden 5 jaar studeerde en vrienden zou maken voor het leven (althans tot nu toe). Er waren leermeesters ( ja mees- ters, het is niet anders, later daarover meer) die inspireerden en enkelen die ons in slaap susten en ik maakte kennis met het mooie vak van de civiele techniek en vrij snel daarna al de geotechniek. Machtig was het gevoel onderin een 30 m diepe bouwput te staan in Londen, ja mijn liefde daarvoor is nooit meer weggegaan. Tegelijkertijd met deze ontwikkelingen groeide er een prachtig vakblad, waarvan het voor mij leek of het altijd al bestaan had. Als lid van de redactie zag ik later in hoeveel werk er in zo’n blad gaat en hoe belangrijk het is de inhoud aan te laten sluiten op de praktijk, voldoende vernieuwend te zijn en ruimte te geven voor wat ik noem “de sociale cohesie” van het vakgebied. Het is toch echt ‘ons’ vakblad, van de sponsors, van KIVI, van allen. Behalve voor kromme d’s is er ruimte voor projectervaringen en lief en leed uit het vakgebied, inclusief werving en selectie, niet onbelangrijk in de schaarse markt van geotechnici die er gedurende die 25 jaar eigenlijk bijna altijd is geweest. Is er eigenlijk veel veranderd in die 25 jaar? Nou nogal. Het blad is een moderne glossy en zeer kleurrijk. Best jammer dat we dat van geotechnici nog wat te weinig kunnen zeggen, om maar eens een punt te maken dat ik om me heen professioneel gezien niet zo vaak hoor. Het vakblad is internationaler geworden, natuurlijk met Vlaams België erbij maar ook met de internatio- nale specials die ik altijd hoog heb zitten (en menigmaal op een congres bij mensen in hun tassen heb gepraat). En dat geldt gelukkig wél voor geotechnici van dit moment. Via internatio- nale studenten en instroom is ons clubje verrijkt. Deze inter- nationals brengen nieuwe ideeën dicht- bij en toepasbaar voor Nederland. Niet allemaal zullen ze deze column in het Nederlands al kunnen volgen maar ik zie veel van hen zich inspannen en prima aansluiten in de Nederlandse omstan- digheden. Mocht u nog een zetje nodig hebben, nodig eens een internationale student uit voor een kennismaking (virtueel of straks weer in het echt) en see for your self! Een beetje diver- siteit (op alle fronten) voegt echt iets toe, het duurt me echt soms wat te lang voordat dit gemeengoed wordt. De instroom is aardig op orde, maar helaas verliezen we veel talent, ook nog steeds veel vrouwen, ergens in hun technische loopbaan. En nee, dat is geen issue dat we kunnen af doen met makkelijke verklaringen. Daarvoor is eerlijk in de spiegel kijken nodig, welke (onbewuste) voorkeuren heb ik zelf eigenlijk en zijn deze wel zo behulpzaam? Te r u g n a a r h e t v a k b l a d , t e r u g n a a r d e i n h o u d . 2 5 j a a r g e l e d e n was een beetje berekening nog een hele hoop werk, eindig elementen stonden nog aan het begin en van prof. Verruijt leerde ik programmeren in Basic. En nu? Digital twins, random finite elements, probabilistisch en parametrisch ontwerpen en toepassing van machine learning (u ziet ook hier de internatio- nalisering in het taalgebruik), we draaien onze hand er niet meer voor om en het blad staat er mee vol. En wat brengt ons dat? Je zou verwachten dat faalkosten tot het verleden behoren. Niets is minder waar. 25 jaar geleden werden deze nog niet zo genoemd, 10 jaar geleden bereikte de aandacht hiervoor het hoogtepunt en nu? Niemand durft het nog te zeggen, maar ze zijn er nog steeds. Door steeds complexere projecten kunnen de ontwikkelingen in het vakgebied, ondanks de grote verbeteringen die deze brengen, dit nog niet voorkomen. Persoonlijk denk ik dat er nog vaak een mismatch is of een verkeerde zuinigheid voor het inzetten van kennis in projecten. Moderne middelen kunnen bovendien niet zonder gedegen kennis van de ondergrond die er aan de voorkant ingaat. En waar zit die kennis? 25 jaar geleden nog bij een sterke inhou- delijke overheid, later bij kennisinstituten (nog steeds!) maar ook steeds meer bij marktpartijen. De noodzaak om het samen te doen is dus steeds groter, omdat de uitdagingen ook groter worden. Dicht op elkaar leven, bodemdaling, klimaatverande- ring, energietransitie, de tijd dat zaken overzichtelijk waren (als die er ooit was) is toch wel echt voorbij. Eigenlijk ook meteen wel goed nieuws, want geotechnici zijn bewezen goed in staat om te gaan met onzekerheden en risico’s en kan- sen te creëren die waarde toevoegen aan maatschappelijke ontwikkelingen en de projecten die we daarvoor nodig hebben. Nou, waar wachten we nog op, aan het werk! Of nee, eerst nog even genieten van deze editie van het vakblad. 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 JAAR (VAKBLAD) GEOTECHNIEK Dr. Ir. Mandy KorffStrategic advisor Deltares Associate Professor in Geo-engineering TU Delft 11 SEPTEMBER 2021 GEOTECHNIEK 16 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 COLUMN GROND IN DE HAND HOUDEN – DE VORM VAN ZANDKORRELS (1) IDENTIFICATIE EN CLASSIFICATIE VAN DE KORRELVORM Piet Lubking 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. Ontstaan van zand Het overgrote deel van de Nederlandse zanden bestaat uit zogenoemd detritisch (Lat. detritus = afbraak, afval) materiaal, dat ontstaat bij fysisch- mechanische verwering van continentaal graniet of van vulkanisch gesteente. Dergelijke verwering van grove rotsmassa’s tot kleinere elementen geschiedt onder invloed van ijs (kapotvriezen, schuren onder gletsjers), zwaartekracht (impact bij vallen), water (botsingen in stromende beken en rivieren, impact door golfslag en stroming) en wind (impact door botsingen). Andere, veel minder voorkomende detritische zanden worden gevormd doordat in ondiep, tropisch oppervlaktewater dunne laagjes calcium- carbonaat neerslaan op minuscule silt-, schelp- en koraaldeeltjes; zo worden ronde zogenoemde oöiden (Gr. oöeides = eivormig) gevormd, die voor- namelijk uit kalk bestaan. Behalve detritisch materiaal worden in een zand- massa ook vaak zogenoemde biogene (Gr. bios = leven, genos = gemaakt van) zanddeeltjes aange- troffen. Meestal zijn het overblijfselen van dierlijke of plantaardige wezens in de vorm van skeletover- blijfselen van zeeorganismen (stukjes bot, schelp en koraal of delen van zeesterren en zeeëgels). Verder behoren daartoe ééncelligen met omhulsels van kalk (Foraminiferen en Kalkalgen) en andere resten van levende wezens, zoals Diatomeeën of Kiezel- algen. Als gevolg van de verschillende wijzen van ontstaan en transport inclusief de randvoorwaarden gedurende de geologische geschiedenis van het materiaal wordt er op Aarde een gigantisch aantal verschillende zandsoorten aangetroffen waarvan de korrels variëren voor wat betreft samenstelling, grootte en vorm; zie figuur 1. Per korrelmassa zijn bovendien variaties mogelijk in korrelgrootte- verdeling, dat wil zeggen in de verhoudingen van de procentuele hoeveelheden in de massa aan- wezige korrelgroottefracties. Beschrijving van de individuele-korrelvorm In de loop der jaren is door talrijke onderzoekers in diverse disciplines getracht de verschillende aspecten van korrelvorm te beschrijven. In de literatuur zijn daardoor veel verschillende indelingen en benamingen van de korrelvorm in omloop. In de geotechniek wordt meestal gebruik gemaakt van eenvoudige, uit de klassieke geologische literatuur stammende specificaties van het midden van de vorige eeuw. Recentelijk zijn veel nieuwe, moderne methoden ontwikkeld ten behoeve van disciplines als morfologie en gedrag tijdens industriële proces- sen. In de geotechniek vindt de vaststelling van de vorm van een individuele korrel meestal plaats op grond van visuele waarneming: met het blote oog, met behulp van een microscoop of automatisch met behulp van zogenoemde “image analyzing techni- ques”. Voor morfologische en/of industriële processen worden naast deze beeldanalyse-tech- nieken ook meer geavanceerde modelleertechnieken toegepast op basis van Fourier-analyse en fractale analyse. In de geotechniek worden voor wat betreft de korrelvormaanduidingen meestal diverse schaal- grootten onderscheiden: bij stenen of brokken wordt de bolvormigheid bepaald en bij zand en grind meestal de hoekigheid in samenhang met de bolvormigheid, terwijl soms ook de oppervlakte- ruwheid van kleine contactvlakjes in beschouwing wordt genomen. Sfericiteit van stenen of brokken Een aanduiding op relatief grote schaal (van stenen, keien of brokken), dat wil zeggen met het blote oog goed zichtbare objecten, vindt meestal plaats op basis van de bolvormigheid. De bolvormigheid of sfericiteit (Engels: spher icity) S kan worden gekwantificeerd als de diameter van de grootste ingeschreven bol in relatie tot de diameter van de kleinste omgeschreven bol. De sfericiteit van een grote korrel kan op eenvoudige wijze worden bepaald door de afmetingen in drie, onderling loodrechte richtingen (a als de grootste, b als de middelste en c als de kleinste maat) te registreren. Daarna wordt aan de hand van de verhoudingen b/a en c/b vastgesteld in welke mate de korrel een bepaalde vorm benadert: een bol (Engels: spheroid), een schijf (Engels: disc), een blad (Engels: blade) of een staaf (Engels: roller); zie figuur 2a. Getalsmatig wordt de sfericiteit op verschillende manieren gedefinieerd als een functie van de maten a, b en c. Eén der bekendste definities is die volgens Krumbein [ 1941]: S = [b.c/a 2]1/3. De diverse S-waarden zijn gevisualiseerd door de rode lijnen in figuur 2b. Figuur 1 – Zandkorrels vertonen een grote variatie in vorm. Figuur 2a+b – Bepaling van de sfericiteit van een korrel op basis van de verhouding van de afmetingen in drie onderling loodrechte richtingen a, b en c. Hoekigheid en sfericiteit van zand- of grindkorrels Op een kleinere schaal (zand- en grindkorrelniveau) wordt vooral de afronding van de diverse hoeken en randen van de korrel in beschouwing genomen. Deze zogenoemde hoekigheid (Engels: angularity) of mate van afronding (Engels: roundness) R kan worden gedefinieerd als de gemiddelde krom- mingsstraal van de hoeken en randen van de korrel in relatie tot de diameter van de grootste inge- schreven bol. De hoekigheid of mate van afronding R, maar ook de rondheid of sfericiteit S op zand- of grindkorrel- niveau zijn in de loop der jaren door een groot aan- tal onderzoekers omschreven en gekwantificeerd door een korrel visueel (met het blote oog, door een microscoop of automatisch met behulp van een analyzer) te vergelijken met afbeeldingen op zoge- noemde vergelijkingskaarten (Engels: reference charts). Dergelijke korrelafbeeldingen bestaan soms uit verzamelingen foto’s of andere semi-ruim- telijke tekeningen; meestal worden dergelijke afbeeldingen echter vervangen door de projecties of schaduwbeelden ervan. Bekende vergelijkings- kaarten met bijbehorende kwantificaties van de vorm zijn de kaarten volgens Powers [1953] voor wat betreft R en de kaarten volgens Rittenhouse [1943] voor wat betreft S; zie de figuren 3 en 4. Aan de afbeeldingen op de vergelijkingskaarten worden per categorie meestal getalswaarden toegekend in de vorm van een range en/of een gemiddelde. De hoekigheid volgens Powers wordt onderverdeeld in een zestal categorieën en verloopt van gemiddeld R = 0,15 (uiterst hoekig) tot gemiddeld R = 0,85 (uiterst afgerond). Per categorie worden twee afbeeldingen weergege- ven: de meer bolvormige versie (“high sphericity”) en de meer langwerpige versie (“low sphericity”). Volgens Rittenhouse verloopt de sfericiteit in de praktijk van S = 0,45 (zeer langwerpig) tot S = 0,95 (zeer bolvormig). Eventuele combinatie van beide parameters R en S resulteert in een overall-parameter, de zoge- noemde ”regelmatigheid” (Engels: regularity), aan- geduid als ρ= (R+S)/2; zie de vergelijkingskaart volgens Krumbein en Sloss [1951] , weergegeven in figuur 5. Ruwheid van het korreloppervlak De oppervlakteruwheid (Engels: surface roughness) van een korrel is werkzaam op veel kleinere schaal dan de sfericiteit of de hoekigheid. De oneffen- heden op de relatief kleine, min of meer platte gedeelten van het korreloppervlak zijn het gevolg van het verweringsproces. Zij zijn zichtbaar in de vorm van inslagkratertjes door botsingen met andere harde deeltjes, krassen ten gevolge van gletsjertransport of putten en afdrukken door omringende korrels bij samendrukking van korrel- massa’s. Soms ontstaat een dof, mat oppervlak door ontelbare kleine botsingen met andere korrels tijdens windtransport of een glad, gepolijst opper- vlak ten gevolge van afschuring door woestijnzand of ijs. Verder worden zeer kleine onregelmatig- heden van het oppervlak gevormd door zeer lokale heterogeniteiten in de slijtweerstand van het korrelmateriaal. Om praktische redenen blijft de beschrijving of classificatie van de oppervlakteruwheid in de geotechnische praktijk meestal achterwege; zo nodig wordt soms gebruik gemaakt van methoden uit de tribologie. Bij de analyse van het gedrag van korrelmassa’s in de geotechnische praktijk of in industriële processen kan de oppervlakteruwheid van individuele korrels een cruciale rol spelen; denk aan de helling van taluds of aan de stroming van korrels uit een silo. Korrelvormaanduidingen van een zand(monster) In de geologische en geotechnische praktijk bestaan talrijke voorschriften of richtlijnen ter vaststelling van de beschrijving annex kwantifice- ring van de korrelvorm van een groep korrels of een bepaald zand(monster). Veel van de daarbij voor- geschreven werkwijzen in de geotechniek zijn geïn- spireerd op de oorspronkelijke publicatie van Powers [1953]. Op basis van een vergelijkingskaart wordt de hoekigheid R van het mateiaal bepaald door van een representatief monster van 50 of meer korrels de (geometrisch) gemiddelde R-waarde vast te stellen. Dat wordt gerealiseerd door korrel voor korrel visueel te vergelijken met de afbeeldingen op de vergelijkingskaart en vervolgens het rekenkundig gemiddelde van de daarbij gevonden R-waarden te berekenen. In de loop der jaren zijn talrijke variaties op deze methode ontwikkeld onder toepassing van enigs- zins gemodificeerde proefparameters. Niet alleen het aantal te analyseren korrels kan daarbij verschil- len van enkele tot soms wel 100, maar vooral ook de representatieve selectie van de korrels. Natuurlijke zanden bestaan immers uit korrels van verschillende grootte, die niet alle eenzelfde kor- relvorm vertonen; bij de meeste normale zand- soorten blijken de grove fracties relatief meer afgeronde korrels te bevatten dan de fijnere fracties. Soms wordt daarom bij de bepaling van de korrel- vorm van een zand(monster) rekening gehouden met de onderlinge verhouding van de fractiegroot- ten, dat wil zeggen met de korrelgrootteverdeling. Aan de diverse fracties waaruit dat zand is op- gebouwd wordt dan een R-waarde toegekend, waarna de algemene korrelvorm van het zand wordt berekend aan de hand van de onderlinge massa- verhouding van de fracties. In veel gevallen wordt echter de korrelvorm van een zand(monster) simpelweg en snel vastgesteld op basis van globale visuele vergelijking van een groepje korrels met afbeeldingen annex R-waarden op een vergelijkingskaart. R- en S-waarden van zandsoorten in de praktijk In de geologische en geotechnische praktijk is de aanduiding van de korrelvorm in termen van sfericiteit S en hoekigheid R breed geaccepteerd. De op basis van vergelijkingskaarten bepaalde S- en R-waarden kunnen afwijkingen vertonen ter grootte van circa 0,1 maar zijn niet groter dan 0,2. In het algemeen is de variatie van de gemiddelde S-waarde veel kleiner dan de variatie van de gemiddelde R-waarde. De sfericiteit van de meeste zanden bedraagt ongeveer S ≈ 0,7; extra hoekige zanden (met een lage R-waarde) komen zelden voor. Globaalweg verschaffen de beide parameters S en R bruikbare informatie over de geologische ge- schiedenis van de korrelmassa’s. De mate van afslijting (erosie) die de deeltjes tijdens het trans- port ondergaan beïnvloedt vooral de hoekigheid. De R-waarde is dan ook een maat voor de afstand die het materiaal heeft afgelegd en ook voor de hardheid van het moedermateriaal; een grote R- waarde wijst op een lange afgelegde weg, een kleine R-waarde op een korte. De S-waarde is met Figuur 3 – Voorbeeld van een vergelijkingskaart volgens Powers ter bepaling van de mate van afronding (Roundness R) 17 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 COLUMN 18 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 Figuur 4 – Vo o r b e e l d van een vergelijkings- kaart volgens Rittenhouse ter bepaling van de mate van bolvormigheid (Sphericity S). Figuur 5 – Combinatie van de parameters R en S ter bepaling van de mate van regelmatigheid (Regularity ρ). COLUMN BOEKEN name afhankelijk van het type moedermateriaal en verandert relatief weinig tijdens het transport. Verd er zijn grovere korrels in het algemeen meer af- gerond (grotere R) dan fijnere korrels en hebben meestal een gladder oppervlak. Ook per zandsoort vertonen de grovere fracties voorts meer afronding en hebben meestal een gladder oppervlak. Kwarts- deeltjes kleiner dan 50 µm blijken nauwelijks nog gevoelig voor winderosie, terwijl watererosie doorgaans alleen effect heeft op deeltjes groter dan 500 µm. Als gevolg van verwering c.q. slijtage nemen de beide waarden R en S dus in principe toe, hoewel niet proportioneel. Door het afbreken van stukjes van de korrel kan de sfericiteit S soms ook toe- nemen bij afnemende R. Voorts kunnen afgeronde deeltjes (met een hoge R-waarde) soms een lage sfericiteit vertonen (ellips- of discusvormig) en deeltjes met een hoge sfericiteit kunnen zeer hoekig zijn (kubus- of zesvlakvormig). Binnen een geologisch proces zullen de patronen van erosie, transport en sedimentatie van een korrelmassa ook op hun beurt worden beïnvloed door de sfericiteit en hoekigheid van de betrokken korrels. Datzelfde geldt voor het gedrag van korrelmassa’s in de geotechniek of in industriële processen. Daaraan wordt in een volgende column aandacht besteed. 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) . ! Reuzenarbeid – De bouw van het moderne Nederland in beeld 1861-1914 Auteur Willem van der Ham Uitgave Nai010 uitgevers i.s.m. TU Delft, KIVI en Rijkswaterstaat Details Hardcover, 256 pagina’s, rijk geïllustreerd met ca. 250 afbeeldingen in kleur ISBN 978-94-6208-622-7 Prijs € 49,95 Reuzenarbeid brengt op unieke wijze de geschiedenis van de bouw van het moderne Nederland in de periode 1861–1918 in beeld. Door grote investeringen in waterbouw en infrastructuur brak een periode van economische bloei aan. Nederland werd klaar gemaakt voor een nieuwe tijd. Overal in het land gonsde het van de bouwactiviteiten en kwamen nieuwe kanalen, spoorwegen, sluizen en bruggen tot stand. De aanleg van het Noordzeekanaal verbond Amsterdam rechtstreeks met de zee. Ook Rotterdam kreeg een Nieuwe Waterweg. In Nederland lag ’s-wereld grootste sluis en Europa’s grootste spoorbrug. Er werd ‘reuzenarbeid’ verricht. De Nederlandse aannemerij werd een volwassen bedrijfstak. Op het moment dat de fotografie nog in de kinderschoenen stond, nam de minister het besluit de bouw van rijks openbare werken vast te leggen. De beste fotografen van die tijd werden ingeschakeld. Historicus en geograaf Willem van der Ham, heeft deze bijzondere collectie foto’s uit de vergetelheid gehaald. Reuzenarbeid toont al deze grote werken door heel Nederland in woord en beeld. In speciale thema’s gaat Van der Ham in op de stand van de techniek, werktuigen en het bouwproces, maar ook de arbeidsomstandigheden, de hoge heren en het werk- volk, nationale trots en ontrafelt hij de geheimen van het omringende landschap. LEZERSACTIE VOOR HOUDERS VAN EEN BEDRIJFSABONNEMENT OP GEOTECHNIEK We geven er vijf weg! Wilt u kans maken op één van de vijf exemplaren? Mail vóór 20 augustus 2021 naar: info@uitgeverijeducom.nl o.v.v. ‘Lezersactie Reuzen- arbeid’ en met vermelding van uw NAW-gegevens. Heeft u nog geen bedrijfsabonnement? Meldt u dan snel aan via info@uitgeverijeducom.nl om ook nog kans te maken op één van de vijf exemplaren die wij verloten. Inleiding Het realiseren van hoge gebouwen in de grote Nederlandse steden is de afgelopen jaren flink toegenomen. Deze ontwikkeling hangt samen met de ambitie van de grote steden om het leefklimaat in hun binnensteden te verbeteren en aan de toenemende vraag naar woonruimte te kunnen voldoen. Per definitie is de beschikbare ruimte in deze gebieden beperkt, zodat hoogbouw steeds vaker een logische en economische keuze is. Vo o r a l i n d e Ro t te rd a m s e re g i o i s d e a m b i t i e g ro o t , wat zich vertaalt in een reeks nieuwe hoogbouw projecten die momenteel in uitvoering of in voorbereiding zijn. Tevens zijn de afgelopen drie decennia reeds de nodige hoogbouw projecten gerealiseerd. Voor de bestaande bouw is voor- namelijk gebruik gemaakt van paalfunderingen in de draagkrachtige eerste Pleistocene zandlaag, waarbij paallengtes van 25 à 30 m gebruikelijk zijn. Voor het funderen van hoogbouw in deze regio vormt de geologie een flinke uitdaging. Onder de eerste Pleistocene zandlaag bevindt zich de geologische formatie van Waalre. Deze formatie is in het verre verleden gevormd door sedimentatie en bestaat afwisselend uit zand- en kleilagen. Hoewel deze lagen zijn overgeconsolideerd, door een lagere zeespiegel tijdens de laatste ijstijd, zijn ze wel degelijk gevoelig voor zettingen bij een verhoging van de effectieve verticale spanning in de ondergrond. De geconcentreerde lasten uit hoogbouw kunnen, bij funderen in de eerste Pleis- tocene zandlaag, leiden tot consolidatiezettingen in de ordegrootte van 100 à 300 mm voor gebouwen tot een hoogte van circa 150 m. Het optreden van zetting is enerzijds voor het te realiseren gebouw relevant, aangezien een deel ervan tijdens de bouw optreedt. Dit leidt tot significante extra spanningen in de constructie, waar vooraf rekening mee moet worden gehouden. Anderzijds stopt de zetting niet na de oplevering van het gebouw en beperkt de zetting zich uiter- aard niet tot de contour van het nieuwe gebouw. In de directe omgeving ontstaan ook (differentiële) zettingen, wat voor bestaande gebouwen uiteraard ongewenst is en moet worden geminimaliseerd. Wanneer de zettingen ontoelaatbaar groot worden voor het gebouw of de omgeving is de enige adequate methode om de optredende zettingen te beperken, het toepassen van lange palen tot voorbij de formatie van Waalre, die zich doorgaans uitstrekt tot ca. maaiveld –55 m. Dit houdt auto- matisch in dat de keuzemogelijkheden qua paal- systemen beperkt zijn, vanwege fysieke grenzen aan de afmetingen van het funderingsmaterieel. Daarnaast is er een maatschappelijke noodzaak om de geluids- en trillingshinder die tijdens de bouw wordt veroorzaakt tot een minimum te beperken, zodat uitsluitend trillingsvrije paal- systemen kunnen worden toegepast. Een vrij recente ontwikkeling is de toepassing van Tubex palen ®met groutinjectie, waarbij de paal in twee verschillende secties wordt geïnstalleerd. Op deze wijze kunnen momenteel palen met een lengte van maximaal ca. 65 m worden gerealiseerd. Voor het project De Zalmhaven in Ro t terdam, waar- bij een 215 m hoge woontoren wordt gerealiseerd, 26 SEPTEMBER 2021 Figuur 1 – Artist Impression Zalmhaven I. GEOTECHNISCH ONTWERP VAN D E Z ALMHAVEN TE R OTTERDAM (DEEL 1 ) Ir. J. Bijnagte BGT-UGT B.V. Prof. Ir. A.F. van Tol em. Ing. R.J. SchippersGeobest B.V. GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST is dit paalsysteem inmiddels succesvol toegepast. Er zijn voor dit project 163 Tubex palen ®met een lengte van 65 m en een puntdiameter van 950 mm zonder noemenswaardige incidenten succesvol geïnstalleerd. Het specifieke uitvoeringsproces van deze palen is van invloed op de wijze van berekening van de geotechnische draagkracht en de bepaling van het vervormingsgedrag. Daarnaast is er sprake van gelijktijdige afdracht van belastingen in meerdere geologische formaties, waardoor tijdsafhankelijke effecten alsnog een rol gaan spelen in de krachts- werking en het vervormingsgedrag van de palen. Dit gegeven heeft tevens invloed op het gedrag van de palen onder wisselende en dynamische belas- ting door wind. Toepassing van dit specifieke paalsysteem over- stijgt feitelijk de uitgangspunten van NEN 9997- 1+C2;2017 [1]. Omdat in de regio meerdere projecten in voorbereiding zijn heeft Geobest B.V. in opdracht van de projectontwikkelaar Zalmhaven C.V. in het kader van de CC3 toetsing van het Bevoegd Gezag (die voor gebouwen van hoger dan 70 m geadviseerd wordt) een berekeningsstrategie opgesteld. De CC3 toetsing is uitgevoerd door Prof. Ir. A.F. van Tol em. Het project De Zalmhaven bestaat uit de realisatie van een woontoren van 215 m hoog (De Zalm- haven I), een tweetal woontorens van 70 m hoog (De Zalmhaven II en III) en grond gebonden woningen. Tussen de gebouwen wordt in een aan- tal (bovengrondse) parkeerlagen met daar bovenop een daktuin gerealiseerd. Het project wordt ontwikkeld door Zalmhaven C.V. (AM B.V. en AM- VEST B.V.). De realisatie is in handen van BAM Bouw en Techniek Grote Projecten B.V. BAM Advies en Engineering B.V. is als coördinerend constructeur betrokken bij het project en Zonne- veld Ingenieurs B.V. als ontwerpend constructeur. De leverancier van de Tubex palen ® is Fundex Verstraeten B.V. Een ar tist impression van het te realiseren project is weergegeven in figuur 1. Beschrijving van de bodemopbouw Voor het project zijn sonderingen uitgevoerd tot een diepte van ca. maaiveld –85 m (hetgeen op zichzelf al een flinke uitdaging is). Uit de uitge- voerde sonderingen blijkt dat er vanaf het maai- veld, dat op de locatie gelegen is op circa NAP +3,0 m, onder de zandige toplaag tot een diepte van circa NAP –17,0 m slappe, sterk samen- drukbare Holocene lagen (klei en veen) worden aangetroffen. De eerste Pleistocene zandlaag hier- onder is aanwezig tot circa NAP –33 m. Vanaf deze diepte begint de geologische formatie van Waalre, waarin zand- en kleilagen van verschillende dikte elkaar afwisselen. Op een diepte van ca. NAP –47 m gaat het profiel over naar een grillig sondeerbeeld dat nog het beste lijkt te kunnen worden geclassificeerd als een wadzand-achtig pakket van fijn zand, silt en klei met niet al te hoge conusweerstanden. Dit beeld zet zich door tot de maximaal verkende diepte van ca. NAP –85 m. Op de locatie is tevens een boring uitgevoerd tot circa NAP –70 m. In de boor- beschrijving wordt op deze diepte voornamelijk gesproken over kleilagen met veel zand en silt en zandige lagen met veel klei en silt. Gevolgen van de bodemopbouw voor het paalgedrag De gevolgen van de aanwezige bodemopbouw op de belastingafdracht van de paal zijn significant. Over de Holocene slappe lagen ontstaat negatieve kleef langs de paalschacht. Hieronder wordt de normaalkracht op de paal vanuit de constructie en door de negatieve kleef achtereenvolgens via schachtwrijving in de eerst e Pleistocene zandlaag, schachtwrijving in de formatie van Waalre, schacht- wrijving in de diepe wadformatie hieronder en tenslotte door paalpuntweerstand in de diepe wadformatie afgedragen. De afdracht van schachtwrijving in de eerste Pleistocene zandlaag veroorzaakt spanningsver- hogingen op de formatie van Waalre, waardoor na verloop van tijd alsnog consolidatie zettingen ontstaan, die ertoe leiden dat een deel van de opgebouwde schachtwr ijving in het Pleistocene zand geleidelijk verloren gaat. Het directe gevolg hiervan is dat in het onderste paaldeel meer schachtwrijving en puntweerstand wordt gemobi- liseerd. Er is dus in de loop van de tijd sprake van een verschuiving van spanningen vanuit de eerste Pleistocene zandlaag naar de dieper gelegen grondlagen, hetgeen met extra paalkopzakking gepaard gaat. Beschrijving van het normale uitvoeringsproces Tubex palen ® Het normale productieproces voor een Tubex paal ® bestaat uit het inboren van een stalen casing met een daaraan vast gelaste boorpunt, die een ca. 20% grotere diameter heeft dan de casing. In de casing is een groutinjectie lans aanwezig tot op de boorpunt, waarmee tijdens het inboren boor- vloeistof of cementgrout kan worden verpompt naar de paalpunt, waar deze uittreedt en de ruimte naast de paalschacht (annulaire ruimte) vult. Vaak wordt eerst geboord met boorvloeistof (bentoniet) met relatief weinig (of geen) cement en pas in de draagkrachtige zandlagen met cementgrout. De boorvloeistof houdt hierbij het boorgat stabiel tijdens de eerste fase van het inboren. In de tweede fase van de installatie wordt cement- grout verpompt en dit vult tijdens het inboren de annulaire ruimte tussen casing en grond, die ten gevolge van het boorproces is ontstaan. Om het boorproces op gang te houden wordt significant meer cementgrout verpompt dan de theoretische inhoud van de annulaire ruimte. Het omhoog 27 SEPTEMBER 2021 In dit artikel wordt voor het project De Zalmhaven ingegaan op de berekenings- wijze van de geotechnische draagkr acht volgens NEN 9997-1+C2;2017 en de bepaling van de statische en dynamische veerstijfheid van de paalfundering van een 215 m hoge woontoren. Daarnaast is de zetting van het gebouw en de invloed op de omgeving gedetailleerd geanalyseerd met behulp van 3D Eindige Elementen berekeningen, waarop in een tweede artikel zal worden ingegaan. In het tweede deel wordt tevens aandacht besteed aan de resultaten van inmiddels uitgevoerde zettingsmetingen tijdens de bouw in relatie tot de zettingsprognose. Figuur 2 – Verschillende paalsecties, (onder secties liggen rechts, boven secties liggen links) GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST SAMENVATTING stromende cementgrout vormt hierdoor een groutomhulling rondom de casing. Overtollig materiaal stroomt uit aan het oppervlak. In de laatste fase van het boren wordt een mengsel met een hoger cementgehalte gebruikt en wordt de injectiedruk opgevoerd, zodat het zwaardere grout het minder zware grout naar het maaiveld toe verdringt, waardoor een kwalitatief goede omhul- ling om de casing ontstaat. Eenmaal op diepte wordt wapening in de casing geplaatst en wordt de casing gevuld met beton. Beschrijving van het afwijkende uitvoeringsproces in twee secties De maximale lengte die, gezien de lengte van de makelaar van de grootst beschikbare funderings- machine (type F3500), nog onder de boormotor past bedraagt ca. 33 m. Het beoogde paalpunt- niveau bedroeg in dit geval NAP –65 m. Deze lange palen kunnen worden geïnstalleerd door het toepassen van twee secties, in dit geval van elk circa 33 m. Het werkniveau tijdens de uitvoering is gekozen op ca. NAP +1,0 m. Bij de gefaseerde uitvoering wordt een eerste sectie met een lengte van 33 m op diepte geboord, waarbij gebruik wordt gemaakt van toevoeging van boorvloeistof om de wrijving rondom de paal tijdens het inboren te reduceren. De boorvloeistof bevat geen cement en verhardt daardoor niet, zodat de paal na oplassen van de tweede sectie opnieuw in beweging kan worden gebracht. Zodra de eerste sectie op diepte is wordt deze gevuld met beton om opdrijven van de (gesloten) casing te voorkomen. Hierna wordt de tweede sectie van 33 m op de eerste sectie gelast. Na enige verharding van het beton (meestal de volgende werkdag) wordt ook de tweede sectie ingeboord, waarbij de volledige paalschacht vanuit de boorpunt met cementgrout tijdens het naar einddiepte boren wordt geïnjecteerd. Tijdens het inboren worden naast de gebruikelijke uitvoerings- parameters (pompdruk, debiet, boormoment, etc.) de verticaliteit gemonitord en wordt gecontroleerd of er continu retourspoeling van cementgrout aan het maaiveld verschijnt. Een afbeelding van de verschillende secties van de palen is weergegeven in figuur 2. Gevolgen van de uitvoeringswijze voor de draagkrachtberekening volgens NEN 9997-1+C2;2017 De installatiewijze van de tweede paalsectie komt overeen met de installatiewijze waarop de draagkracht factoren voor schachtwrijving en puntweerstand voor dit paaltype conform tabel 7.c en 7.d van NEN 9997-1+C2;2017, op basis van proefbelastingen uit het verleden, zijn vast gesteld. Zo lang de gebruikelijke installatiewijze wordt gevolgd is het legitiem om deze draagkracht facto- ren te hanteren. In deze norm wordt echter niet aangegeven met welke schachtdiameter moet worden gerekend. Bij toepassing van een grout- injectie tijdens het inboren mag er van uit worden gegaan dat het boorgat in zandlagen de diameter van de schroefpunt heeft, omdat tijdens het inboren de zandlaag over die diameter volledig met grout wordt vermengd en stabiel blijft. Voor de onderste paalsectie mag daarom in zandlagen een diameter worden gehanteerd die gelijk is aan de diameter van de paalpunt. Diverse proefbelastingen in het verleden (en meer recent) tonen aan dat dit verantwoord is. Wanneer bij de interpretatie van deze proefbelastingen voor de schachtdiameter de volle diameter van de schroefpunt wordt gehanteerd vindt men schacht- wrijvingsfactoren die aansluiten bij de in tabel 7.c gegeven waarde. Voor kleilagen die worden gepasseerd geldt dat met de (verhoogde) schacht- wrijvingscoëfficiënten volgens tabel 7.d mag worden gerekend. Hierin dient wel met een reduc- tie van de paaldiameter gerekend, omdat niet zeker is dat volledige menging plaats vindt en kleilagen mogelijk nog vervormen tijdens de verharding van de groutomhulling. Hiervoor wordt het gemiddelde van buis- en schachtdiameter aangehouden. Met betrekking tot het bovenste paaldeel geldt dat in principe zonder proefbelasting voor dit paaldeel de schachtwrijvingscoëfficiënten conform tabel 7.c en 7.d van [1] niet mogen worden gehanteerd. In dit paaldeel is tijdens de installatie van de tweede sectie immers sprake van een verdringing van boorvloeistof door cementgrout van onder naar boven en niet van vulling van de annulaire ruimte tijdens het naar beneden boren. De dikte en kwali- teit van de groutomhulling, de aanhechteigen- schappen en de exacte paaldiameter zijn daardoor niet met zekerheid vast te stellen. Vo o r d i t p a a l d e e l w o rd t g e re ke n d m e t e e n g e re d u - ceerde schachtwrijvingsco ëfficiënt. De laagste waarde in tabel 7.c van [1] voor een geboord paalsysteem bedraagt !s= 0,006 (gegraven of geboorde paal, in de grond gevormd met behulp van een steunvloeistof). Voor dit paaldeel wordt conservatief uitgegaan van een 1,5 maal lagere waarde van !s= 0,004. Voor de paaldiameter wordt daarnaast conservatief uitgegaan van de minimale (zekere) diameter van de stalen buis. Verder wordt voor dunne tussenlagen die uit klei bestaan de (lage) schachtwrijvingscoëfficiënt volgens tabel 7.c voor zand gehanteerd in plaats van de verhoogde waardes volgens tabel 7.d. De verhoogde waarde volgens tabel 7.d is in dit geval uitsluitend gehanteerd voor een 7 m dikke kleilaag (tussen NAP –40 m en NAP –47 m). Omwille van consistentie in de aanpak wordt in de negatieve kleefzone ook met een paaldiameter gelijk aan de diameter van de casing gerekend. De berekende negatieve kleef is, hoewel dit volgens art. 7.3.2.2(e) van [1] is toegestaan, niet geredu- ceerd voor het groepseffect. De puntweerstand is op de gebruikelijke traditionele wijze met de 4D-8D methode van Koppejan bepaald op basis van de in tabel 7.c gegeven waarde voor !p. Op basis van het uitgevoerde onderzoek is voor de Tubex palen ®met afmetingen 762/950 mm op een paalpuntniveau van NAP –65 m een rekenkundige paaldrukweerstand R c;net;d van ca. 10.000 kN (10 MN) bepaald. Berekening statische paalveerstijfheid vo lgens NEN 9997-1+C2;2017 Op basis van de uitgevoerde draagkrachtbereke- 28 SEPTEMBER 2021 Figuur 3 – Last zakkingsgedrag conform NEN 9997-1+C2;2017. GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST ning is vervolgens een berekening gemaakt van de paalkopzakking (s1) volgens art. 7.6.4 van [1]. Hierin is de elastische paalverkorting en de paal- puntzakking voor het mobiliseren van de paaldruk- weerstand verdisconteerd. Om het verloop van de paalkopzakking goed te kunnen bepalen is de re- presentatieve belasting stapsgewijs opgevoerd, zodat een last zakkingsgrafiek kon worden opge- steld (zie figuur 3). De maximale rekenwaarde van de belasting die door de constructeur is opgegeven bedraagt 9.500 kN (9,5 MN). De representatieve paalbelasting (eigen gewicht en rustende belasting) bedraagt 6.500 kN. De representatieve windbelasting be- draagt 1.500 kN extra, zodat de maximale repre- sentatieve drukbelasting 8.000 kN bedraagt. Verd er is een negatieve kleef berekend van ca. 700 kN (hetgeen verklaart waarom de last-zakkingslijn in figuur 3 niet door de oorsprong loopt). Uit figuur 3 is op te maken dat bij een representa- tieve permanente belasting van 6,5 MN een paal- kopzakking van ca. 26,8 mm ontstaat. In de berekening van de paalkopzakking dient conform [1] de negatieve kleef (hier ca. 0,7 MN) als extra representatieve belasting te worden verwerkt. De totale representatieve belasting die een paalkop- zakking van 26,8 mm veroorzaakt bedraagt dus 6,5 + 0,7 =7,2 MN. Aldus wordt een statische veer- stijfheid berekend: Kv;stat;rep = 7,2 / 0,0268 m = 270 MN/m. Berekening van de dynamische veerstijfheid Bij hoogbouw speelt windbelasting een relatief belangrijke rol bij het ontwerp van de fundering. Hoewel windvlagen, vanuit dynamica bezien, een relatief lange periode hebben moeten dynamische effecten toch worden geanalyseerd. Een hoog gebouw heeft namelijk ook relatief lage eigen- frequenties. Dit aspect maakt onderdeel uit van het totale ontwerp van het gebouw, waarbij de interactie tussen de constructie en de fundering wordt bepaald, zie o.a. Poulos [4] maar is meer het terrein van de constructeur en wordt in dit artikel niet nader behandeld. De berekening van de dynamische veerstijfheid van de fundering voor windbelastingen hoort uiteraard wel bij het funderingsontwerp, maar hiervoor is momenteel geen NEN norm beschikbaar. In eerste instantie is een berekening uitgevoerd conform NTA 4614-3:2012 ‘Convenant Hoogbouw’ [2]. Hierin staat een pragmatische berekenings- methode beschreven voor de bepaling van de dynamische veerstijfheid van paalfunderingen onder een hoogbouw. De methode bestaat in feite uit het uitbreiden van de grafiek van de statische veerstijfheid. Door de representatieve belasting uit eigen gewicht en rustende belasting te verhogen met de dynamische component uit windbelasting wordt een initiële extra paalkopzakking bepaald. Omdat wind een niet permanent aanwezige belasting betreft loopt de belasting kortdurend op en neemt daarna weer af. Met het terug afnemen van de windbelasting is er sprake van ontlasting, hetgeen volgens een stijver traject verloopt. Algemeen aanvaard is dat de ontlast stijfheid van grond tenminste een factor 3 hoger is dan de initiële belastingstijfheid. De vervorming bij ontlasten is daardoor ook een factor 3 kleiner dan de vervorming onder initiële belas- ting. Aangenomen wordt dat er bij iedere volgende windbelasting sprake is van de (stijvere) ontlast- en herbelast condities. Deze uitbreiding van de grafiek is tevens weergegeven in figuur 3. Te z i e n i s d a t b i j a f n a m e v a n d e b e l a s t i n g v a n 8.000 kN naar 6.500 kN de ontlastvervorming 33,9 - 31,5 = 2,4 mm bedraagt. Hiermee wordt op een pragmatische wijze een dynamische veer- stijfheid voor wind gevonden: Kv;dyn;rep = 1,5 / 0,0024 m = 625 MN/m. Voor het constructief ontwerp dient men met een bilineair veergedrag te rekenen; voor represen- tatieve belastingen tot 6.500 kN dient met de statische veerstijfheid (270 MN/m) te worden gerekend en voor het deel hierboven (van 6.500 kN tot 8.000 kN) met de hogere dynamische veer- stijfheid (625 MN/m). De gevonden dynamische veerstijfheid volgens [2] bleek een factor 2,3 hoger dan de statische veerstijfheid. Tijdens de CC3 toetsing is de vraag gerezen over welke lengte van de paal de wind- belasting nu eigenlijk invloed heeft. Wanneer puur met het elastisch gedrag van de paal wordt gerekend zou een dergelijk hoge dynamische veer- stijfheid betekenen dat slechts 20 m van de 65 m lange paal actief beïnvloed wordt. De grootte van de dynamische veerstijfheid in 29 SEPTEMBER 2021 Figuur 5 – Vergelijking schachtwrijving volgens NEN en DPileGroup berekening. Figuur 4 – Grondindeling, paalsecties en schachtwrijvingsfactoren. Figuur 6 – Berekende kopverplaatsingen Tu b e x p a a l ® m e t DPilegroup en volgens NEN 9997-1 GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST het constructief ontwerp van het gebouw heeft veel invloed op de maximale uitwijking aan de top van het gebouw (waar strenge eisen voor gelden). In de literatuur is weinig bekend over het gedrag van extreem lange palen onder invloed van wind- belasting. Het was dan ook op voorhand niet duidelijk of de in [2] beschreven methode ook geschikt was voor de situatie waarin draagkracht wordt ontleend aan extreem lange palen in verschil- lende geologische formaties. Daarom is in het kader van de CC3 toetsing besloten om ook een meer geavanceerde berekening uit te voeren. Te v e n s r e e s t i j d e n s d i t t r a j e c t d e v r a a g i n h o e v e r r e het dynamische gedrag door windbelasting kan leiden tot degradatie van de opgebouwde schacht- wrijving op druk. In [1] wordt hier voor op trek belaste palen (met de factor !m;var;qc ) wél terdege rekening mee gehouden, maar voor op druk belaste palen niet. Ook dat is nader onderzocht. Geavanceerde berekening van de dynamische veerstijfheid Naast bovenstaande analyse zijn ook berekeningen gemaakt met het programma DPilegroup [3]. In dit programma kan de paal met segmenten van verschillende diameters en stijfheden worden gemodelleerd, terwijl verticaal paal-grondgedrag naar eigen keuze kan worden beschreven. In figuur 4 zijn alle gehanteerde uitgangspunten voor de draagkracht berekening grafisch weer gegeven. Op basis van de genoemde uitgangs- punten voor de te hanteren zones, rekenkundige paaldiameters en draagkrachtfactoren voor schacht en punt is het vervormingsgedrag berekend op basis van de uitgevoerde sonderingen. Om zo goed mogelijk aan te sluiten bij de norm is voor het stijfheidsgedrag van de paalpunt uit- gegaan van figuur 7.n en voor de schachtwrijving van figuur 7.o van [1]. Ter controle van de gehan- teerde lokale wrijvingsveren is eerst, voordat de berekening voor de Tubex paal ®is uitgevoerd, een referentieberekening gemaakt voor een prefab betonpaal vierkant 400 mm met een lengte van 25 m. Hierbij werd inderdaad het gedrag overeen- komstig [1] verkregen, zie figuur 5. Ver volgens is de Tubex paal ®met de verschillende diameters en wrijvingsfactoren ( αswaarden) volgens figuur 4 berekend. Aangezien wordt ont- graven tot ca. NAP +1,0 m zijn de conusweer- standen hiervoor eerst gecorrigeerd. Daarna is eerst de statische belasting, inclusief negatieve kleef (7.200 kN), aangebracht en vervolgens is de windbelasting van 1.500 kN aangebracht, verwijderd en weer opnieuw aangebracht. In de berekeningen is ervoor gezorgd dat de negatieve kleef bij ontlasten geen positieve bijdrage levert aan het gedrag van de paal. De negatieve kleef is daartoe niet (zoals gebruikelijk) gemodelleerd als zakkende grond die gaat hangen aan de paal, maar als externe belasting op de paal- kop (van 700 kN). Dat betekent dat de berekende elastische verkorting van de paal over de negatieve kleef zone eigenlijk iets te groot wordt berekend. De berekening is uitgevoerd met twee verschil- lende betonstijfheden; Eb = 20 GPa (voor de lange duur) en Eb = 31 GPa (voor de korte duur). In beide gevallen is voor de paalstijfheid uitsluitend de bijdrage van de stalen casing en de betonvulling verdisconteerd. Een eventuele gunstige bijdrage van de groutomhulling aan de stijfheid van de paal is genegeerd. Het resultaat van de berekeningen met twee ver- schillende paalstijfheden is weergegeven in figuur 6. Ter referentie is hierin ook het berekeningsresul- taat volgens [1] en [2] toegevoegd (met "= 1,0). Opgemerkt wordt dat de berekening volgens [1] met Eb = 20 GPa tot grotere paalkopzakkingen leidt dan de vergelijkbare berekening met DPilegroup met Eb = 20 GPa. Dit wordt veroorzaakt doordat de berekening van de verdeling van de schachtwrijving volgens [1] door beperkingen in de programmatuur uitsluitend kon worden uitgevoerd met een vaste schachtdiameter over de volledige paallengte, terwijl dit met DPilegroup gedifferentieerd kan worden. Omdat voor de berekening van de ver- deling van de schachtwrijving over de paal volgens [1] de minimale diameter van de buis (van 762 mm) is gehanteerd zijn de uitkomsten volgens [1] dan ook conservatief. In figuur 6 is te zien dat bij afname van de belasting van 8.700 kN naar 7.200 kN (bij een paalstijfheid van 31 GPa voor kortdurende belastingen) de ontlastvervorming 20,7 - 18,1 = 2,6 mm bedraagt. Hiermee wordt een dynamische veerstijfheid voor wind afgeleid: Kv;dyn;cal = 1,5/0,0026 m = 575 MN/m. Omdat volgens [1] de berekening van de paal- kopzakking op basis van karakteristieke paaldruk- weerstand moet worden berekend is op de berekende dynamische veerstijfheid "= 1,17 ver- disconteerd: K v;dyn;rep = 575 MN/m / 1,17 = 500 MN/m. Het verschil tussen de met DPilegroup be- rekende statische veerstijfheid en de berekende dynamische veerstijfheid bedraagt circa een factor 1,7. Een vervorming van 2,6 mm bij volledig elas- tisch gedrag van de paal zelf leidt tot een fictieve beïnvloedingsdiepte van circa 30 m. In figuur 7 zijn de berekende normaalkrachten over de diepte van de paal weergegeven voor de eerste belasting tot 8.700 KN (zwarte lijn), de ontlasting tot 7.200 kN (groene lijn) en de tweede belasting van 8.700 kN (rode lijn). Te zien is dat de normaal- krachten in de paal voor de eerste en tweede maxi- male belasting gelijk zijn: de lijnen vallen over elkaar heen. Ook is te zien dat voor alle drie de ge- vallen bijna alle belasting door wrijving wordt op- genomen en voornamelijk door de wrijving in de eerste Pleistocene zandlaag. De resterende nor- maalkrachten bij de paalpunt zijn voor alle drie de 30 GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST SEPTEMBER 2021 Figuur 7 – Berekende normaalkrachtverdelingen in de Tubex paal® voor 7.200 kN en 8.700 kN. Figuur 8 – Cyclische schuifsterkte degradatie langs paalschacht volgens Jardine en Standing [5]. 31 SEPTEMBER 2021 gevallen vrijwel gelijk, nl. 210 kN voor de belasting van 7.200 KN en 215 kN voor de belastingen van 8.700 kN. Uit figuur 7 blijkt verder dat de toe- en afname van de normaalkracht door wind voornamelijk in het eerste Pleistocene zandpakket plaats vindt. Vanaf een diepte van circa NAP –40 m is de normaalkracht in de paal tijdens belasten, ontlasten en herbelas- ten vrijwel even groot. Op deze diepte is er dus vrijwel geen invloed meer van de windbelasting. Hoewel er voldoende vertrouwen is in de bereke- ningsresultaten blijft onduidelijk in hoeverre het paalgedrag in de praktijk overeenkomt met de uitgevoerde analyse. Daarom wordt de mogelijk- heid onderzocht om in de nabije toekomst (bij een volgend hoogbouw project) één of enkele palen uit te rusten met glasvezelmonitoring om langdurig en op verschillende diepte de (variatie in) normaal- kracht in de paal te kunnen registreren, zodat de statische en dynamische veerstijfheid in de praktijk kunnen worden geverifieerd. Beoordeling van het risico op cyclische degradatie van de schachtwrijving op druk Cyclische degradatie van schachtwrijving wordt voor drukbelastingen niet in [1] en evenmin in [2] genoemd. Voor trekbelastingen kent [1] daarvoor de factor !m;var;qc . Internationaal wordt wel gere- kend met cyclische degradatie bij wisselende drukbelastingen. Aangezien de opbouw van schacht- wrijving in opwaartse en neerwaartse richting niet wezenlijk van elkaar verschilt is dit ook terecht en logisch. Voor het bepalen van de groot te van de degradatie zijn diverse criteria in omloop. Een bekend crite- rium is volgens Jardine en Standing [5]. In figuur 8, afkomstig uit [6], is dit criterium op een overzich- telijke wijze weergegeven. In de figuur wordt onderscheid gemaakt in gevallen waarbij de wisse- ling zowel trek- als drukbelastingen omvat (two way loading) en wisseling waarbij alleen druk of trek aanwezig is (one way loading). Uiteraard zijn het aantal wisselingen (N) van belang, evenals de gemiddelde schachtbelasting (Q mean ), de amplitude van de wisselingen (Q cyclic ) en de opneembare schachtwrijving (Q T). Voor de fundering van De Zalmhaven bedraagt de maximale statische belasting 7.200 KN. De windbelasting bedraagt 1.500 kN. Omdat de windbelasting optreedt als een halve sinus is de amplitude van de windbelasting (Q cyclic ) in dit geval 1.500 kN. Uit de draagkrachtberekening volgde een maximale opneembare schachtwrijving (Q T) van 12.860 kN en een gemiddelde schachtbelasting (Qmean ,) van 7.738 kN. Opgemerkt wordt dat Q mean niet exact gelijk aan is 7.200+(1.500/2) omdat een (klein) deel van de drukbelasting door de punt wordt opgenomen. Q cyclic /Q T= 1.500/12.860 = 0,12 en Q mean /Q T= 7.738/12.860 = 0,60. Het hieruit volgende punt is weergegeven (in groen) in figuur 9 en bevindt zich in de stabiele zone tot > 1.000 belastingwisselingen. Wanneer niet naar een individuele paal wordt gekeken, maar naar de complete fundering, dan dient men zich te realiseren dat de paalbelasting door wind aan één kant van het gebouw toe neemt, maar aan de andere kant gelijktijdig af zal nemen. De natuurwetten verhinderen dat belasten en ontlasten van een individuele paal aaneensluitend optreden. Bij belastingafname blijft de paal volledig onder druk, waardoor alleen Q mean veranderd; deze neemt per definitie af. Q mean /Q twordt dan < 0,6 zodat het punt binnen het stabiele gebied slechts in gunstige zin (naar links) opschuift. Het aantal wisselingen (N) wordt wel groter, maar meer dan 1.000 maal een maatgevende storm tijdens de levensduur zal niet optreden. Hiermee ligt de fundering binnen het stabiele gebied. Dat betekent dat in dit geval geen rekening hoeft te worden gehouden met schuifsterkte degradatie langs de paalschacht. Dit voorbeeld toont duidelijk aan dat ten gevolge van het toenemen van de hoogte van de gebouwen in Nederland gecontroleerd moet worden op het optreden van schuifsterkte degradatie langs de paalschachten. Uiteraard speelt dit verschijnsel ook bij funderingen van andere hoge constructies zoals bijvoorbeeld windturbines en schoorstenen een rol. Met name wanneer wisselingen tussen druk en trekbelasting ontstaan wordt het risico op cyclische degradatie snel groter. Deze omissie in de NEN 9997-1+C2;2017 dient bij voorkeur dan ook zo spoedig mogelijk te worden aangevuld. Conclusies Het funderen van hoogbouw op extreem lange Tubex palen ®die in twee fases worden geïnstal- leerd is een betrouwbare en financieel aantrekke- lijke oplossing. De berekening van de geotech- nische draagkracht en het vervormingsgedrag is echter complex en overstijgt de uitgangspunten van NEN 9997-1+C2;2017. Op basis van een analyse van de uitvoerings- methode is voor de bepaling van de geotechnische draagkracht een ontwerpstrategie bepaald waarbij adequaat rekening wordt gehouden met de uit- voeringsaspecten die afwijken van de normale uitvoeringsmethode en waarover NEN 9997-1+C2; 2017 momenteel geen (volledige) duidelijkheid verschaft. Gezien de grootte van de belastingen en de beperkte bereikbaarheid van de projectlocatie werd het uitvoeren van een proefbelasting te complex geacht. In plaats daarvan is gekozen voor een defensieve benadering in het geotechnisch ontwerp, in combinatie met het voorschrijven van de uitvoering van een full size proefpaal, het uit- voeren van een reeks controlesonderingen en een regime van voltijds toezicht tijdens de uitvoering. Hiermee is vooraf voldoende zekerheid verkregen over de uitvoerbaarheid en betrouwbaarheid van het paalsysteem. De bepaling van de statische veerstijfheid is uit- gevoerd op basis van de uitgangspunten van NEN 9991-1+C2;2017 en gevalideerd op basis van een meer geavanceerde berekening met DPilegroup. Hieruit is gebleken dat de volgens de norm berekende paalkopzakking voor statische belasting in voldoende mate conservatief was om deze in het constructief ontwerp te gebruiken. De bepaling van de dynamische veerstijfheid voor windbelastingen is initieel uitgevoerd volgens de in NTA 4614-3 – ‘Convenant Hoogbouw’ beschreven methode. Op basis van de uitkomst van een meer geavanceerde berekening met DPilegroup is de in rekening te brengen dynamische veerstijfheid met circa 20% verlaagd. Uit nadere analyse bleek verder dat het risico op degradatie van de paalschachtwrijving op druk door dynamische effecten in het specifieke geval van De Zalmhaven verwaarloosbaar is, maar dat het opstellen van nadere bepalingen hieromtrent in NEN 9997-1+C2;2017 [1] gewenst is. De mogelijkheid wordt onderzocht om in de nabije toekomst (bij een volgend project) een of enkele palen uit te rusten met glasvezelmonitoring om het dynamisch paalgedrag langdurig te kunnen obser- veren en de berekeningswijze van de dynamische veerstijfheid te verifiëren. Literatuur [1] NEN 9997-1+C2;2017, Geotechnisch ontwerp van constructies – Deel 1: Algemene regels, 2012 [2] NTA 4614-3:2012 ‘Convenant hoogbouw - Deel 3: Constructieve veiligheid’, Oktober 2019 [3] D-PILE GROUP, 3D modelling of single piles and pile groups (Deltares Geosystems) [4] Harry G. Poulos: Tall building foundations: design methods and applications, Innov. Infrastruct. Solut. (2016) 1:10 DOI 10.1007/s41062-016-0010-2, Sprin- ger International Publishing Switzerland, 12 May 2016, Open access at Springerlink.com [5] Jardine, R.J., Standing, R.J., 2000. Pile Load Testing Performed for HSE, Cyclic Loading Study at Dunkirk, France. Two Volumes. Offshore Tech- nology Report OTO2000 007. Health and Safety Executive, London, 60 p and 200 p. [6] C.H.C. Tsuha, P.Y. Foray, R.J. Jardine, Z.X. Yang, M. Silva, S. Rimoy, Behaviour of displacement piles in sand under cyclic axial loading, Soils and Foun- dations 2012, 52(3):393–410. ! GEOTECHNIEK SPECIAL 10 JAAR GEOBEST 25 Vakblad Geotechniek bestaat dit jaar 25 jaar. In 25 jaar uitgroeien tot een instituut, is wat je hoopt als je ergens aan begint. In het roerige medialandschap van de afgelopen decennia is dat niet vanzelfsprekend. Geotechniek is gestart in de periode dat we voor het eerst kennismaakten met het World Wide Web: het internet deed zijn intrede. In het redactionele voorwoord van de allereerste editie van vakblad Geotechniek uit 1997 lezen we het volgende: “Heel lang vormde geotechniek de onderwereld van de civiele wetenschappen. De geotechnicus was een magiër die de geheimen van de ondergrond verborgen hield voor de boze bovenwereld. Maar de geotechnici kruipen uit hun duistere hol. De geotechnische normen sluiten aan op het boven- grondse bouwen en het kwaliteitsdenken vergeet ook de ondergrond niet.” Beneden maaiveld: daar begint de wereld van de geotechnicus. En dat is ook de wereld van Vroom Funderingstechnieken. Begonnen in 1962 met het kleinschalig heien van houten palen en in bijna 60 jaar uitgegroeid tot een allrounder in funde- ringsoplossingen. Betrouwbare geotechnische informatie is voor een kwalitatieve uitvoering van ons werk onontbeerlijk. Ons product wordt in de bodem gemaakt of ‘verdwijnt’ erin: een onzichtbaar eindresultaat zodra onze klus is geklaard, echter een dankbaar en onmisbaar onderdeel van alles wat in Nederland onder én boven de grond wordt gebouwd. Door vakblad en kennisplatform Geotechniek weten geo- technische bedrijven, opdrachtgevers en toeleveranciers elkaar te vinden en wordt kennis uitgewisseld en overgedra gen. Kennis van en informatie over bodemsamenstelling, water- bouw en waterveiligheid, omgevingsmanagement, onder- waterinspectie, duurzaamheid, veiligheid, infrastructuur, natuur en milieu en wet- en regelgeving zijn onderwerpen waar de afgelopen 25 jaar bij Geotechniek veel aandacht voor is geweest. En dat er in de toekomst nog veel nieuwe ontwik- kelingen zullen volgen in ons vakgebied staat vast. Over die toekomst gesproken, bij Vroom merken wij dat de vraag naar aangepaste, moderne en schonere machines bij onze opdrachtgevers zeer relevant is. Daar is het afgelopen jaar door Vroom ook fors in geïnvesteerd en zo krijgt het hermotoriseren van machines en de aanschaf van materieel met de meest moderne motoren voortdurend aandacht. Goede ontwikkelingen op materieelgebied, waarmee ons materieelpark schoon en toekomstbestendig blijft. Wij wensen alle lezers en bezoekers van Geotechniek, als- mede iedereen die meewerkt aan de totstandkoming van Geotechniek een bijzonder mooi jubileumjaar 2021 toe. En dat de toekomstige ontwikkelingen in het vakgebied van geotechniek veel inspiratie mogen geven om hier nog heel lang mee door te gaan. 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek VASTE GROND ONDER DE VOETEN Ing. Peter VroomAlgemeen Directeur Vroom Funderingstechnieken BV Vroom Funderingstechnieken, Vroom Betonbouw, Schokindustrie en kunstenaar Piet van Wijk gaan samenwerken voor de totstandkoming van het kunstwerk ‘Het Palenhuis’ in Amsterdam. 7 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 Inleiding Bij bouwkuipen en kadeconstructies worden vaak gordingen toegepast. Gordingen verdelen de krachten die de omliggende grond op de kerende constructie uitoefent naar stempels of ankers. Bij het ontwerpen van deze constructieonderdelen moet een keuze worden gemaakt in de wijze waarop de belasting op de gording wordt gesche- matiseerd. In de praktijk wordt dit veelal als een gelijkmatig verdeelde belasting of als een serie puntlasten gemodelleerd. De waarheid ligt hier ergens tussenin. Deze keuze heeft invloed op de optredende snedekrachten in de gording. Het handboek CUR166 [1] benadrukt het belang van deze modelleringskeuze al enigszins door aan te kaarten dat puntlasten in een bepaalde configuratie leiden tot hogere buigende momenten dan een gelijkmatig verdeelde belasting bij gelijke over- spanningen. Ook wordt er een methode gepresen- teerd om het spreidingspercentage van debelasting te kunnen bepalen. Dit onderzoek gaat verder op het hierin gepresenteerde onderwerp, om zo het effect van de verschillende aannames in kaart te brengen. Het doel van dit onderzoek is om inzichtelijk te krijgen waar de gevoeligheden liggen bij het ontwerp van een gording en om deze gevoe- ligheden te kwantificeren in de vorm van rekenre gels. Aanpak Het onderzoek begint met het inzichtelijk krijgen van de onderdelen die van belang zijn. Dit zijn de spreekwoordelijke knoppen waaraan een ontwerper tijdens een project kan draaien. Het eerste onderdeel is de mate van spreiding van een belasting. Het gaat hier om de modelleringskeuze van de belasting op de gording. Wordt dit opgenomen als een gelijkmatig verdeelde belas- ting, als een serie puntlasten of hier tussenin, als geconcentreerde lasten. Figuur 1 bevat een grafi- sche weergave van de verschillende opties. Dit onderdeel zal vanaf dit punt worden uitgedrukt in het spreidingspercentage ρ. Dit spreidingsper- centage kan bepaald worden conform CUR166 [1]: ρ= L’__ b* 100 L’ = L + 2 *1__2h waarin: ρ= spreidingspercentage L’ = effectieve contactlengte L = contactlengte h = profielhoogte b = systeembreedte In figuur 2 is een illustratie te zien van de effectieve contactlengte wanneer de damwand tegen de gor- ding aan wordt gedrukt. Het tweede onderdeel dat onder beschouwing wordt genomen is de positie van de contactpunten (waar de gording contact maakt met de damwand) ten opzichte van de steunpunten (de ankers of stempels). Er zijn 3 verschillende posities geselec- teerd. –Centrisch: De steunpunten vallen telkens samen met een contactpunt. Bij een bouwkuip zie je dit bijvoorbeeld wanneer de stempels ter plaatse van het contactpunt tussen de damwand en de gording op de gording is bevestigd. –Excentrisch: De steunpunten liggen tussen twee contactpunten in. Bij een kadeconstructie treedt dit onder andere op wanneer ankers aan de landzijde aan de gording worden bevestigd om dit op deze wijze te beschermen tegen corrosie. –Variabel: De positie van de steunpunten wisselt af. Dit treedt op bij een afwijkende systeemmaat tussen de steunpunten en de contactpunten. Een voorbeeld hiervan is een combiwand welke verankerd wordt op een normale ankerwand. 12 GEOTECHNIEK KWANTIFICATIE VAN HET EFFECT VAN VERSCHILLENDE ONTWERP- EN MODELLERINGSKEUZES OP DE BUIGENDE MOMENTEN VAN EEN GORDING MODELLERINGSKEUZE VAN DE BELASTING OP EEN GORDING SEPTEMBER 2021 Figuur 1 – Modelleringskeuzes van de belasting op een gording. Figuur 2 – Illustratie van de effectieve contactlengte. ir. R.P. RoggeveldSenior Adviseur waterbouwkundige constructiesSweco Nederland B.V. ir. M. van Weringh Adviseur waterbouwkundige constructiesSweco Nederland B.V. 13 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 SAMENVATTING Dit onderzoek richt zich hoofdzakelijk op de centrisch en excentrisch gepositioneerde steun- punten. Een illustratie van deze posities is in figuur 3 weergegeven. Het laatste onderdeel is de relatieve stramienmaat n. Deze relatieve stramienmaat kan bepaald worden door de hart op hart afstand van de steun- punten te delen door die van de contactpunten: n = B__b waarin: n = relatieve stramienmaat B = h.o.h. afstand van de steunpunten Centrische en excentrische systemen hebben hierbij altijd een geheel getal als relatieve stramienmaat, variabele systemen juist niet. Het effect van de drie verschillende onderdelen is onderzocht door gebruik te maken van het FEM programma SCIA Engineer 19. Hierbij is de gording gemodelleerd als een doorgaande ligger. Opzet van de modellen Het referentiemodel betreft een staaf van 10 m waarop een gelijkmatig verdeelde belasting van 1 kN/m staat. De staaf is aan beide zijden inge- klemd om de doorgaande ligger te modelleren, deze opleggingen bevatten tevens de steunpunten. Hieronder is per onderdeel toegelicht hoe het in de modellen is opgenomen. De positionering van de steunpunten is verwerkt door een tweesplitsing toe te passen. De ene helft van de modellen betreft centrische steunpunten terwijl de andere helft de excentrische steunpunten omvat. De positionering van de steunpunten be- paald op welke posities de krachten aangrijpen. De relatieve stramienmaat is opgenomen door het toepassen van verschillende h.o.h. afstanden van de contactpunten zodat er een relatieve stramien- maat van 1, 2, 3, 4 en 5 ontstaat. Dit komt overeen met een h.o.h. afstand van de contactpunten van respectievelijk 10 m, 5 m, 3,33 m, 2,5 m en 2 m. De contactpunten zijn als belasting ingevoerd. De spreiding van de belasting is geïmplementeerd door 6 verschillende spreidingspercentages toe te passen. 0 % (puntlasten), 20 %, 40 %, 60 %, 80 % en 100 % (gelijkmatig verdeelde belasting op de gehele lengte van de staaf). De aangrijpingspunten van de belasting zijn bepaald aan de hand van de positie van de steunpunten en de relatieve stra- mienmaat. De waarde van de belasting is bepaald door de standaardbelasting te delen door het sprei- dingspercentage ρ, met uitzondering van de 0 % spreiding, hier is de standaardbelasting vermenig- vuldigd met de systeembreedte b. In totaal zijn er 52 modellen doorgerekend, waar- mee de gevoeligheid van het buigende moment in Figuur 3 – Positie van de steunpunten. Dit onderzoek heeft het effect van een geconcentreerde belasting op de optredende buigende momenten van een gording inzichtelijk gemaakt. Onderzocht is waar de gevoeligheden liggen. 1) De mate van spreiding van de belasting. 2) De positie van de ankers of stempels. 3) De relatieve stramienmaat. De onderdelen zijn opgenomen in het FEM programma SCIA Engineer 19. Na het normaliseren van de resultaten kon het effect van de verschillende onderdelen uitgedrukt worden in een aantal formules. Opvallend is dat de positie van de steunpunten bepalend is voor het kleiner of juist groter worden van de optredende buigende momenten, de andere twee onderdelen hebben juist een meer dempend effect. Uit het onderzoek blijkt dat er in sommige gevallen economischer ontworpen kan worden, terwijl men zich in andere gevallen juist rijk rekent met bepaalde aannames. Daarmee lijken de resultaten van dit onderzoek een waardevolle toevoeging te zijn bij het ontwerpen van gordingen van bouwkuipen of kadeconstructies. Verder blijken zuiver centrische en excentrische systemen ongevoelig te zijn voor de modelparameters ten tijde van ankeruitval doordat de momentensom in deze situaties onveranderd blijft. Figuur 4 – Overzicht van de momentenlijnen. de gording voor variaties in de 3 modelparameters inzichtelijk is gemaakt. Resultaten DOORGAANDE LIGGER De resultaten van de modellen zijn in figuur 4 weergegeven, links van de modellen is de relatieve stramienmaat weergegeven, boven de modellen staat het gehanteerde spreidingspercentage. De resultaten zijn genormaliseerd ten opzichte van het referentiemodel. Wat hierbij direct opvalt is dat de optredende buigende momenten bij centrisch geplaatste steunpunten altijd kleiner of gelijk zijn aan het buigende moment van het referentiemodel. Bij excentrisch geplaa tste steunpunten is dit moment juist altijd groter of gelijk aan het moment behorend bij het referentiemodel. Een grafische weergave van de genormaliseerde resultaten is te zien in figuur 5. Op de horizontale as is het spreidingspercentage weergegeven, de verticale as presenteert de spreidingsfactor γ%. De spreidingsfactor is verkregen door het optre- dende buigend moment te delen door het buigend moment dat optrad bij het referentiemodel. De nummering van de legenda-items geeft telkens weer wat de relatieve stramienmaat is en welke positie de steunpunten hebben. Na het analyseren van de resultaten blijkt de spreidingsfactor uitgedrukt te kunnen worden in de volgende analytisch afgeleide uitdrukkingen. Voor excent rische steunpunten geldt: Voor cent rische steunpunten geldt: De bovenstaande uitdrukkingen zijn geldig voor de situatie waarin de h.o.h. afstand van de steun- punten constant is en men dus uit kan gaan van een doorgaande ligger. De uitdrukkingen zijn niet geldig voor de eindvelden, daar er op die posities geen sprake zal zijn van een tweezijdig ingeklemde ligger. ANKERUITVAL Een speciale situatie treedt op wanneer er sprake is van anker- of stempeluitval. De sterkteleer toont dat er bij een doorgaande ligger een steun- puntsmoment van 1/12 q L 2en een veldmoment van 1/24 q L 2optreedt. De momentensom M 0is hierbij gelijk aan 1/8 q L 2. Te n t i j d e v a n a n k e r u i t v a l m a g m e n u i t g a a n v a n e e n herverdeling van de buigende momenten. In het uiterste geval zullen M steunpunt en M veld hierbij gelijk zijn aan elkaar, beide gelijk aan de helft van M0. Bij de bepaling van M 0ten tijde van ankeruitval is de veldlengte L gelijk aan 2 keer de h.o.h. afstand van de steunpunten (B). De resultaten in figuur 4 zijn gebruikt voor de analyse van ankeruitval. Hierbij bevindt het uit- gevallen anker zich precies tussen de randopleggingen in. Om te bepalen wat het effect van de onder- zochte onderdelen is op de optredende buigende momenten tijdens ankeruitval is de momentensom van de opgezette modellen bepaald. Vervolgens is dit genormaliseerd ten opzichte van de momentensom van het referentie- model om de spreidingsfactor te verkrijgen. De modellen met een relatieve stramienmaat van 2 of 4 omvatten de situaties van centrische en excen- trische systemen tijdens ankeruitval. De systemen met een relatieve stramienmaat van 1, 3 of 5 omvat- ten systemen die normaliter afwisselend centrisch en excentrisch ondersteund zijn (zuivere variabele systemen) ten tijde van ankeruitval. De boven- staande onderverdeling wordt duidelijk wanneer het uitgevallen anker terug wordt geplaatst in figuur 4. Een relatieve stramienmaat van 1 ten tijde van ankeruitval zal in de praktijk eigenlijk nooit voorkomen, hiervoor zouden er immers twee steun- punten per contact punt aanwezig moeten zijn. Voor meer inzicht in deze opsplitsing kunt u figuur 4 raadplegen. De resultaten tonen dat de spreidingsfactor voor de momentensom voor zowel centrische als excentri- sche steunpunten tijdens ankeruitval als volgt is De spreidingsfactor voor de momentensom van zuivere variabele systemen is analytisch afgeleid. De factor blijkt gelijk te zijn aan: In deze uitdrukking is de relatieve stramienmaat 2 keer zo groot als in de standaard situatie. Dit is in verband met het uitgevallen steunpunt. Wanneer er een centrisch steunpunt uitvalt zal de uitdruk- 14 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 Figuur 5 – Genormaliseerde steunpuntsmomenten. Figuur 6 – Genormaliseerde momentensommen. king een plus bevatten, bij het uitvallen van een excentrisch steunpunt zal de uitdrukking een min bevatten. Bij dit onderzoek ligt de focus hoofdzakelijk op volledig centrisch of excentrische systemen. Om deze reden wordt er dus ook niet verder ingegaan op de variabele systemen. Conclusies en discussie Het effect van de spreiding van de belasting, positie van de steunpunten en de relatieve stra- mienmaat kan uitgedrukt worden in een aantal exacte uitdrukkingen. Centrische steunpunten leiden tot lagere buigende momenten, excentrische steunpunten juist tot hogere. De relatieve stramienmaat is in zeer hoge mate verantwoordelijk voor de grootte van de sprei- dingsfactor. Voor n ≥ 2 is dit effect veelal al minder dan 10 %. De onderzochte onderdelen veroorzaken bij cen- trische en excentrische systemen geen verdere toename of afname van de optredende buigende momenten ten tijde van anker- of stempeluitval in vergelijking tot een model waarbij een gelijkmatig verdeelde belasting is toegepast. Voor zuivere variabele systemen (welke afwisselend centrische en excentrische steunpunten toepassen) blijkt dit wel een effect te hebben. In de praktijk zal het effect hiervan in het meest conservatieve geval tot een toename van de momentensom van 11 % leiden. Vooral bij systemen met een relatieve stramien- maat van 1 speelt de spreidingsfactor een grote rol. Dit wordt nog extra benadrukt doordat deze syste- men vaak lichtere profielen hanteren, waardoor het spreidingspercentage lager wordt. Bij excentrische steunpunten leidt dit tot aanzienlijk hogere en bij centrische steunpunten tot aanzienlijk lagere buigende momenten. Centrische systemen kunnen leiden tot een mate- riaalbesparing ten opzichte van excentrische systemen. In de praktijk is het uitvallen van een anker of stempel vaak maatgevend voor deze systemen. Wanneer het ontwerp er echter voor zorgt dat dit mechanisme niet maatgevend zal zijn, kunnen centrische systemen met een relatief kleine h.o.h. afstand aantrekkelijk zijn vanuit een econo- misch standpunt. Dit onderzoek heeft zich in mindere mate gericht op variabele systemen. Het tipje van de sluier is enkel opgelicht door zuivere variabele systemen ten tijd van ankeruitval te analyseren. De ontwerper dient zelf in te schatten in hoeverre de in dit onder- zoek gevonden correlaties van toepassing zijn op variabele systemen. Dit onderzoek heeft zich over de modellerings- keuze van de belasting op een gording ontfermd. Andere onderdelen van het model, zoals modelle- ringskeuze van de oplegpunten, hebben echter ook een invloed op de optredende snedekrachten. Hier is bewust niet verder op ingegaan. Binnen dit onderzoek zijn specifieke aannamen gedaan om het onderzochte effect te kunnen isoleren. Voor vragen over deze aannamen, of inzicht in de moge- lijke vervolgonderzoeken kunt u contact opnemen met de auteur van dit artikel. Referenties [1] CUR166 - Damwandconstructies, deel 2, 6e herziene druk. ! 15 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2021 2525 Het vakblad Geotechniek, dat aan de geotechnische discipline de aandacht geeft die het verdient, bestaat al 25 jaar. Daarom mag het tijdschrift nu zelf even in de schijnwerpers staan. Bij A.P. van den Berg dragen we daar graag een steentje aan bij, want mede ondersteund door de inhoud van het vakblad hebben we de aandacht voor het sonderen internationaal kunnen verbreden (export) en hebben we op het gebied van funderen een nieuwe methode kunnen introduceren (import). Wat is hier nu precies het verhaal achter? Sonderen is van oorsprong natuurlijk een zeer Nederlandse technologie, waarvoor wij als A.P. van den Berg nu al meer dan een halve eeuw oplossingen ontwikkelen. Door de jaren heen heeft het sonderen zich steeds verder ontwikkeld, zowel qua technologie als qua internationale spreiding. Ik denk dat het heel valide is om te stellen dat de meest moderne vormen van sondeertechnologie veelal door partijen uit Nederland verder de wereld in worden gebracht. Klanten in Nederland en een vakblad zoals Geotechniek vormen voor ons belangrijke pijlers om innovaties een voedingsbodem te geven en vervolgens op de wereldkaart te zetten. Voorbeelden hier van zijn het digitaliseren en automatiseren van de sondeermarkt. Dat zien we allereerst terug in de digitalisering van data-overdracht. Ruim 15 jaar geleden heeft A.P. van den Berg al de stap gezet naar een digitaal sondeer- systeem, waarmee klanten kunnen profiteren van o.a. de hogere betrouwbaarheid en een verscheidenheid aan aanvul- lende parameters. Deze aspecten hebben de internationalise- ring van de sondeertechnologie in een stroomversnelling gebracht. Digitaal spreekt nu eenmaal meer aan dan analoog… Daarnaast zien we de wensen ten aanzien van de werkom- geving rondom het sondeerwerk verschuiven. Het traditionele sondeerwerk is belastend voor het bewegingsapparaat van de uitvoerders, dus de zoektocht naar een arbo-vriendelijke omgeving heeft uiteindelijk onze visie opgeleverd dat de sondeeromgeving gaat veranderen van werkplaats naar kantoor. Dit speelt vooral in de Westerse landen waar wet- en regelgeving op arbeidsomstandigheden wat prominenter meespelen in machine-ontwerpen. Innovaties op het gebied van automatisering hebben inmiddels geleid tot geroboti- seerde sondeermachines; met één druk op de knop is een sondering een koud kunstje geworden. Dat zal in de toekomst wellicht ook nog wel wat duurzamer kunnen, want het eerste hydride sondeervoertuig, waarbij er op de sondeerlocatie elektrisch gereden en gesondeerd kan worden, is ook al in de Nederlandse markt actief. Dit pakket aan innovaties gaat, in zijn geheel of in delen, op korte termijn de weg naar het buitenland wel vinden. Kortom, innovatief sonderen als exportproduct. Op het gebied van funderen ervaren we de omgekeerde weg. In samenwerking met een klant hebben we vanuit Azië een interessante indrukmethode van fundeerpalen in de Neder- landse markt geïntroduceerd. In Azië wordt deze methode, waarbij een prefab paal trillingvrij en geluidsarm de grond wordt ingedrukt, al meer dan 15 jaar succesvol toegepast. Vo ldoende reden dus om deze kennis en kunde te impor teren en te “verEuropezen” met onder andere het CE-label en slimme data-registratie. De nieuwe funderingsmethode hebben we vervolgens campagnematig en in samenwerking met o.a. Geotechniek bij stakeholders in fundeerprojecten onder de aandacht gebracht. Kortom, innovatief funderen als importproduct. Geotechniek richt zich natuur lijk op veel meer aspecten dan enkel het sonderen of paalfunderingen, maar dat is voer voor andere specialisten in de geotechnische markt. Ik ben ervan overtuigd dat Nederland op geotechnisch vlak de wereld veel te bieden heeft, maar dat de wereld ons ook aan veel nieuw ideeën kan helpen. Het vakblad Geotechniek kan een verbindende functie hebben in het delen (lees exporteren en importeren) van waardevolle en vernieuwende informatie en ik kijk dus uit naar de volgende 25 jaar. 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek GEOTECHNIEK – EXPORT EN IMPORT VAN KENNIS EN KUNDE Mark Woollard Algemeen Directeur A.P. van den Berg 9 SEPTEMBER 2021 GEOTECHNIEK Internationale toepassing landsonderen.

Jaargang 25, 2021 - Special Nieuwe Sluis Terneuzen

41 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Inleiding De inpassing van de Nieuwe Sluis Terneuzen (NST) in het bestaande sluizencomplex is een bijzondere technische opgave, onder andere door de com- plexe bodemopbouw. De aanleg van het binnen- en buitenhoofd van de NST vindt plaats in ca. 25 meter diepe bouwkuipen van circa 90 bij 150 meter. In dit artikel wordt eerst ingegaan op de bodemopbouw, gevolgd door de complexe bouw- fasering. Daarna wordt het bemalingsontwerp toegelicht, welke essentieel is geweest voor de gekozen bouwwijze van de diepe bouwkuipen. Ver vo l g e n s w o rd t i n g e z o o m d o p d e b o uw k u i p v a n het buitenhoofd en de naastgelegen Frontmuur Noordwest, gelegen aan de Westerscheldezijde zoals weergegeven in figuur 1. Verder worden een aantal bevindingen van de monitoring gedeeld. Tot slot wordt ingegaan op de invloed van zwel in de Boomse Klei door het ontgraven van de bouw- kuipen op het ontwerp van de betonconstructies. Grondgesteldheid en 3D-grondmodel De grondopbouw is bepaald uit het beschikbare grondonderzoek, bestaande uit sonderingen, boringen en laboratoriumonderzoek. Deze infor- matie is verwerkt in een 3D-grondmodel in het softwarepakket RockWorks. De ondergrond is ingedeeld in lagen L00 tot L19, zie figuur 2. De ondergrond bestaat uit aangebrachte lagen op een holocene deklaag van klei, veen en zand. Dit pakket ligt op de plaatselijk losgepakte zand en siltlagen van Formatie van Boxtel en Koewacht. Onder deze zandlagen ligt de Boomse Klei (Forma- tie van Rupel), die lokaal is uitgeschuurd en opgevuld met sterk glauconiethoudend zand (zanden van Breda). De diepere ondergrond be staat uit de Formatie van To ngeren, met bovenin zand- lagen en rond NAP!-55 m een kleilaag. In figuur 3 is het verloop in de dikte van de Boomse Klei en de ligging van de erosiegeul getoond. In figuur 4 is het geotechnische lengtepro fiel van noord naar zuid over de sluis weergegeven. Er zijn drie belangrijke geohydrologische een- heden te onderscheiden. In de bovenste lagen, tot NAP!-3!m, heerst het freatisch grondwaterregime. In de onderste holocene lagen en de Boxtelzanden is het eerste watervoerende pakket, gescheiden door de Boomse Klei van het tweede water- voerende pakket in het Tongeren zand. Bij het gat in de Boomse Klei maken het eerste en tweede watervoerende pakket contact, zie figuur 2. Bij bemaling onder de Boomse Klei ontstaat hierdoor beïnvloeding van het eerste watervoerende NIEUWE SLUIS TERNEUZEN DIEPE BOUWKUIPEN VAN DE SLUISHOOFDEN Figuur 1 – Buitenhoofd en sluiskolk in aanbouw met locatie van toekomstige constructies. Figuur 2 – Stratigrafie uit het 3D-ondergrondmodel. ir. M.!BevernaegeProject Engineer, SBE NV ir. M. Vijlbrief Ontwerpleider Geotechniek,Dura Vermeer (vml. BAM Infraconsult) ir. T. ErdtsieckLead EngineerRHDHV N ing. R. Albada JelgersmaSenior Adviseur Geotechniek,Directeur Geoconstruct ing. E. Cevaal enior Adviseur Geotechniek,GEO2 Engineering B.V. ir. J. BonnesSpecialist Geotechniek,Arcadis Drs. A. VarkevisserGeohydroloog, Bam Infraconsult ir. A. VerweijAdviseur Geotechniek/Te a m l e i d e r Wa t e r b o u w ,Arcadis 42 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 pakket, met mogelijke zakkingen in de omgeving tot gevolg. Bouwprincipe en bouwfasering sluishoofden De bestaande sluizen zijn destijds gerealiseerd in een open ontgraving met bemaling wat heeft geleid tot grote zakkingen in het historische centrum van Terneuzen. Realisatie op vergelijkbare wijze is niet wenselijk en valt bovendien niet goed in te passen in de beperkte beschikbare ruimte. Daarom is gekozen voor aanleg van de hoofden in gesloten bouwkuipen. De aanwezigheid van een dikke laag Boomse Klei bemoeilijkt een traditio- nele bouwwijze met gestempelde grondkeringen, onderwaterbeton en trekpalen. Door de omvang van de bouwkuip van ca. 150 meter bij 90 meter zijn stempelingen en de benodigde traverse om trekankers te installeren niet ideaal. De bouwkuipen hebben een kerende hoogte van 25,5 meter met een maximaal ontgravingsniveau van NAP!-22!m. De gekozen oplossing is een bouw- kuip met een combinatie van diepwanden tot NAP!-45!m die zijn verankerd met leg- of grout- ankers. Onderwaterbeton en bemaling zorgen voor het verticaal evenwicht van de bouwkuip. Ter plaatse van de sluiskolk worden geen diepwanden toegepast, maar cement-bentonietwanden waarin combiwanden afgehangen worden, zodat daar later de doorvaartopening kan worden gecreëerd. De bouwkuipen worden tijdens de realisatiefase droog en stabiel gehouden middels een spannings- bemaling in de Formatie van Tongeren, direct onder de Boomse kleilaag. De onderwaterbeton- vloer fungeert als diepgelegen steunpunt voor de wanden. In de vloer zijn een aantal perforaties aangebracht, waardoor geen waterdruk kan opbouwen en geen trekpalen nodig zijn. Bouwkuip Buitenhoofd Kenmerkend voor de bodemopbouw ter plaatse van het buitenhoofd is de aanwezigheid van Boomse Klei en glauconiethoudend zand, zie figuur 2 en 4. De laagdikte van de Boomse Klei varieert bij het buitenhoofd sterk. De bouwkuip ligt centraal in het (deels) opgespoten sluiseiland en wordt omringd door deelobjecten zoals de sluis- kolk, frontmuren en het tijdelijk doorvaartkanaal. Allen met een eigen bouwfasering, belasting- situaties, ondersteuningen en raakvlakken met het bouwkuipontwerp. Al deze variaties en onder- linge beïnvloedingen zijn gemodelleerd in Plaxis. De globale bouwfasering van de bouwkuip van het buitenhoofd is als volgt: FASE / OMSCHRIJVING 1. Aanbrengen combiwand Ø1620 tot NAP-30,0 m en diepwand 1,5 meter dik tot NAP!-45!m voor kistdam frontmuur Noordwest. 2. Ontgraven tot NAP!+2!m, plaatsen legankers en ophogen sluisplateau (frontmuur Noordwest tot NAP!+3,5m à NAP!+5!m). 3. Aanbrengen overige diepwanden 1,5 meter dik en combiwanden met buizen Ø!1620!mm bouw- kuip buitenhoofd. 4. Aanbrengen damwanden, groutankers en anker- schermen met legankers op ca. NAP!-0,5!m. 5. Ophogen met zand tussen de ankerschermen en grondkeringen en voorspannen legankers. Figuur 5 – Maatgevende belasting- situatie in de bouwfase bij Frontmuur Noordwest. Figuur 3 – Laagdikte van de Boomse Klei en erosie- geul met locatie geotechnisch lengteprofiel in figuur 4. SAMENVATTING De inpassing van de Nieuwe Sluis Terneuzen (NST) in het bestaande sluizen- complex is een bijzondere technische opgave, onder andere door de complexe bodemopbouw. In dit artikel lichten we de bodemopbouw en geologie in het projectgebied toe en wordt ingegaan op het innovatieve ontwerp en de complexe bouwfasering van binnen- en buitenhoofd. Vervolgens wordt ingegaan op de zwel vanuit de Boomse Klei. Figuur 4 – Geotechnisch lengteprofiel over de Nieuwe Sluis Te r n e u z e n . 43 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 6. Bemalen binnen bouwkuip tot NAP!-12!m, ont- graven in den droge tot NAP!-11!m aanbrengen groutankers bouwkuip Buitenhoofd, tussen bouwkuipwand en Frontmuur Noordwest. 7. Volzetten bouwkuip met waterpeil NAP!+0!m, bemaling buiten bouwkuip NAP!+0!m en bema- ling onder Boomse Klei op ca. NAP!-11!m. 8. Ontgraven in den natte binnen bouwkuip tot NAP!-22!m. 9. Aanbrengen grindlaag en 1,5 meter onderwater- betonvloer. 10. Droogzetten bouwkuip (spanningsbemaling tot niveau onderzijde onderwaterbetonvloer op NAP!-21,6!m). 11. Aanbrengen betonconstructies buitenhoofd in de droge bouwkuip: inlaat, drempel, brugkelder en deurkassen. 12. Terugbrengen water in de sluis en daarna door- breken van de bouwkuip. 13. Ophogen tussen de diepwand en combiwand tot NAP!+9,5!m (hoogste punt nieuwe water- kering). De Frontmuur Noordwest verzekert de hoogwater- veiligheid gedurende de realisatiefase en de gebruiksfase. Omdat de Frontmuur Noordwest wordt gekoppeld aan de bouwkuipwand is de bouwkuip een onderdeel van de primaire water- kering tijdens de realisatie van de Nieuwe Sluis Te r n e u z e n . I n f i g u u r 5 i s e e n d o o r s n e d e o v e r d e frontmuur Noordwest en de bouwkuip van het buitenhoofd getoond. Het geotechnisch ontwerp van de bouwkuip van het buitenhoofd is uitgewerkt in Plaxis 2D (HS- small strain). Modelleren in Plaxis heeft tot een optimaal ontwerp geleid ten opzichte van D-Sheet Piling berekeningen, omdat modelleren van com- plexe faseringen met onderlinge beïnvloeding (kering en ankerscherm) en kistdammen mogelijk is. De bouwkuip bestaat overwegend uit grond- keringen met legankers en ankerschermen, waarbij de vervorming en krachtwerking in de hoofdwand ook afhankelijk is van vervorming van de ankerwand. Bemalingsontwerp bouwkuip Vo o r d e b o uw k u i p i s b e m a l i n g n o d i g o m d ro g e voeten te hebben binnen de bouwkuip, opbarsten van de bouwkuipbodem te voorkomen en de geotechnische stabiliteit van de wanden te waar- borgen. Het bemalingspeil buiten de bouwkuip in het freatisch en eerste watervoerend pakket bedraagt NAP +0 m, een verlaging van 1 à 2 meter. De bemaling onder de Boomse kleilaag dient de stijghoogte te verlagen tot maximaal NAP!-11,2!m, een verlaging van 12 à 13 meter. Om omgevings- beïnvloeding te minimaliseren is retourbemaling in het eerste watervoerend pakket voorzien. Als input voor het bemalingsontwerp zijn verschil- lende historische pompproeven geanalyseerd en ook nieuwe uitgevoerd. Het bemalingsontwerp is in samenwerking met de bemalingsaannemer tot stand gekomen, waarbij het ontwerp is gedimen- sioneerd met een numeriek grondwatermodel. Het model is opgesteld met MODFLOW, waarbij de laagindeling tot stand is gekomen door een combinatie van lokale boringen en sonderingen en het landelijke REGIS-model. De erosiegeul in de Boomse Klei is een belangrijk element in de sche- matisatie. Het grondwatermodel is geauto- matiseerd gekalibreerd op de uitgevoerde pomp- proeven met het programma PEST. Het model is gevalideerd aan de hand van historische bemalin- gen die zijn uitgevoerd voor de bouw van de bestaande Oost-, Midden- en Westsluis. Met het gekalibreerde grondwatermodel zijn alle benodigde bemalingen in één modelrun door- gerekend. Hiermee is rekening gehouden met wederzijdse beïnvloeding van gelijktijdige bema- lingen op het sluisplateau. Uitval van de spanningsbemaling is als een belang- rijk risico gezien. Met het bemalingsontwerp is hierop geanticipeerd door het uitvoeren van gevoeligheidsanalyses voor uitval van bronnen. Figuur 6 – Weergave bemalingsconcept bouwkuip Buitenhoofd op geologische doorsnede (links) en bovenaanzicht (rechts). Ongedraineerd rekenen Bij grote delen van het binnen- en buitenhoofd worden de bouwkuipen aangelegd in de Boomse klei. Aan deze laag wordt voor een belangrijk deel de passieve weerstand ontleend in de fase van de diepste ontgraving. Bij diepe bouwkuipen is afgeleid [1] dat bij minder dan 10% consolida- tiegraad de bouwkuip ongedraineerd kan worden doorgerekend. Voor de bouwkuipen in Terneuzen zou de Boomse Klei (mits aan bepaalde condities wordt voldaan) ongeveer 4 maanden volledig ongedraineerd kunnen worden beschouwd. De benodigde tijd voor de natte ontgraving (vanaf NAP-11,0 m tot NAP- 22,0 m) en stort onderwaterbetonvloer inclusief verharden is volgens planning enkele maanden. Te n e i n d e z e k e r h e i d t e h e b b e n o m t r e n t h e t verwachte gedrag van de Boomse Klei is een gevoeligheidsanalyse uitgevoerd op basis van volledig gedraineerde en ongedraineerde karakte- ristieken en dit met bijhorend relevant water- spanningsverloop. Deze resultaten werden vergeleken met een methode die gebaseerd is op het zogenaamde quasi-ongedraineerde gedrag van de Boomse Klei analoog aan de resultaten van proeven in de omgeving, waarbij met gedraineerde parameters maar met een tijdelijk verhoogde cohesie werd gerekend. Daardoor kan voor de natte ontgravingsfase quasi-onge- draineerd worden gerekend waarmee de wand- lengte kan worden geoptimaliseerd. G ezien de onzeker heid op het verwachte gedrag is een uitgebreide monitoring opgezet en is een terug- valoptie gedefinieerd door het opzetten van water in de kuip mochten grenswaardes over- schreden worden. Als ontwerprandvoorwaarde wordt gesteld dat de minimaal aanwezige laag- dikte van de Boomse Klei 13 meter dient te zijn. Uit de monitoring volgt dat de gehanteerde werkwijze voldoende conservatief is gebleken, zie sectie over Monitoring. 44 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Na installatie van het bemalingssysteem zijn full scale bemalingsproeven uitgevoerd, waarbij de daadwerkelijk benodigde debieten zijn bepaald en ook het effect van uitval van bronnen is gekwanti- ficeerd. Verder is de bemaling uitgevoerd met toepassing van meerdere stroomkasten waarop de bronnen om en om zijn aangesloten en meerdere noodaggregaten zijn geïnstalleerd. Daarnaast is een intensief monitoringssysteem gerealiseerd bestaande uit peilbuizen rondom de bouwkuip en waterspanningsmeters onder de bouwkuip. Doorsnede Frontmuur Noordwest De westzijde van de bouwkuip van het buitenhoofd wordt gevormd door een grote kistdam, de Front- muur Noordwest. Dit is een technische uitdaging vanwege de omvang van de bouwkuip en doordat het ontwerptraject relatief kort was. De Frontmuur moest voor het begin van het stormseizoen op 1 oktober 2018 inclusief de tijdelijke wegomlegging te zijn gerealiseerd, omdat daarna aan de bouw- kuip kon worden begonnen. De kistdam bestaat uit een combiwand die verankerd is aan de bouwkuip- wand van het buitenhoofd en in de eindsituatie aan de definitieve betonconstructie, de inlaat en het schuivenhuis van het nivelleringssysteem. Een schematisch plaatje van de locatie van de kistdam is in figuur 1 gegeven. In het ontwerp zijn voor de kistdam legankers tussen de combiwand en de diepwand voorzien. Bij hoogwater op de Westerschelde is de kracht in het leganker echter sterk gereduceerd. Daarom is de diepwand ook verankerd met een drietal groutankers per 1,5 meter wand, die in de grond waaierend uit elkaar lopen. Bij de hoogwater situ- atie is er dus geen sprake meer van een kistdam, maar van een verankerde diepwand. In alle andere situaties wordt het grootste deel van de belasting opgenomen door de legankers en is er dus wel sprake van een kistdam. Doorsnede Deurkassen Een andere kenmerkende snede is de doorsnede van de toekomstige deurkassen, zie figuur 7. In deze doorsnede worden de legankers eerst ge- bruikt voor de bouwkuipwanden, en daarna als permanente verankering in de deurkasconstructie. Daarom zijn zowel de bouwkuip als de deurkas gemodelleerd. Ter plaatse van de deurkassen vari- eert de Boomse Klei sterk met laagdiktes groter dan 13 meter aan de noordzijde en kleiner dan 7,5 meter aan de zuidzijde. Dit stelt beperkingen aan de mogelijkheden tot ‘ongedraineerd’ rekenen. Alleen voor de bouwkuipwanden aan de noord- zijde is met quasi-ongedraineerd gedrag in de Boomse Klei gerekend. De bouwkuipwanden zijn door de quasi-ongedraineerde schematisering significant korter uitgevoerd dan benodigd bij gedraineerde sterkteparameters. Een ankerlengte van 50 meter is benodigd om in de bouwfase evenwicht te bereiken, maar in de permanente fase is een korter anker mogelijk. Aan de noordzijde is de benodigde 50 meter enkel in de bouwfase beschikbaar. Er is gekozen voor een oplossing met een permanent scherm op kortere afstand, en een verlenging naar een tijdelijk anker- scherm op 50 meter. Als de legankers zijn door- gekoppeld van de bouwkuipwand naar de deur- kaswand kan het tijdelijke ankerscherm worden verwijderd. De legankers worden vanaf dit moment onderdeel van de deurkasconstructie. Hiertoe zijn ook ontwerpscenario’s voor de gebruiksfase beschouwd, waaronder verschillende ontwerp- waterstanden en tijdelijk droogzetten van de deur- kas. De resultaten uit Plaxis vormen de basis voor de interactie met de constructieve berekeningen van de deurkasconstructie in Scia Engineer. Monitoring bouwkuipen Alle bouwkuipwanden worden gemonitord tijdens de bouw. Algemeen valt op dat de vervormingen bij de bouwkuipwanden van het buitenhoofd in alle fasen kleiner uitvallen dan wat te verwachten is conform het ontwerp. Vaak treedt circa 50 % van de theoretische vervorming op, wat overeenkomt met de signalisatiewaarde zie figuur 8. Verder tonen de meetdata aan dat de vorm van de curves vele gelijkenissen vertoont met die uit het ontwerp. De maxima en de buigpunten bevinden zich op eenzelfde niveau. In figuur 9 zijn voor verschillende bouwfasen de voorspelde en gemeten vervormingen getoond voor combiwand L01. Wat opvalt is dat de geme- ten vervorming onder ontgravingsniveau tijdens de natte ontgraving ver achterblijft bij de predictie, wat wijst op een nog gunstiger gedrag dan het quasi-ongedraineerd gedrag zoals aangenomen in het ontwerp. Wel is bij zowel de diep- als com- biwanden na het einde van de natte ontgraving, storten van de onderwaterbeton en na het leeg- pompen van de bouwput een niet te verwaarlozen evolutie in de vervormingen vast te stellen, terwijl de desbetreffende bouwfase ongewijzigd blijft. Deze bijkomende vervormingen, zoals weergegeven op figuur 9 zijn het gevolg van het tijdsafhankelijke gedrag van de Boomse Klei. Het gedrag is aanvan- kelijk ongedraineerd, waarna door afname van de wateroverspanningen, langzaam de overgang naar gedraineerd gedrag plaatsvindt. Het vergelijken van de meetdata bij de diep- Figuur 7 – Modeldoorsnede bouwkuip deurkas met ankerscherm tijdelijk (L02.t) en permanent (L02.p). Figuur 8 – Ver vo r m i n g Co m - biwand L01, één maand na leeg- pompen bouwkuip - ontwerp versus uitvoering. en combiwanden onderling toont aan dat de combiwanden relatief gezien meer en sneller vervormen. Een verklaring hiervoor ligt bij het inschatten van de stijfheid van beide wanden tijdens het ontwerp. Voor staal is de onzekerheid bij het bepalen van stijfheidsparameters gering. De stijfheid van een betonnen element hangt echter grotendeels af van de gescheurdheid en de E-modulus. Beiden worden met een grotere onzeker- heid ingeschat, wat resulteert in conservatievere stijfheidsparameters. Zwelgedrag Boomse Klei bij de diepe bouwkuipen Bij de aanleg van de sluishoofden treden verschil- lende fasen van belasten en ontlasten van de ondergrond op. In de ontgravingsfasen is er overal sprake van ontlasting, met zwel tot gevolg. In de definitieve situatie zal bij de inlaat, deurkassen en brugkelder een hogere spanning zijn dan initi- eel, en zal er netto zetting optreden. Bij de drem- pel en stempelvloer van de brug zal er een situatie met netto ontspanning, en dus zwel zijn. De meeste zwel komt uit de Boomse Klei. De zwel is het gevolg van de circa 26 meter ontgraving tot een diepte van NAP!-22!m, vaak tot in de Boomse Kleilaag. Vervolgens wordt de onderwaterbeton- vloer aangebracht en de bouwkuip drooggezet. De grondgesteldheid ter plaatse van de bouw- kuipen van het binnen- en buitenhoofd verschilt. Bij het binnenhoofd is na ontgraving de dikte van de Boomse Kleilaag vrijwel constant en is circa 14 meter. Bij het buitenhoofd is er sprake van een sterk verloop in dikte van de Boomse Kleilaag van 14 meter naar 0 meter, zie figuur 4. Tijdens de bouw is de waterstand in de bouwkuip verlaagd tot NAP!-21,5!m. Onder de Boomse Kleilaag in het tweede watervoerende pakket is de stijghoogte verlaagd tot NAP!-11,2!m. Er is conservatief gere- kend is met een lineair verloop van het waterspan- ningsverschil over de Boomse Kleilaag. Voor de berekening van de z w el en ver volgens de zettingen van de sluishoofden is de bouwfasering vereenvoudigd naar de voor zwel en zetting rele- vante werkzaamheden. Zo wordt de onderwater- betonvloer aangebracht op dag 150 dagen na start ontgraving en de ontlaststap droogzetten op dag 164 na start ontgraving. Zwelparameters Boomse Klei De samendrukkingsparameters van de Boomse Kleilaag zijn bepaald aan de hand van 16 samen- drukkingsproeven en correlaties uit de literatuur. Uit de proeven zijn afgeleid: de CR (belaststijfheid), RR (her-belaststijfheid), SR (ontlaststijfheid) en de Cv (consolidatie- coëfficiënt). Uit de proeven volgden relatief hoge waarden voor de samendrukkingsparameters, vermoedelijk als gevolg van verstoring van monsters door het zwelgedrag van de Boomse Klei. Aanvullend zijn daarom ook de correlaties volgens Christiani & Nielsen gebruikt [2]. De Boomse Kleilaag is sterk overgeconsolideerd, de overconsolidatieratio (OCR) is bepaald op 2,6 oftewel een POP van 550 kPa. In de toekomstige situatie neemt de spanning toe tot boven het huidige spanningsniveau maar blijft onder de pre-consolidatiespanning van de Boomse Klei. In [2] zijn spanningspaden beschreven die optreden bij het belasten en ontlasten van Boomse Klei. Voor de ontlast/herbelastconstante boven de grens- spanning volgt: A0= 30 + 1,75z (z is de diepte onder het maaiveld) Bij de bouw van de hoofden wordt het spannings- pad doorlopen van de ontlast/herbelastconstante onder de grensspanning: A = 75 + 5,0z De resultaten van de samendrukkingsproeven kwamen overeen met de waarden A0. Uit [2] volgt een verhouding van A/A0 = 2,75 à 3,0. De gehan- teerde waarden voor de zwelparameters zijn in tabel 1 weergegeven. Gerekend is met hoog- en laagkarakteristieke waarden. Zwelparameters SR na grens A/A0 [-] SR voorBoomse klei spanning [-] grens- spanning [-] Gemiddelde 0,0364 3 0,0121 Hoog karakteristiek 0,0440 3 0,0147 Laag karakteristiek 0,0289 3 0,0096 Ta bel 1 - Zwelparameters Boomse kleilaag 45 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Figuur 9 – Evolutie vervormingen Combiwand L01. Figuur 10 – Simulering zwel met verwachtingswaarde, boven- en ondergrens voor zwelconstante en Cv. 46 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Voor de consolidatiecoëfficiënt is 2,5 !10-7 m 2/s aangehouden, voor zwel zijn hogere waarden be- schouwd. Modellering zwelgedrag Om de grootte van de zwel en het verloop in de tijd te bepalen zijn berekeningen van de zwel en zet- tingen uitgevoerd met D-Settlement. Aanvullend zijn Plaxis 2D berekeningen uitgevoerd om de ver- plaatsingsrichtingen en hoekverdraaiingen van de betonconstructies te berekenen, en om randeffec- ten bij de bouwkuipwanden en de stijfheid van de vloeren en constructies mee te nemen. ZWEL De grootte van de zwel is te berekenen volgens onderstaande vergelijking uit [3]: Met: !h= zwel [m] h= laagdikte [m] Csw = zwelindex [-] e0 = initieel poriëngetal [-] !’i = initiële effectieve spanning in Boomse kleilaag [kPa] !p = verschil tussen initiële effectieve spanning en de effectieve spanning in de Boomse kleilaag na ontlasten [kPa] Het ontgraven tot NAP!-22!m en leegpompen van de bouwkuip geeft een afname van de effectieve spanning in de Boomse kleilaag van 365 kPa. Bij deze afname is de zwel circa 0,25 meter. Scenario’s – onder-/ bovengrensbenadering Om de onzekerheid over de zwel op te vangen is gevarieerd met de snelheid van consolideren, de grootte van het zwelgetal en de doorlooptijden van de verschillende bouwfasen. Het verloop van de consolidatie is bekeken voor een snel verloop van de zwel waarbij gerekend is met een consoli- datiecoëfficiënt Cv tussen 1 !10-5m2/s en 1 !10-7 m2/s. In figuur 10 is het effect op de zwel bij ver- schillende consolidatiesnelheden en verschillende waarden voor het zwelgetal weergegeven. Zweldruk Uit de analyses volgt dat de zweldruk op de onder- waterbetonvloer het grootst is als de consolidatie- coëfficiënt is gelegen rond de 1 !10-6m2/s. Bij een sneller verloop van de zwel is voor het aanbrengen van de vloer de meeste zwel opgetreden. Bij een zeer langzaam verloop is de verwachte zweldruk op de onderwaterbetonvloer kleiner, de zweldruk op de definitieve vloeren van de constructie, de stempelvloer en de drempel, is dan groter. Implementatie zwel in het ontwerp ONDERWATERBETONVLOER Als gevolg van zwel wil de vloer verticaal verplaat- sen. Ter plaatse van de aansluiting van vloer op wanden is deze zwel volledig verhinderd en zal de opwaartse druk tegen de vloer maximaal zijn. In het veld kan de vloer verticaal min of meer vrij verplaatsen waardoor de opwaartse druk tegen de vloer in het midden minimaal zal zijn. De zwel- druk en de optredende momenten in de onder- waterbetonvloer en de constructievloeren zijn interactief berekend. De zwel wordt tegengegaan door het gewicht, de stijfheid en de inklemming van de onderwaterbetonvloer. Om de zwelbelasting op de onderwaterbetonvloer te bepalen is in een SCIA engineer model een zweldruk aangebracht, terwijl de vloer hierbij wordt ondersteund door een niet lineaire veer (lijn- ondersteuning). Hierbij is de veerkarakteristiek zodanig gekozen dat de zweldruk tegen de vloer kan toenemen totdat de verplaatsing van de vloer gelijk is aan de berekende zwel. Bij een grotere verplaatsing van de vloer dan de berekende zwel is er geen druk meer tegen de onderzijde van de vloer. De stijfheid van de onderwaterbetonvloer wordt in het rekenmodel meegenomen, waarbij met zowel de gescheurde als ongescheurde beton- doorsnede is gerekend. ZWEL STEMPELVLOER EN DREMPEL De belasting op de ondergrond is ter plaatse van de stempelvloer en de drempel in de eindsituatie lager dan bij aanvang. Maatgevend voor de zwel- druk op de definitieve vloeren is een langzaam verloop van de zwel tijdens de bouwfase waarbij nog niet de volledige zwel is opgetreden. Voor de stempelvloer tussen de inlaatconstructie en de brugkelder is het zwel- en zettingsverloop in de as van de sluis weergegeven in 11. To t t = 3 7 1 w o r d t e r o n t g r a v e n e n d e k u i p d r o o g - gezet, op t = 371 wordt de uitvullaag en de stem- pelvloer aangebracht. Bij een langzaam verloop van de zwel is op t = 371 de restzwel nog circa 5 cm. De resulterende zweldruk is te bepalen met [3]: !zwel;vloer = "! ontgr .(1–U) !zwel;vloer = zweldruk op de vloer [kPa] "! ontgr = totale ontlasting (eind) [kPa] U= consolidatiegraad op moment van aanbrengen van vloer [-] "! ontgr is circa 260 kPa, waardoor de maximale waarde van de zweldruk op de stempelvloer 135 kPa is (circa 52% van "! ontgr ). De stempelvloer is op deze zweldruk gedimensioneerd. Monitoring Als onderdeel van de monitoring van bouwkuip, grondwaterstanden en stijghoogtes worden zowel bij het binnen- als buitenhoofd metingen uit- gevoerd van de verticale verplaatsingen van de bouwkuipbodem voor en na aanbrengen van de onderwaterbetonvloer. De metingen laten een zwel zien van circa 0,10 à 0,15 meter. Het grootste deel van de zwel lijkt te hebben plaatsgevonden bij het leegpompen en is hierbij relatief instantaan opgetreden. De gemeten zwel valt binnen de range van de berekende boven- en ondergrenzen van de zwel. Referenties [1] Short term vs Long term behaviour of deep excavations (Vermeer & Meijer (1998). [2] Prof. Dr. E. De Beer - Annales de l’institut technique du bâtiment et des travaux publics - Problèmes posées par la construction du tunnel sous l’escaut à Anvers. [3] Zwelbelastingen op funderingen CUR/COB Commissie C202. ! Figuur 11 – Zwel op de stempelvloer. 47 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Figuur 2 – Meetopstelling heiproeflocatie SBW. ir. M. HinborchAdviseur WaterbouwFugro ir A.V. van UitertProrail Utrecht / adviseurGeotechniek en Trillingen(voormalig Arcadis) ing. E. DekkerSenior Adviseur GeotechniekMos Grondmechanica ir. Y. DevriezeAdviseur GeotechniekDEME ir. B. RijneveldAfdelingshoofd WaterbouwFugro Ir. M. Vijlbrief CEngOntwerpleider GeotechniekDura Vermeer (voorheenBAM Infraconsult) Vo o r d e b o uw v a n d e N i e uw e S l u i s Ter n e u z e n w e rd op basis van de grondopbouw zwaar hei- en trilwerk voorzien. Dit kan verschillende omgevingseffecten tot gevolg hebben, zoals schade aan bestaande sluizen, verzakkingen als gevolg van verdichting van los gepakt zand, zettingsvloeiingen en taludin- stabiliteit. Dit artikel gaat in op het beheersen van deze risico’s. Hiertoe is onderzoek gedaan naar de zettingsvloeiingsgevoeligheid van de ondergrond en zijn heiproeven uitgevoerd. Op basis daarvan zijn beheersmaatregelen uitgewerkt om het risico op ontoelaatbare trillingen en hoge waterover- spanningen tijdens de bouw van de sluis zoveel mogelijk te beperken. Zettingsvloeiing Zettingsvloeiing is een verzamelnaam voor de faalmechanismen verwekingsvloeiing en bresvloei- ing. Verwekingsvloeiing treedt op als een toename in schuifspanning in een losgepakte fijnkorrelige zandlaag leidt tot verweking van het zand. Dit kan tot zeer grote verplaatsingen van uitgevloeid zand leiden. Onder bresvloeiing wordt een autonoom terugschrijdend erosieproces door een zand- water suspensiestroom op een onderwaterhelling verstaan, dat uiteindelijk tot een oeverinscharing kan leiden. Een bresvloeiing kan ook in vast gepakt fijn zand optreden. In het verleden hebben langs de primaire water- kering nabij de Westsluis diverse taludafschuivingen en oeververzakkingen plaatsgevonden, zie figuur 1. Uit historisch onderzoek kan worden afgeleid dat de opgetreden schadegevallen dicht bij de nieuwe sluis oeververzakkingen betroffen en naar verwachting niet veroorzaakt zijn door zettings- vloeiingen. Vermoedelijk zijn de taludafschuivin- gen nabij de havenmond gezien hun omvang gerelateerd aan door erosie geïnitieerde zettings- vloeiingen. Uit de stabiliteitsanalyses bleek dat de stabiliteit van de huidige oevers, die tevens onderdeel uitmaken van de primaire waterkering, kritisch was. Aangezien hei- en trilwerkzaam- heden, ten gevolge van de opgewekte trillingen en wateroverspanningen in de ondergrond, tot een afname van de stabiliteit en mogelijk zelfs tot een verwekingsvloeiing leiden, is het risico op taludinstabiliteit onderzocht. VERWEKING EN TALUDSTABILITEIT BIJ HEIWERK Figuur 1 – Locaties oeververzakkingen (indicatief) en heiproeven. Heiproeven Om het effect van het hei- en trilwerk nauwkeurig te kunnen bepalen, zijn verschillende heiproeven uitgevoerd, waarbij trillingen en waterspanningen gemonitord zijn. Door de opdrachtgever zijn er in de tenderfase twee heiproeven uitgevoerd. Deze waren gericht op het bepalen van de installeer- baarheid van de buispalen in de grondlagen uit het tertiair. Er is in de tenderfase één heiproef uitgevoerd in de Boomse Klei (locatie A in figuur 1) en een tweede ter plaatse van de geul met glauco- niet houdend zand (locatie B in figuur 1). Voor een toelichting van de heiproeven op locaties A en B wordt verwezen naar [1] en [2]. Bij de proeven in de tenderfase is veel meetdata op grote afstand van de palen verkregen. Voor het analyseren van de taludstabiliteit en verwekings- vloeiing was ook informatie op kortere afstand benodigd. Daarom is er in de DO/UO-fase een derde heiproef uitgevoerd voor de start van de Frontmuur Sluishoofd Buiten Westzijde (hierna ‘Frontmuur’), zie figuur 1 ‘locatie SBW’. In dit gebied werd als eerste gestart met het zware hei- en trilwerk. Vanaf deze locatie kon tevens de Westsluis gemonitord worden tijdens de proef. Te r p l a a t s e v a n d e p r o e f l o c a t i e i s z o w e l h e t glauconiethoudend zand als de daaronder gelegen Boomse Klei in de ondergrond aanwezig. Op de proeflocatie nabij de frontmuur zijn 2 palen (Ø1420mm, 37,5 meter) ingebracht en drie dam- wandplanken (AZ26-700, 26 meter). Hierbij zijn de palen steeds eerst trillend en vervolgens heiend ingebracht en zijn de damwandplanken trillend (zowel hoog als laag frequent) ingebracht. Tijdens de heiproef zijn de trillingen en de waterspanningen gemeten tot 60m uit de proeflocatie, zie figuur 2. De slagkracht van de heihamers voor de drie heiproeflocaties was nagenoeg aan elkaar gelijk, namelijk ca. 280kNm. Prognosemodel trillingen De meetdata van de heiproeven op locaties A en B vormde de basis voor de trillingsprognoses voor het heien van de palen en het intrillen van de palen en damwanden. Onderstaand wordt ingezoomd op de trillingspredictie van het heiwerk. Voor de trilwerkzaamheden is een vergelijkbaar prognose- model opgesteld. De meetresultaten van heiproef A en Heiproef B verschilden weinig van elkaar, daarom is een prognose voor beide locaties opge- steld. Om het model te kunnen toetsen aan de SBR-richtlijn Trillingen deel A, Schade aan bouw- werken, is in eerste instantie een prognose voor de trillingssterkte (snelheid) opgesteld. De methodiek uit CUR 166 bood onvoldoende nauwkeurigheid voor het zware heiwerk. Om die reden is op basis van literatuur ref. [5] een simpele (empirische) relatie tussen de potentiële energie van de heihamer en de afstand tot de paal aan- gehouden: Waarin: v : trillingssterkte [mm/s] k : empirische factor [-] E : energie bij trillingsbron [kNm] r : afstand tot paal [m] De energie bij de trillingsbron is bepaald op basis van de PDA-metingen die tijdens het heiwerk van de proef zijn uitgevoerd. Hierbij is de maximale energie uit de PDA-metingen (meting rek en trillingsversnelling aan de buispaal) gerelateerd aan de trillingssterkte op afstand van de paal. Op deze wijze is de factor k bepaald voor locatie A en B, zie figuur 3. Wanneer de relatie wordt geprojecteerd op de metingen blijkt dat deze tot 30 meter goed overeenkomen, op grotere afstand wordt een overschatting geprognosticeerd. Om deze reden is de Barkancurve (toelichting zie CUR 166) gefit op de meetdata. De Barkancurve is goed op de meetdata te fitten en komt ook de eerste 30 meter goed overeen met de empirische methodiek. Echter voor de Barkan- curve is een bronwaarde op een referentieafstand van de paal benodigd. Hiervoor is de empirische methodiek gebruikt (referentieafstand 15m). In figuur 4 zijn de beide prognoses weergegeven, samen met de tijdens het heien gemeten piek- waarde van de trillingssterkte |v| (heiproeven locatie A en B). Figuur 3 – Uitwerking PDA meting en trillingsmetingen voor 4 palen verdeeld over locatie A en B. Figuur 4 – Prognose trillingssterkte |v| heiwerkzaamheden. SAMENVATTING Bij de bouw van de Nieuwe Sluis Terneuzen zijn buispalen en damwandplanken in de taluds van de waterkering geïnstalleerd. Vanwege de aanwezigheid van glauconiethoudend zand en Boomse Klei was sprake van zwaar hei- en trilwerk. Tijdens de werkzaamheden moest de taludstabiliteit gewaarborgd blijven. Hiertoe zijn heiproeven uitgevoerd, prognosemodellen opgesteld, trillingen en waterspanningen tijdens uitvoering gemonitord en beheersmaatregelen genomen. Zo konden de werkzaamheden beheerst worden uitgevoerd. 48 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 49 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Een prognose van de trillingsversnelling (omgere- kend middels de frequentie) is opgesteld om de effecten van waterspanningen en stabiliteit te bepalen. Opvallend is dat een hogere frequentie werd gemeten tijdens het heien (namelijk tot 28 Hz) dan normaliter bij heien wordt verwacht (10Hz tot 20Hz). Deze gemeten frequentie levert in de prognose een goede overeenkomst op, zie figuur 5. Tijdens de derde heiproef zijn met combiconussen de trillingen en waterspanningen hoogfrequent op exact dezelfde locatie gemeten. Door combiconus- sen toe te passen is onderlinge beïnvloeding van twee separate meetsystemen voorkomen. Als de trillingen en de waterspanningen worden uitgezet in de tijd wordt een duidelijk verband gevonden, zie figuur 6. Zichtbaar is ook dat de waterspannin- gen in een diepere laag pas later toenemen, wat logisch is aangezien de paalpunt hier ook later passeert. Prognosemodel wateroverspanningen In eerste instantie zijn de waterspanningen ge- prognosticeerd op basis van de database van Fugro, waarin meetdata van andere projecten zijn verzameld. Op basis van de resultaten uit de heiproef bij de Frontmuur is vervolgens een projectspecifiek prognosemodel opgesteld. Uit de metingen bleek dat alleen in de los tot matig gepakte kleiige/leemhoudende zandlaag (in figuur 8 de laag tussen NAP -12 en -14m) significante wateroverspanningen optraden. Voor deze laag is een prognosemodel opgesteld. De gemeten water- overspanning is uitgezet tegen de afstand tot de trillingsbron. Met een exponentiële vergelijking zijn de factoren k en b gefit op de meetdata voor heien, zie figuur 7. De blauwe lijn is de fit voor de gemiddelde wateroverspanning en de rode lijn betreft de bovengrenswaarde. De monitoring van de waterspanningen tijdens de aanleg van de Frontmuur lag in lijn met de prog- nose, het prognosemodel behoefde geen verdere aanpassing. Ver w eking en taludstabiliteit Tijdens de bouw van de Nieuwe Sluis is vereist dat de stabiliteit van de waterkering niet nadelig beïn- vloed wordt. In het ontwerpproces zijn daarom de volgende stappen gevolgd ten behoeve van de sta- biliteitsanalyses: 1. Bepalen of talud binnen het invloedsgebied van het heiwerk ligt. 2. Bepaal aanwezigheid verwekingsgevoelige lagen. 3. Indien nodig uitvoeren stabiliteitsanalyse (inclusief trillingsbelasting en afname sterkte door toename wateroverspanning o.b.v. heiproeven). De eerste stap is uitgevoerd op basis van het eerder in dit artikel uitgewerkte trillingsprognosemodel. De beoordeling van de aanwezigheid van verwe- kingsgevoelige lagen is uitgevoerd op basis van de ‘state parameter’ analyse van de sonderingen die in het gebied zijn uitgevoerd. Een voorbeeld van een dergelijke analyse is weergegeven in figuur 8. Lagen zijn niet als verwekingsgevoeling beoordeelt als: –Deze een tertiaire oorsprong hebben. Alleen quartaire zandlagen met contractant gedrag worden als verwekingsgevoelig beschouwd; –Dilatant grondgedrag wordt verwacht op basis van de methode van Shuttle & Cunning, ref.[3]. In deze methode wordt de genormaliseerde conusweerstand uitgezet als functie van het genormaliseerd wrijvingsgetal. In het gebied boven de groene lijn in de rechter grafiek in figuur 8 wordt dilatant gedrag verwacht, in het gebied onder de groene lijn contractant gedrag. –Klei of zandmengsels met een ‘soil type index’ Ic > 2,6 bepaald met de correlatie van correlatie Jefferies en Davies, ref. [4]. In het gebied rechts van de rode stippellijn in de middelste grafiek in 8 wordt het materiaal te kleiig geacht om verwekingsgevoelig te zijn. Op basis van ca. 500 piëzocone sonderingen zijn geen verwekingsgevoelige lagen aangetroffen in het projectgebied. De in het verleden opgetreden afschuivingen worden hiermee verondersteld door erosie veroorzaakte bresvloeiingen te zijn. Uit de stabiliteitsanalyses volgde dat de waterover- spanningen en trillingen de stabiliteitsfactor deden afnemen met 20%. Driekwart hiervan was toe te rekenen aan de wateroverspanning en een kwart aan de trillingen. Uitgangspunt was dat de stabili- teit tijdens de uitvoering minimaal gelijk moest blijven aan de oorspronkelijke situatie. Om dit te realiseren zijn beheersmaatregelen getroffen. Beheersmaatregelen Als beheersmaatregel is tijdens de heiwerkzaam- heden een bemaling toegepast om de waterspan- Figuur 5 – Prognose trillingsversnellingen heien palen. Figuur 6 – Tr i l l i n g s s t e r k t e e n waterspanning versus tijd tijdens heien. 50 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 DEME Haven 1025, Scheldedijk 30 • B-2070 Zwijndrecht, Belgium T +32 3 250 52 11 • info.deme@deme-group.com • www.deme-group.com SOLUTIONS FOR GLOBAL CHALLENGES DEME is a world leader in the highly specialised fields of dredging, marine engineering and environmental solutions. By fostering a pioneering approach, DEME operates as a front runner in innovation and new technologies. With a strong presence in all of the world’s seas and continents, DEME provides solutions for global, worldwide challenges: a growing population, the scarcity of natural resources, polluted rivers and soils, the reduction of emissions and rising sea levels. DEME PROVIDES: Dredging and land reclamation Marine and offshore energy solutions Infra marine solutions Environmental solutions Fluvial and marine resources Creating land for the future 51 ningen te verlagen, waardoor de effectieve span- ningen toenemen. De hierdoor toenemende sterkte en de inwaartse waterstroom in het talud bewerkstelligen tezamen een stabiliserende wer- king van het talud. De bronnen waren gesitueerd net achter de combiwand. De bemaling was zo ont- worpen dat de gerealiseerde verlaging dusdanig groot was, dat het effect van de opgewekte water- overspanningen en trillingen gecompenseerd werd en de stabiliteit minimaal gelijk bleef aan de oor- spronkelijke situatie. Tijdens de uitvoering vond een uitgebreide moni- toring plaats met de inzet van waterspanningsme- ters, combiconussen en perkoenpalen op de kruin. Middels het doorzichten en periodiek inmeten van perkoenpalen werden eventuele vervormingen ge- signaleerd. Met de monitoring van wateroverspan- ning in de zandlagen is gecontroleerd of de minimaal vereiste waterstandsverlaging werd be- haald op basis van vooraf vastgestelde drempel- waarden. Gezien het risicoprofiel zijn de metingen het gehele werk bemand uitgevoerd zodat direct op mogelijke overschrijdingen kon worden geanti- cipeerd door het heiwerk te pauzeren en indien nodig de bemaling bij te stellen. Conclusie Door uitvoeren van hei- en trilproeven in combina- tie met het nemen van een flexibele beheersmaat- regel bestaande uit een bemaling in combinatie met een uitgebreide en bemande monitoring van de waterspanningen, trillingen en vervormingen is het hei- en trilwerk bij de realisatie van Nieuwe Sluis Terneuzen beheerst uitgevoerd. Hierdoor zijn er geen problemen opgetreden met taludinstabili- teit of zettingsvloeiing. Referenties [1] Artikel in vakblad Geotechniek “Van een oude geul naar een Nieuwe Sluis” van A.J. Grashuis en S. Ver fa i l l e , m a a r t 2 0 1 8 , j a a rg a n g 2 2 , n u m m e r 1 [2] Artikel in vakblad Geotechniek “Heibaarheids- proef glauconiethoudend zand en Boomse Klei te Te r n e u z e n ” v a n P . G a n n e , J . Co u c k , A . J . S n e t h l a g e en A. Jacobs, juni 2020, jaargang 24, nummer 2 [3] Hydraulic Fill Manual For Dredging and Recla- mation Works, J. van ‘t Hoff, A.N. van der Kolff, 2012 [4] Soil classification by the cone penetration test: Discussion. M.G. Jefferies, M.P. Davies, Canadian Geotechnical Journal 28, 1, 173-176, 1991 [5] Ground Vibrations Induced by Impact Pile Driving, K. Rainer Massarsch, Bengt H. Fellenius, Missouri University of Science a Technology Scholars’Mine, International Conference on Case Histories in Geotechnical Engineering. ! Figuur 7 – Fit wateroverspanningen voor heiwerkzaamheden. Figuur 8 – Voorbeeld state parameter methode. Figuur 9 – Uitvoering heiwerk SBW. GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 53 Inleiding De Nieuwe Sluis Terneuzen (NST) wordt aangelegd in de nabijheid van de in bedrijf zijnde Westsluis. Dit artikel gaat nader in op de geotechnische risicoanalyse die als onderdeel van het beheersplan voor de Westsluis is opgesteld om schade aan deze sluis te voorkomen. Hiervoor is eerst onderzoek gedaan naar de constructie en bouwwijze van de sluis. Vervolgens zijn alle werkzaamheden voor de Nieuwe Sluis die invloed kunnen hebben op de Westsluis in kaart gebracht. Met behulp van berekeningen en analyses zijn de invloeden gekwantificeerd en vervolgens getoetst aan de eis die gesteld is om schade aan de sluis te voorkomen. De monitoring van de Westsluis, inclusief de nulmeting in de bestaande situatie, vormt een belangrijk onderdeel van het proces om de risico’s te beheersen. De Westsluis De NST wordt aangelegd ten oosten van de West- sluis uit 1968. Dit is een zeesluis met een lengte van 290 meter en een doorvaarbare breedte van 40 meter, zie figuur 1. De Westsluis is in een open ontgraving aangelegd en gefundeerd op staal. In het midden van de kolkvloer is een scharnierende verbinding aanwezig, waardoor de beide helften van de sluis min of meer onafhankelijk van elkaar kunnen vervormen, zie figuur 5. In het buiten- en binnenhoofd zijn dubbele roldeuren aanwezig en een beweegbare brug met een basculekelder. De West- sluis ligt min of meer parallel aan de in aanbouw zijnde Nieuwe Zeesluis, zie figuur 1. De afstand tussen de kolk van de Westsluis en de Nieuwe Sluis varieert van ca. 70 meter (zuidzijde) tot ca. 130 meter (noordzijde). Analyse risico’s Met een risicogestuurde aanpak is vastgesteld welke werkzaamheden aan de NST invloed kunnen hebben op de Westsluis. Vervolgens zijn de invloe- den gekwantificeerd en getoetst aan de relevante eisen. Op basis hiervan zijn grenswaarden afgeleid die dienen als input voor het monitoringsplan van de Westsluis. Uit de analyse volgt dat de voor- naamste risico’s bestaan uit: –De hei- en trilwerkzaamheden, waardoor directe trillingsschade of verdichting c.q. verweking van de losgepakte aanvulzanden kan optreden –Grondvervormingen die volgen uit de ontgraving van de bouwkuipen. –De bemalingen voor de NST die kunnen leiden tot zakkingen en scheefstand. Tr i l w e r k z a a m h e d e n Het risico op directe trillingsschade is over het algemeen beperkt, echter is er dusdanig zwaar hei- en trilmaterieel ingezet dat trillingsschade niet kon worden uitgesloten. Voor bestaande bouw- werken (denk bijvoorbeeld aan de bestaande slui- zen of de toen nog in dienst zijnde verkeerstoren) is getoetst aan de SBR-richtlijn Trillingen deel A. Voor de grote en z ware betonco nstructies van de sluizen is getoetst aan een ruimere grenswaarde. Gezien de plaatselijk losse pakking van de aanvul- zanden van de Westsluis is ook het risico op ver- weking en maaiveldzakkingen beschouwd. Voor de prognose van de zakkingen is de methodiek (Hergarden & van Tol) zoals beschreven in CUR166 toegepast. Op verschillende locaties is voor zowel de oude aanvullingen rond de Westsluis als voor de nieuwe aanvullingen de zakking ten gevolge van de bouwtrillingen ingeschat. Per situatie is afgewogen of preventief moest GEOTECHNISCHE RISICOANAL YSE WESTSLUIS Figuur 1 – Locatie Nieuwe Sluis en Westsluis, beschouwde doorsneden EEM-analyse. GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 ir. A.V. van UitertProRail Utrecht, Adviseur Geotechniek en Trillingen(voormalig Arcadis) ir. A. VerweijAdviseur GeotechniekArcadis en Teamleider Waterbouw ing. E. DekkerSenior Adviseur GeotechniekMos Grondmechanica ir. M. HinborchAdviseur WaterbouwFugro 54 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 worden verdicht of dat na de werkzaamheden een herstel kon plaatsvinden. Middels sonderingen is de onderkant van de losgepakte zandlagen verkend en is een indeling gemaakt ten behoeve van de benodigde verdichtingsdiepte, zie het voor- beeld in figuur 2. Waar nodig is verdicht tot een relatieve dichtheid van tenminste 75%, waarmee geen significante invloed meer is te verwachten gedurende de heiwerkzaamheden. Ontgraving bouwkuipen De invloed van de aanleg van de NST op de Westsluis is geanalyseerd met een EEM-analyse in Plaxis 2D voor 3 kenmerkende doorsneden, zie figuur 1. Voor alle bouwfasen zijn de vervormingen van de vloer en wanden van de Westsluis berekend en hieruit zijn de scheefstanden bepaald. In het model is ook de aanleg van de Westsluis in de droge bouwkuip meegenomen. Uit de berekenin- gen zijn de verticale en horizontale vervorming (rek) onder het funderingsniveau van de Westsluis en de horizontale vervorming van de kolkwanden bepaald. Hieruit volgde dat de aanleg van de bouwkuip voor het buitenhoofd en de sluiskolk, gezien de grote afstand volgens verwachting, een verwaarloosbare invloed hadden. De grootste invloed werd verwacht vanuit de aanleg van het binnenhoofd, zie figuur 3. Op het funderingsniveau werd ten gevolge van de bouw van de NST bij de Westsluis een verticale verplaat- sing verwacht van maximaal circa 11 mm en een scheefstand van circa 1:5400. De horizontale verplaatsing hierbij is circa 6mm. De berekende horizontale rek bleek nihil. De horizontale ver- plaatsing van de oostelijke kolkwand van de West- sluis werd berekend op maximaal circa 21 mm. Aan de onderzijde verplaatst de sluis in zijn geheel circa 5 mm. Uit een analyse van de bouw en gebruiksfase van de Westsluis volgde dat door de bouw van de Nieuw Sluis de oostelijke kolkwand juist enigszins wordt ontlast ten opzichte van de huidige situatie (maximale uitbuiging 25mm à 35 mm na aanleg 1968 en onder invloed schutbedrijf en bolder- krachten, zie figuur 4), waarbij de wand beperkt terugveert en de aanwezige doorbuiging richting kolkzijde wordt verminderd. Invloed bemaling De invloed van de bemalingen voor de aanleg van de NST op de Westsluis is beschouwd door middel van zettingsberekeningen. Opgemerkt wordt dat deze bemalingen minder verlaging hebben dan die in de jaren ’60 bij de aanleg van de Westsluis zijn uitgevoerd. Er is rekening gehouden met een bemaling met en zonder retourbemaling naast de Westsluis in het 1e watervoerend pakket. Zettingsverschillen zijn bepaald door het verloop van de verlagingslijnen en de erosiegeul welke onder het buitenhoofd van de Westsluis is gele- gen. De zettingen van de Westsluis als gevolg van de bemaling zijn berekend zowel met Plaxis als met Figuur 2 – Te v e r d i c h t e n z o n e s . Figuur 3 – Plaxismodel met de Westsluis en bouwkuip Binnenhoofd. SAMENVATTING De bouwwerkzaamheden voor de aanleg van de Nieuwe Sluis Terneuzen hebben een invloed op de bestaande Westsluis. Middels de inzet van een geotechnische risicoanalyse in de ontwerpfase en een uitgebreide monitoring in de uitvoeringsfase, waarbij rekening wordt gehouden met de natuurlijke vervormingsbrandbreedte, wordt geborgd dat afwijkingen vroegtijdig worden geconstateerd en geen schade zal optreden. Figuur 4 – Maximale uitbuiging Oostwand van de Westsluis na aanleg en gebruik. 55 D-Settlement en in de beide gevallen beperkt tot ca. 5 à 10 mm. To e t s v e r v o r m i n g s e i s e n Bij de Westsluis is sprake van een ‘hogging’ situatie waarbij de scheefstand maatgevend is ten opzichte van de relatieve hoekverdraaiing, zie figuur 5. Het risico op vervormingsschade is getoetst aan de ‘rode zone’ in de figuur van Boscardin en Cording uit CUR231 (Handboek diepwanden), zie figuur 6. Hierin is de relatieve hoekverdraaiing van de zet- tingslijn onder de constructie uitgezet tegen de horizontale rek die de constructie ondergaat ten gevolge van het vervormen van de grond onder het bouwwerk. Geconcludeerd kan worden dat er een verwaarloosbare kans op schade is aan de West- sluis. Om de eisen tijdens de uitvoering te kunnen toetsen zijn de grenswaarden vertaald naar de monitoring van de bovenkant van de kolkwanden. Deze grenswaarden dienen te worden beschouwd ten opzichte van het natuurlijk gedrag van de Westsluis zoals afgeleid uit de nulmeting. Monitoring Westsluis Bij de Westsluis wordt tijdens de uitvoering monitoring van deformatie op de bovenzijde van de kolkwanden en de temperatuur van het buiten- water uitgevoerd. Op de west- en oostwand van de sluis zijn 46 prisma’s gesitueerd met een h.o.h.- afstand van gemiddeld 18 meter. Aanvullend zijn rondom de sluis peilbuizen aangebracht en wordt ook de stand van het buitenwater en het schutpeil gemeten. Voorafgaand aan de uitvo ering is gedurende minimaal 1 jaar een nulmeting uitgevoerd. Uit de nulmeting volgt een duidelijke seizoensinvloed, zie figuur 8. Voor de oostwand geldt bij een tem- peratuurverandering van circa 20°C globaal gezien de volgende verschildeformatie: 1. In noord-zuid / langsrichting (lichtblauwe lijn) is de maximale deformatie 18 mm met een volledige afname tot 0 mm naar het midden van de sluis; 2. In oost-west / dwarsrichting (rode lijn) ontstaat Figuur 7 – Prismametingen. Figuur 8 – Relatie deformatiegedrag Oostelijke kolkwand prisma B040. Figuur 5 – To e t s i n g toelaatbare scheefstand vanuit bovenzijde wanden van de Westsluis. Figuur 6 – To e t s vervormingseis Westsluis doorsnede Binnenhoofd. GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 56 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 een deformatie van de wand tegen de grond in richting de bouwkuip. De deformatie treedt over de volledige kolk op en bedraagt maximaal +20mm; 3. In z-richting (groene lijn) ontstaat een beperkte rijzing onder het temperatuursverloop. De gemeten rijzing is maximaal +7mm. De monitoring van de prisma’s richt zich tijdens de uitvoering op de oostwand van de Westsluis. Getoetst wordt aan signaal-, interventie- en grens- waarden, waarbij automatisch wordt gecorrigeerd voor het seizoensafhankelijke deformatiepatroon van de Westsluis, zie figuur 9. Om op basis van de dag-mediaan de bijkomende effecten ten opzichte van de natuurlijke vervormingsbandbreedte vast te stellen, wordt voor elke meetpunt op basis van een lineaire regressielijn de nodige correctie bepaald. Conclusie Vanuit de bouw werkzaamheden voor de Nieuwe Sluis Terneuzen is geen schade aan de naastgelegen Westsluis te verwachten. Middels de uitgevoerde analyses is aangetoond dat de te verwachten vervormingen vanuit de ontgravingen en bemaling beperkt zijn en dat ruim aan de eisen ten aanzien van vervormingsschade zal worden voldaan. Middels een uitgebreide monitoring waarbij rekening wordt gehouden met de natuurlijke vervormingsbrandbreedte wordt geborgd dat afwijkingen vroegtijdig worden geconstateerd en geen schade zal optreden. ! Figuur 9 – Correctie invloed temperatuur buitenwater dx Oostelijke kolkwand prisma B040. MOS Grondmechanica voor onafhankelijk en betrouwbaar onderzoek en advies! Uw specialist op het gebied van geotechniek, geohydrologie, geomonitoring en laboratoriumonderzoek. T (0)88 513 02 00 | M info@mosgeo.com | W www.mosgeo.com GEOTECHNISCH VELDONDERZOEK GEOTECHNISCH ADVIES GEOHYDROLOGISCH ADVIES LABORATORIUMONDERZOEK Bekijk onze projecten op www.mosgeo.com 39 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 Sinds eind 2017 wordt in opdracht van de Vlaams- Nederlandse Schelde Commissie gebouwd aan de Nieuwe Sluis Terneuzen (NST) om het havengebied van Gent en Terneuzen voor grotere zeeschepen toegankelijk te maken. De Nieuwe Sluis Terneuzen wordt 55 meter breed, 427 meter lang en krijgt een diepgang van NAP -16,44m, vergelijkbaar met de nieuwe sluizen in Panama. De bouw is in handen van aannemerscombinatie Sassevaart (BAM, Deme, Van Laere en Engie). Voor het ontwerp zijn onder leiding van BAM Infraconsult, DIMCO, ENGIE, van Laere en Dredging International verantwoordelijk met ondersteuning van o.a. IV!Infra, Arcadis, RHDHV, SBE en Fugro. De omslag van deze Special toont een artist im- pression van het projectgebied. Om de nieuwe sluis in een bestaand sluiscomplex te kunnen bouwen is een uitgekiende fasering bedacht, met als uitgangspunt een optimale bouw met minimale omgevingshinder, zie figuur 1a t/m e. Onderdeel van het project is de sloop van de huidige Midden- sluis. De Middensluis wordt zo lang mogelijk in gebruik gehouden door de aanleg van een tijdelijk doorvaartkanaal. De werkzaamheden bestaan daarnaast uit o.a. de realisatie van een Diensten- haven en nieuwe wachtplaatsen in de binnen- en buitenhaven van het sluiscomplex. Het binnen- en buitenhoofd van de Nieuwe Sluis Te r n e u z e n z i j n g e s p i e g e l d m a a r v r i j w e l i d e n t i e k en bestaan beide uit een dubbele deurkas, drem- pel, basculebrug en inlaat/schuivenhuis van het omloopriool. Ter plaatse van de hoofden is in de ondergrond de Boomse klei aanwezig, welke werkt als onderafsluiting. Hierdoor kunnen de sluishoof- den in den droge in een bouwput worden aan- gelegd. De kolk bestaat uit permanente diep- en combiwanden met legankers en daartussen een permanente onderwaterbetonvloer. In de vloer zijn bodemroosters opgenomen voor het nivelleren in de kolk. Bij de sluiskolk is de Boomse klei ir. M. Vijlbrief CEngOntwerpleider Geotechniek, Dura Vermeervoormalig BAM Infraconsult DE N IEUWE S LUIS IN T ERNEUZEN EEN GRENSVERLEGGEND EN - OVERSCHRIJDEND PROJECT Figuur 1 a, b, c (d, e: zie volgende pagina) – Vereenvoudigde bouwfasering Nieuwe Sluis Terneuzen. Illustraties: Sanneke van Geest a b c ir. A. VerweijAdviseur GeotechniekTe a m l e i d e r Wa t e r b o u w , A r c a d i s Ir. Marc BoolIntegraal Ontwerp ManagerBAM Infraconsult 40 GEOTECHNIEK SPECIAL NIEUWE SLUIS TERNEUZEN MAART 2021 geërodeerd, daarom zal die in den natte worden aangelegd. In eerdere artikelen is reeds ingegaan op dit project [1], [2]. In deze Special wordt ingegaan op het beheersen van de geotechnische risico’s aan de hand van drie artikelen. Het eerste artikel gaat over de 25!meter diepe bouwkuipen voor de sluishoofden. Achtereenvolgens wordt ingegaan op de bodemopbouw, het bouwprincipe, de bouw- fasering, de bemaling en tot slot een beschouwing van de invloed op het ontwerp van de zwel van de Boomse klei. In het verleden heeft zettingsvloeiing van ondiepe Holocene zandlagen regelmatig geleid tot oevervallen in het projectgebied. In het tweede artikel wordt beschreven hoe de in- vloed van de werkzaamheden op de stabiliteit van de oevers is beschouwd. Tot slot wordt in het derde artikel ingegaan op de beheersing van geotechnische risico’s voor de bestaande, in bedrijf zijnde Westsluis. Namens alle auteurs wensen wij u veel leesplezier toe met deze Special. [1.] Van een oude geul naar een nieuwe sluis, Geotechniek maart 2018 [2.] Heibaarheidsproef Glauconiethoudend zand en Boomse klei te Terneuzen, Geotechniek juni 2019. ! d e

Jaargang 25, 2021 - nummer 2

25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 ENTHOUSIASME VOOR DE GROND Bij een 25-jarig jubileum zijn natuurlijk allereerst felicitaties op zijn plaats. Wat als een gedurfd avontuur begon door Robert Diederiks heeft zich bewezen in een behoefte van niet alleen vakspecialisten. Geotechniek is maar een klein vakgebied. 25 jaar geleden dacht ik – en daarin was ik vast niet de enige – dat het moeilijk zou worden om het uitgeven betaalbaar te houden. Maar zie, wat een succes! Wat startte als een eenvoudige publicatie van enkele artikelen en advertorials op ca. 30 pagina’s, is nu uitgegroeid tot een volwaardig glossy magazine, dat door een breed publiek met interesse in civiele techniek wordt gelezen. Maar wat maakt het blad zo interessant om te lezen? Zijn het de artikelen met vaak mooie foto’s van projecten van ondergronds bouwen tot hoogbouw, van waterveiligheids- opgaven tot grote havenuitbr eidingen? Deze geven zeker een goed én leerzaam beeld wat we kunnen, wat de uitdaging ook is. Maar de grote trigger is volgens mij de blijvende nieuws- gierigheid naar het materiaal waaruit ons land is opgebouwd en ons steeds weer voor verrassingen stelt. Geotechniek is namelijk het construeren in en met grond. En al is in Nederland het aantal grondsoorten nog redelijk beperkt, ze vormen vaak de beruchte veelheid aan onbekendheden. Het zijn natuurproducten met vaak tienduizenden jaren aan geschiedenis, die we geologis ch redelijk go ed kunnen uitplui zen. De vele eigenschappen kunnen we op basis van grond- en laboratoriumonderzoek redelijk nauwkeurig bepalen. De afgelopen jaren zijn er tal van artikelen verschenen op dit gebied, want het is nog steeds een ontdekkingstocht om deze natuurproducten te vertalen in wiskundige formules en reken- modellen. Op dit gebied van rekentechnieken hebben we de afgelopen jaren veel zien veranderen en zijn er grote, zo niet reusachtige stappen gemaakt. Maar bouwen we hierdoor ook veel slimmer en toekomst- bestendiger? Op papier in ieder geval wel, in de praktijk niet. Natuurlijk moet de theorie leidend zijn, maar zeker in ons vakgebied komt het ook aan op praktijkkennis, je constant uitdagen om de theorie te verifiëren, maar je ook bewust zijn dat de werkelijkheid weerbarstig kan zijn. En dat maakt ons vakgebied soms frustrerend, maar altijd uitdagend. En daarmee het vakblad Geotechniek altijd interessant om te lezen. Bij de branchevereniging van aannemers van funderingswerken zien we soortgelijke ontwikkelingen in de afgelopen 25 jaar. Er is veel ontwikkeld op het gebied van opleidingen, richtlijnen en normen op het gebied van veiligheid, uitvoering van diverse technieken en omgeving. Niet alleen in Nederland, maar ook internationaal participeren we in vele werkgroepen. En dit zeker niet solo als eigengereide aannemersvereniging, maar met inbreng van onderzoeksinstituten en ingenieursbureaus. Wat ons vakgebied wellicht het mooiste maakt, is het enthou- siasme voor het vak en de wil om samen te werken. Dat is wat ons onderscheid van andere vakgebieden. Met de vele onbekendheden die we nog steeds tegenkomen gecombineerd met de sociaal economische ontwikkelingen en de klimaatuitdagingen die ons te wachten staan – met alle gevolgen die hieraan gekoppeld zijn – weet ik zeker dat we de komende 25 jaar ons vakblad nog genoeg kunnen vullen met mooie en interessante artikelen. Bartho AdmiraalBestuurslid NVAF 35 JUNI 2021 GEOTECHNIEK Ir. Thomas LankreijerABT Ir. Martijn AponABT Ir. Ruud ArkesteijnMobilis TBI, voorheen ABT De nieuwbouw In opdracht van de Vrije Universiteit Amsterdam is door Bouwcombinatie Campusplein, bestaande uit Boele & van Eesteren en Visser & Smit Bouw, Nieuwbouw Universiteitsgebouw Campusplein (NU.VU) verwezenlijkt. Het gebouw is gefaseerd in gebruik genomen vanaf eind 2019. De nieuwbouw is geprojecteerd op de VU-campus te Amsterdam ten zuiden van de De Boelelaan en omvat een 3- laagse ondergrondse parkeergarage Campusplein en een bovenbouw bestaand uit 7 tot 12 bouw- lagen. De oppervlakte van de parkeerkelder bedraagt circa 95 x 75 m 2met een regelmatig bouwstramien van overwegend 14,4 m. De tussenvloeren van de parkeergarage zijn opgebouwd uit kanaalplaat- vloeren met een druklaag. De -3 vloer en kelder- wanden van de parkeergarage bestaan uit in het werk gestorte betonconstructies. De keldervloeren hebben in de eindsituatie een stempelfunctie voor de kelderwand. Een doorsnede van het construc- tieve BIM model is weergeven in figuur 1. Bodemgesteldheid en grondwatersituatie Het gemiddelde maaiveldpeil van het bouwterrein bedraagt NAP-0,5 m. De bodemopbouw kenmerkt zich door een typisch Amsterdams profiel, met een zandaanvulling van circa 3,0 m bovenop een pakket slappe Holocene bodemlagen tot circa NAP-11,5 m. Hieronder bevindt zich het draagkrachtige Pleisto- cene grondpakket bestaand uit vast tot zeer vast gepakte zandlagen van respectievelijk de formatie van Boxtel, Drenthe en Urk tot een diepte van NAP-60 m. Tussen NAP-15 m en NAP-22 m komen insluitingen voor met dunne klei- en silthoudende lagen als restanten van de Eem formatie. Diepe tussenkleilagen worden aangetroffen op een diepte van NAP-60 m tot NAP-64 m (formatie van Sterksel) en van NAP-74 m tot NAP-77 m (formatie van Waalre). Een representatieve sondering is weergegeven in figuur 2. Omgeving De bouwlocatie wordt omringd door universiteits- gebouwen, het energiegebouw, wegen, een tram- baan alsook kabels en vitale leidingen, met name langs de De Boelelaan. Binnen het invloedsgebied liggen ook laboratoria en andere trillingsgevoelige objecten. Om deze redenen zijn alleen geluids- en trillingsarme bouwtechnieken toegepast. Aan de noordzijde van de bouwkuip langs de De Boelenlaan is voorafgaand aan de bouwwerkzaam- heden een omvangrijke en relatief diepe kabels- en leidingenstrook aangelegd. Naast deze strook is er ook een tweetal hoofdwaterleidingen van 26 GEOTECHNIEK NIEUW UNIVERSITEITSGEBOUW NU.VU CAMPUSPLEIN AMSTERDAM GEOPTIMALISEERDE BOUWPUT, PAAL-PLAATFUNDERING EN UITGEBREIDE MONITORING JUNI 2021 Figuur 2 – Representatieve sondering NU.VU. Figuur 1 – Doorsnede constructief BIM-model over het Nieuwe Universiteitsgebouw en 3-laagse parkeergarage inclusief damwanden, onderwaterbeton en ankerpalen. Ing. Ed SmienkABT 27 GEOTECHNIEK JUNI 2021 SAMENVATTING Bij de VU Amsterdam aan de De Boelelaan is een omvangrijk nieuw onder- wijsgebouw gerealiseerd. De nieuwbouw is voorzien van een diepe kelder, uitgevoerd met plaatselijk gewapend onderwaterbeton en een geoptimaliseerd stempelraam. Er is een bijzondere paal-plaatfundering toegepast waarbij onder de plaat alleen verticale ankerpalen zijn geplaatst. Dit heeft geleid tot een substantiële besparing in kosten en bouwtijd. Bovendien heeft er tijdens de uitvoering alsook in de gebruikssituatie een uitgebreide monitoring plaatsge- vonden van onder meer verticale deformaties van zowel belendingen, terrein, kabels en leidingen alsook de keldervloer. Ook is de horizontale vervorming van de damwanden intensief gemeten. In dit artikel worden het ontwerp en de uitvoeringswijze van de fundering en bouwput beschreven en wordt ingegaan op de bevindingen vanuit de monitoring. Waternet aanwezig op een afstand vanaf 17 m vanaf de bouwput. Principe bouwkuip Vanwege de binnenstedelijke omgeving, de gew e n s t e omvang en diepte van de kelder en het ontbreken van een betrouwbare diepe waterafsluitende laag is gekozen voor een gesloten bouwputprincipe met overwegend tijdelijke stalen damwanden, stempel- constructies en onderwaterbeton (OWB). Een 2- laagse bouwkuip zou voldoende parkeerplaatsen bieden, maar uit een “ABT-Quickscan Ondergronds bouwen” bleek een 3-laagse variant economisch veel aantrekkelijker te zijn. Dit komt o.a. doordat met een 3-laagse kelder een paal-plaatfundering mogelijk werd op het Pleistocene zand. In overleg met de opdrachtgever is uiteindelijk voor de diepe variant gekozen. Voor de verankering van de OWB-vloer zijn anker- palen in de regel het meest efficiënt. Door de grote diepte van de bouwkuip (hogere stempeldruk- kracht) én het rekenen met de herziene CUR77:2014 kon de OWB-vloer efficiënt worden ontworpen zonder toevoeging van staalvezels. De vloer heeft een dikte van 0,9 m en het overwegend regelmatige ankerpalenstramien is geoptimaliseerd tot afstanden van 2,88 m. Hierdoor kon worden volstaan met ‘slechts’ 934 GEWI-palen; puntniveau NAP-28,5 m à 31,5 m. Vanwege de belendende gebouwen en openbare ruimte was het niet mogelijk om de damwanden buiten de bouwput te verankeren. Derhalve is voorzien in een stempeling. De overspanning van de stempeling was dermate groot dat er knik- verkorters en verticale ondersteuningen nodig waren in de vorm van tijdelijke stalen buispalen (systeem Tubex) in de middenzone, zie figuur 3, figuur 4 en figuur 5. In combinatie met de OWB- vloer kon worden volstaan met één stempelraam. De bouwcombinatie heeft het bouwkuipontwerp verder geoptimaliseerd door het stempelraam gefaseerd aan te brengen. In eerste instantie is er een stempelraam voorzien op een niveau van NAP-1,2 m ter plaatse van de damwand, hellend afgeschoord op de dieper, op niveau NAP-3,5 m, gelegen middenzone. Vervolgens is er rond de middenzone een tweede, horizontale stempelrij in den droge aangebracht en voorgespannen op een niveau van NAP-3,5 m. Hierna is het eerste stempelraam verwijderd en is nat verder gegraven tot een diepte van NAP-7,5 m vanuit de bouwkuip. Nadat het water binnen de bouwkuip is opgezet tot een peil van NAP-1,5 m kon nat verder worden gegraven vanaf pontons, uiteindelijk tot NAP-12,4 m. Met deze gefaseerde uitvoeringswijze werd het mogelijk om met pontons over het stempelraam te manoeuvreren en kon een lichter damwandprofiel worden toegepast. Wel is de aansluiting van de stalen buispalen met het onderwaterbeton een aandachtspunt. Aan de zijde van de De Boelelaan zijn damwand- planken toegepast van het type AZ36-700 met een lengte van 17 m. Aan de zuidzijde zijn damwanden toegepast van het type AZ26-700. De damwanden zijn door middel van statisch drukken geïnstalleerd met een Quattro Piler. De bouwkuip bleek goed droog te maken. Het onderwaterbeton is zonder aanvullende voor- zieningen tegen de damwand gestort. Door de stempelkracht ontstaat een nagenoeg waterdichte verbinding. Op een enkele plek was er sprake van een bescha- diging van een damwandslot met enige lekkage die vrij eenvoudig was te verhelpen. Een bijzonder aandachtspunt bleek de waterdichting van de aansluiting van de hulppalen van het de midden- zone van het stempelraam in de OWB-vloer. Om inter-actie tussen de Tubex-palen en de OWB-vloer te voorkomen vanwege het risico op pons is een oplossing toegepast waarbij de paal geen schuif- kracht op de OWB-vloer overbrengt bij het droog maken van de bouwkuip. Hiertoe is een extra Figuur 3 – Principe ontwerp stempelraam. Figuur 4 – Fotografische impressie stempelraam. FOTO NICO ALSEMGEEST mantelbuis voorzien met een diameter groter dan de paaldiameter. De mantelbuis dient mee te kunnen vervormen met de opbolling van de OWB-vloer, dit is weergeven in figuur 6. Een waterafdichting tussen de twee buizen wordt voorzien door middel van een flexibel rubberprofiel in de mantelbuis. Deze locaties zijn een potentiële lekweg gebleken. Door middel van injecties konden deze lekkages worden verholpen. Ontwerp paal-plaatfundering Omdat een diepe 3-laagse kelder wordt gebouwd, worden de slappe Holocene grondlagen volledig afgegraven. De constructie c.q. het onderwater- beton wordt dus aangelegd op het draagkrachtige Pleistocene zandpakket zodat een fundering op staal mogelijk is. Door ook in de eindfase gebruik te maken van de trek- én drukcapaciteit van de aanwezige GEWI-ankerpalen konden de poer- afmetingen beperkt blijven. Hiervoor is de kelder- vloer uitgerekend volgens het paal-plaatprincipe. Bovendien worden verschilzettingen en daarmee de wapening in de keldervloer aanzienlijk beperkt in vergelijking met een fundering op staal. Licht belaste poeren zijn uitgevoerd boven de OWB-vloer. Deze poeren hebben een hoogte van 1,0 m. Ter plaatse van poeren die belast worden met een rekenwaarde van kolomlasten boven de 7.000 kN is de poer geïntegreerd in de OWB-vloer. Hiervoor moesten wapeningskorven onderwater 28 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 6 – Mantelbuis rondom de tubex palen. Figuur 7 – Twee toegepaste poertypen met GEWI-palen (links voor licht belaste poeren; rechts voor zwaar belaste poeren). Figuur 5 – Fotografische impressie stempelraam. FOTO NICO ALSEMGEEST worden geplaatst. Door deze uitvoeringswijze ontstaat een totale poerhoogte van 1,9 m. In figuur 7 zijn de twee poertypen weergeven. Voor het ontwerp en dimensionering van de constructievloer en de geïntegreerde poeren is gebruik gemaakt van een fysisch niet-lineaire plaat berekening in SCIA Engineer. Het doel van het model is het bepalen van de krachtswerking en vervormingen van de -3 keldervloer en de krachts- afdracht naar de diverse funderingselementen. Een analyse is uitgevoerd om na te gaan voor welke parameters het model in het bijzonder gevoelig is en welke belastingcombinaties moeten worden beschouwd. Hieruit zijn veilige onder- en boven- grensbenaderingen gehanteerd van ankerpaal-, bedding- en vloerstijfheden voor het verdere ont- werpproces. Dit is nodig om niet te verzanden in analyses met onwerkbaar veel belastingcombina- ties en variaties in stijfheden. De waarden van de beddingen zijn bepaald op basis van Plaxis analyses. Het paal-plaatmodel is opgezet in nauwe samen- werking tussen de geotechnisch specialist en constructeur. Te r p l a a t s e v a n g e ï n t e g r e e r d e p o e r e n e n l a n g s d e randbalken zijn de ankerpalen vanwege de grote drukbelastingen uitgevoerd met staven Ø63,5 mm en een puntniveau van NAP-31,5 m. De geotech- nische drukdraagkracht vormde geen beperking t.o.v. de vloeicapaciteit met een corrosietoeslag van 1,8 mm. Knik in ankerpalen is berekend volgens [lit.1]; deze vormt in dit geval geen beperking omdat de paal zich volledig in het diepe zand bevindt. Overige GEWI-palen zijn uitgevoerd met staven Ø50 mm. Palen dicht langs poeren die te veel drukbelasting naar zich toe zouden kunnen trekken en/of in de eindfase geen significante bijdrage leveren als trekpaal zijn bewust niet door- gezet tot in de constructievloer. Hierbij heeft steeds een zorgvuldige afweging plaatsgevonden tussen de opwaartse vervorming van de vloer en de pons- en dwarskrachtcapaciteit van de constructievloer. In het model zijn de GEWI-ankerpalen gemodel- leerd als elasto-plastische veren waarbij de capaci- teit is afgetopt op de vloeigrens van het anker. Voor brosse mechanismen (pons) is beschouwd dat een bovengrens van de belasting niet kan leiden tot bezwijken. Vanwege het eerst op trek komen van de ankers is onderscheid gemaakt tussen ontlast- en herbelastingsgedrag van de ankers met hyste- rese conform CUR236. Voor de gronddruk onder de vloer is een niet-lineaire bedding aangehouden. De grondbedding draagt over de eerste 10 mm eerdere rijzing van de OWB-vloer geen kracht af. Voor het verdere last-vervormingsgedrag van de bedding is rekening gehouden met herbelaststijf- heden tot aan de grensspanningen ten gevolge de eerdere ontgraving. Verschilzet tingen tussen de bouwdelen tijdens en na de realisatiefase zijn beperkt wegens het ontbreken van een diepere kleilaag. De berekende (verschil)vervormingen in de SLS voor de eindsituatie zijn weergegeven in figuur 8. Hieruit blijkt dat een vervormingsverschil van circa 20-30 mm te verwachten valt tussen de verschil- lende bouwonderdelen. De zwaarbelaste poeren zullen hierbij een zakking ondergaan, terwijl de kel- dervloer zelf in het midden tussen de poeren door de waterdruk veel minder zakt of zelfs iets opbolt. Uitvoering Bij de uitvoering bleek het fixeren van de wapenings- korven aan de funderingspalen een belangrijk aan- dachtspunt. Dit moet robuust worden uitgevoerd om de speciedruk van het onderwaterbeton bij het stortfront te kunnen weerstaan zonder defor- maties. Voor een aantal korven bleek de fixatie met spanbanden van de korven onvoldoende te zijn waardoor deze zijn verschoven en/of geroteerd. Dit is vooral zichtbaar in de laatste zone van de bouw- kuip waar de stort van de OWB-vloer stagneerde en de plasticiteit van de beton terugliep. Achteraf gezien was het beter geweest om de korven vast te lassen op de schotels van de GEWI-palen (zoals het later ook is toegepast bij bijvoorbeeld de Albert Cuypgarage). Eén extreem gekantelde korf is volledig afgekeurd. Hier is, met aanzienlijk meer wapening, alsnog een korf op de OWB-vloer gemaakt. Monitoring Gedurende de uitvoering van de bouwput is er een uitgebreid monitoringsprogramma afgewerkt. De monitoring heeft met name de volgende onder- delen omvat: – Bouwkundige vooropname. – Hoogtemetingen van de belendende bebouwing. – Metingen freatische grondwaterstanden en stijg- hoogte diepe grondwater rondom het bouw- terrein. – Trillingsmetingen aan belendende bebouwing alsook inpandige metingen. – Deformatiemetingen van de damwanden: meting van de horizontale verplaatsing van de bovenkant van de damwand en inclinometingen ter plaatse van een aantal aan de damwand bevestigde meet- profielen. – Hoogtemetingen van het maaiveld rondom de bouwput op het bouwterrein. – Hoogtemetingen ter plaatse van de trambaan en kabels en leidingen langs de bouwput ter plaatse van de De Boelelaan (uitvoering derden). – Hoogtemetingen op de keldervloer en kolommen op de -3 parkeerlaag. Voor de maaiveldzakkingen buiten het bouw terrein zijn de grenswaarden uit tabel 1 vastgesteld door de beheerders van de betreffende infrastructuur. Ta bel 1 – Grenswaarden vervormingen infrastructuur Infrastructuur Afstand tot Grenswaarde damwand maaiveld- zakking Diverse Kabels < 10 m 70 mmen leidingen Drinkwaterleidingen ca. 17 m 20 mmWaternet Tr a m b a a n o p > 2 0 m > 2 0 m 1 0 m m 29 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 8 – SLS vervormingen paal-plaatmodel van de -3 keldervloer in eindsituatie. Figuur 9 – Locaties van de inclinometers op de damwanden; rood gemarkeerd. Locaties hoogtemeters in ankerkoppen; gele stippen. Hierbij is het opmerkelijk dat er door instanties steeds wordt uitgegaan van een absolute waarde van de zakking terwijl hier met name verschilzakking c.q. rotatie maatgevend is voor de mogelijke risico’s. Op basis van de zakkingsmetingen kon het vol- gende worden vastgesteld: – De belendende bebouwing vertoont geen meet- bare zakking. – Al enkele weken na het leegpompen van de bouw- kuip hebben de maaiveldzakkingen ter plaatse van de waterleiding en trambaan de gestelde grenswaarden bereikt. Deze objecten bevinden zich op ruim 17 m van de bouwkuip; een dergelijk groot invloedsgebied was niet voorzien vanuit literatuur en de ontwerpberekeningen (Plaxis). De situatie was echter stabiel waardoor de bouw- werkzaamheden in de bouwkuip konden worden voortgezet. De bijbehorende relatieve hoek- verdraaiingen bleken zeer beperkt. – Het verwijderen van stempelramen heeft nage- noeg geen effect gehad op maaiveldzakkingen rondom de bouwput. Op basis van de peilbuiswaarnemingen zijn er geen substantiële afwijkingen geconstateerd van de freatische grondwaterstand, ook niet in de beginfase in verband met lokale lekkage door de damwandsloten. Zettingen c.q. maaiveldzakking in de omgeving vanwege verlaging van de freatische grondwaterstand is dan ook niet waarschijnlijk. Aan alle zijden van de bouwkuip zijn inclinometingen aan de damwand verricht. De locatie van de incli- nometers is weergegeven in figuur 9. Voor het analyseren van de damwandvervormingen aan de noord- en zuidzijde zijn respectievelijk inclinometers 02 en 05 maatgevend. De volgende bouwfases zijn te onderscheiden in de vervormingslijn van de damwand: 1. ontgraven tot NAP-1,4 m en plaatsen van het schoorstempel; 2. ontgraven tot NAP-4,0 m en plaatsen van de tweede stempellaag; verwijderen schoorstempels; 3. voorspannen van de tweede stempellaag; 4. nat ontgraven tot NAP-12,4 m en storten onderwaterbeton; 5. Leegpompen bouwkuip. Uit de monitoring volgt dat de bouwkuip in noord/zuid-richting asymmetrisch vervormd is. Aan de zuidzijde bedraagt de maximale vervorming van de damwandbuik ruim 50 mm en aan de noordzijde is deze kleiner dan 20 mm. Op zichzelf is deze asym- metrie een opvallend gegeven. Ook in relatie tot het invloedsgebied van de zakkingen van K&L aan de noordzijde is dit relevant. Het is vanuit de bele ving van partijen ook vermeldingswaardig dat op relatief korte afstand van de bouwlocatie een aantal maanden daarvoor een waterleiding was gesprongen met verstrekkende gevolgen voor met name het naastgelegen VUmc. ABT is door de VU gevraagd een numerieke analyse uit te voeren van de opgetreden deformaties van de ondergrond achter de damwand langs de De Boelelaan en de nog te verwachten zakkingen van het maaiveld. Aanvullende PLAXIS analyses vervorming bouwkuip Het uiteindelijke doel van aanvullende PLAXIS analyses was om een genuanceerde risicoanalyse te kunnen maken voor het trekken van de damwanden langs de De Boelelaan in relatie tot de aanwezige waterleiding van Waternet. Voor het ijken van de damwandver vormingen zijn inclinometers 02 en 05 maatgevend. De veronder- stelling is dat hier een quasi-vlakke-vervormings- toestand ontstaat waar de vervormingen met een 2D analyse geanalyseerd kunnen worden. Omdat er bij de metingen gebruik is gemaakt van koker- profielen die aan de damwand zijn gelast, worden de metingen als representatief beschouwd voor de horizontale deformatie van de damwand. Voor de numerieke analys es is gebruik gemaak t van PLAXIS 2D. Omdat de damwandvervormingen en maaiveldzettingen beschouwd moeten worden, is gekozen voor het Hardening Soil Small Strain Stiffness model voor alle zand- en kleilagen en het reguliere Hardening Soil model voor de nog aan- wezige veenlagen. Vanwege de lange bouwduur 30 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 10 – Berekende verplaatsingen ter plaatse van inclinometer 2 (noordzijde langs de De Boelelaan) en de gemeten vervorming damwand en stempel voor verschillende bouwfasen. (RB Geo) Figuur 11 –Berekende verplaatsingen ter plaatse van inclinometer 5 (zuidzijde) en de gemeten vervorming damwand en stempel voor verschillende bouwfasen. (RB Geo) 31 GEOTECHNIEK JUNI 2021 van circa 1,5 jaar voor de 3-laagse kelder, tussen de eerste ontgravingswerkzaamheden en het uitein- delijke betonwerk, is een volledig gedraineerde analyse als meest realistische benadering beschouwd. Het PLAXIS-model is geijkt op basis van de (asym- metrie van de) monitoringsgegevens. Uit de PLAXIS-berekening is gebleken dat de invloed van de aanwezige kabels- en leidingensleuf een groot effect heeft het vervormingsgedrag van de bouwkuip. Deze sleuf is in PLAXIS gemodelleerd als een matig verdichte zone met een lage relatieve dichtheid net achter de damwand. Omdat aan twee kanten van de bouwkuip tegelijkertijd de dam- wandvervormingen zijn gemeten, is de integrale normaalstijfheid van het stempelraam hieruit teruggerekend waarbij ook rekening is gehouden met de aangebrachte voorspanning in de stempels. De berekeningsresultaten vanuit PLAXIS zijn weer- gegeven in figuur 10 en figuur 11 naast de bijbe- horende monitoringsgegevens. Uit de figuren blijkt dat de vervorming in de geijkte PLAXIS-berekening en de inclinometingen voor de latere bouwfasen redelijk overeenkomen. In de eerdere bouwfases zijn nog wel significante verschillen tussen de berekening en de metingen waar te nemen. De berekening overschat de vervorming hier ook aanzienlijk. Ongedraineerd gedrag en het consoli- datieproces, de exacte grondparameters, en kleine verschillen in de berekening en de precieze uitvoering kunnen hiervan de oorzaak zijn. Normaliter mag men bij een symmetrische bouw- kuip verwachten dat het vervormingsbeeld ook ongeveer symmetrisch is. De oorzaak voor de gemeten asymmetrische vervorming is hoofdzake- lijk herleid tot twee aspecten: 1. Verschil in stijfheid van de damwanden: Aan de noordzijde is een AZ36-700 toegepast en aan overige zijden een AZ26-700. Bij het ontgra- ven en leegpompen kan dit zorgen voor een asymmetrisch vervormingsgedrag (bijvoorbeeld al in de fase van het droog ontgraven tot NAP-4,0 m). 2. De nieuw aangelegde diepe kabels- en leidingen- strook: In tegenstelling tot de in Amsterdam vaak stijve toplaag is deze strook recent opgebroken en vermoedelijk slechts in beperkte mate verdicht. De invloed hiervan op de zowel gemeten als berekende vervorming is significant gebleken. Andere effecten die kwalitatief zijn beschouwd en aangeduid zijn als mogelijke oorzaken van het asymmetrische vervormingsbeeld en het grote invloedsgebied van de zettingen betreffen: –Thermische uitzetting van de stalen stempels. Gezien de symmetrie van het stempelraam wordt geacht dat dit op zichzelf niet tot een asymme- trisch vervormingsbeeld heeft geleid. Mogelijk heeft de combinatie (cyclische) temperatuurbe- lasting en slechte verdichting wel een rol ges peeld. –Verschil in grondwaterstand tussen beide zijdes van de bouwkuip. Door metingen van de waterstand aan beide zijdes van de bouwkuip waaruit geen water- standsverschil volgde, lijkt dit geen plausibele verklaring. Er zijn ook geen significante verlagin- gen in stijghoogtes gemeten rond de bouwkuip. –Eenzijdige bovenbelastingen op maaiveld. Dat deze tot een sterk asymmetrisch vervormende bouwkuip hebben geleid is zeer onwaarschijnlijk. Dit is gevalideerd met PLAXIS. Alhoewel het berekende vervormingsgedrag van de bouwkuip hiermee redelijk overeenkomt met de metingen kan ook het geijkte PLAXIS-model de relatief grote zettingen (20 mm) van de water- leiding op 17 m uit de damwand niet verklaren. Desondanks is op basis van het PLAXIS-model een voorspelling gedaan van de nog te verwachten maaiveldzettingen bij het statisch uitrekken van de damwanden. Hierbij is het empirisch model van Hergarden gesuperponeerd op de numeriek bere- kende zetting met een verwachte verdichtings- graad van 3% van de aanvulgrond (klei & zand) tussen de tijdelijke damwand en de uiteindelijke betonnen kelderwand. Hieruit volgt dat een zetting van 100 mm op 2,5 m afstand is te verwachten bij het trekken van de damwand. Het model voor- spelde een verwaarloosbare invloed op een afstand van meer dan 10 m uit de damwand. Vanwege de eerdere onzekerheid uit het invloedgebied is geadviseerd om wel intensief te monitoren. Uiteindelijk is door de opdrachtgever toch besloten om de damwand ter plaatse van het tracé langs de De Boelelaan niet te trekken om het risico op additionele zakking c.q. schade aan de waterleidingen volledig te kunnen uitsluiten. Monitoring vervormingen onderwaterbetonvloer De verticale vervorming van de OWB-vloer is gedurende het leegpompen van de bouwkuip gemeten ter plaatse van 6 opgelengde GEWI- ankerpalen. Deze locaties zijn weergeven in figuur 9. Van de 6 initiële meetlocaties zijn er twee staven scheef komen te staan zodat deze niet meer bruikbaar waren. De resultaten van de overige locaties zijn weergeven in figuur 12. In de SLS analyse is bepaald dat de maximale rijzing van de ankerkop 12 mm bedraagt. Deze waarden Figuur 12 – Rijzing meetpunten OWB-vloer. Figuur 13 – Ver t icale verplaatsing meetbouten keldervloer tijdens de bouwfase. 32 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 zijn berekend conform veerstijfheden vanuit CUR236 (vóór de herziening) en CUR77 zonder bijdrage vanuit eventuele rijzing vanuit het Pleis- toceen als gevolg van de afgenomen korrelspanningen na leegpompen van de bouwkuip. Meetpunt 3 bevond zich dicht bij een damwand; de kleinere vervorming is te wijten uit het randstoringseffect vanuit de damwanden zoals dat ook is beschreven in CUR77. De dalende lijn is niet verklaarbaar; mogelijk betreft dit een meetonnauwkeurigheid. De overige 3 meetpunten geven een rijzing van 15 tot 32 mm. Dit is een brede marge die mogelijk verklaard kan worden door verschil in stijfheden in de palen en de algehele rijzing van het Pleistocene zand vanwege ontspanning; zie ook [lit. 2]. Ondanks de zandige grondslag zal voor de gegeven bouwkuipdimensies een bijdrage van rijzing vanuit de diepe zandlagen zeker invloed hebben gehad op het vervormingsbeeld van de onderwaterbeton vloer; in toenemende mate naar het midden van de bouwkuip. Alhoewel de korrelspanningsafname (en dus de rijzing) in het zand aan de rand kleiner is dan in het midden, zijn de verschillen in rijzing over de ankerpalen naast de damwanden en de damwanden zelf minimaal. Doordat de rijzing over de damwanden en de direct naastgelegen anker- palen nagenoeg gelijk is, zullen de maximale momenten ook gelijk blijven. Monitoring vervorming paal-plaatfundering Nadat de constructieve keldervloer en de eerste kolommen en wanden gestort zijn, zijn inpandig opnieuw meetbouten toegevoegd om de verticale verplaatsing te meten. Gedurende de bouwfase zijn vier bruikbare metingen verricht. Door middel van de meetdata is het vervormingsgedrag van de kel- der te beschrijven tot aan het moment dat de ruw- bouw gereed is. In figuur 13 wordt de derde meetronde weerge- geven waar een deel van de ruwbouw gereed is. In deze meetronde is zowel het effect van de bovenbouw als de invloed van de waterdruk goed zichtbaar. In de afbeelding is te zien dat enkele poeren tussen de 4 à 5 mm een zakking hebben ondergaan; met name ter plaatse van de stabili- teitskernen. Aan deze (oost)zijde is de bovenbouw van NU.VU in aanbouw. Aan de westzijde is bovenop het dek geen (ruw)bouw aanwezig; hier is wel rekening gehouden met een toekomstige bovenbouw. Ter plaatse van de locaties waar nog niet gebouwd is, verplaatst de vloer zich over- wegend omhoog. Wanneer de meetrondes over de tijd worden bekeken, kan worden geconcludeerd dat de waterdruk, tussen de OWB-vloer en de constructieve vloer, zich langzaam opbouwt door o.a. lekkages in de onderwaterbetonvloer en langs de damwanden en daarmee deze vloer omhoog duwt. De vierde meetronde heeft plaatsgevonden ten tijde dat de ruwbouw grotendeels gereed was en het hoogste punt van het gebouw bereikt is. Helaas is geen vast meetpunt t.o.v. het maaiveld/NAP af te leiden. Conclusies ten aanzien van de absolute zakking en rijzing zijn derhalve moeilijk te trekken. Wel valt te zien dat er ten opzichte van de nul- meting een vervormingsverschil is opgetreden van circa 10 mm tussen vloerdelen zonder boven- bouw en kolommen/kernen met bovenbouw. De berekende vervormingsverschillen van 20 - 30 mm worden daarmee niet gehaald. Door de te verwachten rijzing van de OWB-vloer is in de paal-plaatberekeningen een theoretische spleet meegenomen tussen de ondergrond en de vloer. Wanneer de bovenbouw wordt gerealiseerd, zal deze theoretische spleet eerst dichtgedrukt moeten worden voordat de bedding actief bijdraagt aan de paal-plaatfundering. Dit heeft als gevolg dat de ankerpalen, mede door hysterese, rekenkundig al snel tot aan de vloeicapaciteit worden belast en de afgetopte kracht in de anker- palen in het ontwerp een grote invloed heeft op de berekende zettingen. Ondanks de rijzing van de OWB-vloer blijft het ontstaan van een spleet echter onzeker. Ondanks de zandige grondslag kan zwel deze rijzing compenseren. Later toe te voegen gebouwmassa vanuit de af- bouw en inrichting kunnen uiteraard een restzak- king geven maar dit zal het verschil tussen de berekende en gemeten waarden niet overbruggen. Uit deze bevindingen kan voorzichtig geconclu- deerd worden dat de gehele paal-plaat-fundering stijver reageert dan is aangehouden in het ontwerp. Verklaringen kunnen zijn dat de aangehouden spleetvorming niet aanwezig was, de bedding eerder/stijver reageert, de GEWI-palen op druk stijver reageren en een hogere initiële (vloei)capa- citeit hebben en/of de ongewapende delen van de OWB-vloer toch ook bijdragen aan de belas- tingspreiding in de eindfase. Het nog stijver reage- ren van de bedding bevestigt de keuze voor een paalplaatfundering en laat daarmee zien dat dit principe ook voor toekomstige projecten uitkomst kan bieden. Resumé Binnen het project Nieuwe Universiteitsgebouw Campusplein is een drielaagse kelder technisch en economisch efficiënt gebleken door de uitwerking van een paal-plaatfundering. Een uitgebreide monitoring tijdens de uitvoering van de bouwput en bij voorkeur ook in de fase van de ruwbouw en eindsituatie is essentieel voor het beheersen van risico’s, het situationeel bijsturen van het uitvoeringsproces en het ontzorgen van opdrachtgevers en instanties. Bovendien kunnen de meetresultaten dankbaar worden gebruikt ten behoeve van vergroting van het inzicht in het ver- vormingsgedrag van bouwkuip, onderwaterbeton, keldervloer, fundering en omgevingsbeïnvloeding met als doel optimalisatie van volgende bouw- opgaves. Uit de bevindingen blijkt dat in specifieke gevallen een integrale beschouwing van een diepe bouwput zinvol kan zijn in geval van asymmetrische bodem- en/of belastingsomstandigheden. Uit de vergelijking tussen de inclinometers en de PLAXIS analyses blijkt dat sommige randzaken, zoals een niet goed verdichte kabelstrook en stijfheids- verschillen in damwanden een grote invloed kunnen hebben op het vervormingsgedrag van de gehele bouwkuip en de omgeving. Evenzo blijkt uit de vergelijking van de monito- ringsgegevens met analyses achteraf dat veel zaken omtrent de vervorming nog lastig met berekeningen te voorspellen blijken. De onverwacht grote vervor- mingen van de waterleiding op grote afstand van de bouwkuip konden ook met de analyses achteraf niet verklaard worden. Dit duidt nogmaals op het belang van gerichte monitoring om risico’s te beheersen. Hierbij geldt dat bij de monitoring van leidingen het de voorkeur heeft om op de leiding zelf te meten en niet op het bovenliggende maaiveld ter bevordering van de meetnauw- keurigheid. Interventiewaarden dienen bij voor- keur te worden gedefinieerd op basis van zak- kingsverschillen/hoekverdraaiingen i.p.v. absolute zakkingen. De gemeten verticale verplaatsing van de OWB- vloer laat zien dat er door het leegpompen rijzing optreedt in de dieper gelegen zandlagen waardoor de vervormingen groter zijn dan berekend conform CUR77. Dit heeft in dit geval geen negatieve invloed op de krachtswerking in de OWB-vloer. Door middel van meetbouten is ook de relatieve vervorming gemeten van de constructievloer tijdens de ruwbouwfase van de bovenbouw. Hieruit blijkt dat de relatieve vervormingen beperkt blijven tot maximaal 5 mm neerwaarts en 5 mm opwaarts. De bedding heeft stijver gereageerd dan voorzien is in de ontwerpberekeningen. De paal-plaat- fundering heeft binnen het project zijn meer- waarde bewezen en vormt een stabiele basis voor het Nieuwe Universiteitsgebouw en het toekom- stige Alliantiegebouw. Doordat het Pleistocene zand geschikt is gebleken voor een paal-plaat- fundering biedt dit een goede oplossing voor toekomstige projecten. Literatuur [lit.1] Artikel “Knik van slanke palen – een verbeterde berekeningsmethode” in Geotechniek april 2015 van ir. Thomas Lankreijer, ir. Guido Meinhardt en prof. ir. Frits van Tol. [lit.2] Artikel “Paal-plaatfundering in de stad op palen – Ankerpalen nieuwbouw Campusplein optimaal benut” in Civiele Techniek (2015; nr. 7) van ir. Ruud Arkesteijn en ing. Remy Los. ! 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 VAKBL AD GEOTECHNIEK JAARGANG 25 Is grondonderzoek nog te verbeteren? Een interessante vraag die door ir. B.H.P.A.M. The werd opgeworpen in de allereerste uitgave van het Vakblad Geotechniek in 1997. Een kleine 25 jaar later stoeien we in feite nog elke dag met deze vraag. Bij deze stel ik het anders: het grondonderzoek is de basis voor ons werk en heeft nog steeds de volle aandacht nodig. En in sommige gevallen moet en kan het onderzoek inderdaad verbeterd worden. Ondanks alle activiteiten die bijvoorbeeld in Geo-Impuls verband zijn verricht, is de kwaliteit van grondonderzoek een onderwerp dat (helaas) nog steeds veel aandacht vergt. Ook in COB verband wordt nu ook weer gekeken naar dit aspect. Mijn persoonlijke ervaring is dat bij grotere projecten vaak voldoende aandacht is voor de kwaliteit van zowel veld- als laboratoriumonderzoek. De daarmee gepaard gaande inves- teringen zijn bij die projecten geaccepteerd. Maar ook dan blijft waakzaamheid geboden. Met name bij de wat kleinere projecten wordt met enige regelmaat onvoldoende investering gedaan in veldonderzoek, waarbij de sondeerkwaliteit af en toe erbarmelijk slecht is. Laboratoriumonderzoek komt dan niet eens ter sprake. Het is bij de lezer van dit blad wel bekend dat dit ofwel kan leiden tot onveilige situaties ofwel tot te conserva- tieve ontwerpen. In ieder geval leidt dit niet tot de juiste schemati- sering van de onder- grond, en dat is wat we nastreven, toch? De grootste ontwikkeling op het gebied van geotechnisch rekenen in de afgelopen 25 jaar is het toegenomen gebruik van Eindige Elementen Modellen (EEM) en van de ontwikke- lingen in de ICT in het algemeen. De laatste tijd is met name het automatiseren van geotechnische berekeningen een hot topic. Dat kan een hele mooie ontwikkeling zijn, zeker bij projecten met veel repetitie. Maar als er in de basis iets niet goed zit, zijn alle geautomatiseerde processen in het vervolg van het proces natuurlijk zeer risicovol. Zonder al te belerend te willen doen is een waarschuwing hier wel op zijn plaats. Genoeg even met de negatieve overpeinzingen! We mogen trots zijn op het mooie vakblad Geotechniek, waarvan we nu de 25e jaargang gaan meemaken. Het is belangrijk dat we als ‘geotechneuten’ (als ik die geuzenaam even mag gebruiken) nog steeds een eigen lijfblad hebben waar we interessante artikelen en nieuwe ontwikkelingen kunnen delen en wat een goed uithangbord is voor de geotechnische community. Want het blijft van grote importantie dat we het belang van ons vakgebied blijven benadrukken. Ik ben blij en trots dat ik een aantal jaren deel heb mogen uitmaken van de redactie en de redactieraad van dit blad. Op het moment van schrijven zitten we middenin een hele onwerkelijke situatie: het Covid virus. Iets waar we 25 jaar geleden (gelukkig) absoluut geen weet van hadden. Hopelijk gaat ook deze periode weer voorbij en kunnen we gezond en normaal ons werk weer verrichten. Ik wens dan ook iedereen vanaf deze plaats veel werkplezier in goede gezondheid en in het bijzonder Robert en Marion van uitgeverij Educom veel succes met het voortzetten van dit mooie blad. Op naar de volgende 25 jaar! Roel Brouwer Principal Consultant en mede-eigenaar Geobest BV / Oud voorzitter redactie(raad) vakblad Geotechniek 43 GEOTECHNIEK JUNI 2021 25 9 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Dat het vakblad Geotechniek 25 jaar bestaat zie ik als een symptoom van een vakgebied dat de volwassenheid heeft bereikt. Velen zien de treinramp in Weesp van 1918 als de start van het vakgebied in Nederland. Vakartikelen versche- nen naar mijn beste weten toen nog in het blad De Ingenieur en het onderwerp geotechniek viel nog onder de KIVI vakaf- deling Civiele techniek/waterbouw. Dat waren andere tijden! Bij PAO Techniek en Management hebben wij te maken met zeer veel verschillende vakgebieden en disciplines waarin wij cursussen organiseren. Geotechniek beschouw ik daarbij als het best georganiseerde vakgebied. Een vakgebied waar eenieder met de nodige trots in werkzaam is. Deze trots zien wij meer dan in andere vakgebieden terugkomen bij onze docenten en cursisten. Tijdens de koffiepauzes worden steevast inhoudelijke verhalen uitgewisseld van projecten of situaties die men tegen is gekomen op het werk. Dat het vakgebied zo goed georganiseerd is, komt voor een belangrijk deel door de inzet van de KIVI afdeling Geotechniek en het vakblad Geotechniek. Voor ons waardevolle partners met dezelfde doelstelling: ontwikkelen en delen van kennis op het gebied van Geotechniek. Het membershipmodel van het vakblad is daarbij uniek. Het draagt bij aan de verbonden- heid met het vakblad en het werkveld. Het ontstijgt de rol van adverteerder. Uitgeverij Educom wil ik graag in het zonnetje zetten. PAOTM levert zowel advertenties als content en de samenwerking hierin is heel prettig. Opvallend is de continuïteit. Geen snelle salesjongens of elk jaar een ander contactpersoon, zoals we bij veel andere bladen wel zien gebeuren. Het voelt een beetje aan als een geuzeblad voor mij. Geotechniek is ook een van de weinig bladen waar de technische en verdiepende artikelen nog hoog in het vaandel staan. Deze technische verdieping doet dan ook recht aan de term vakblad; trouw blijven aan je doelgroep en weten wat zij willen lezen. Zonder concessies aan de inhoud heeft het vakblad zich bewezen als vaste waarde binnen het geotechnische vakgebied. Wij organiseren bij PAOTM al bijna 70 jaar cursussen zonder winstoogmerk. De langstlopende cursussen zijn juist de geotechnische cursussen. De cursus Grondmechanica en Funderingstechniek (CGF-1 en -2, i.s.m. KIVI) bestaat al 45 jaar en Damwandconstructies en bouwputten meer dan 30 jaar. Vo o r a l d e CGF cur s u s s e n z i j n e e n s t a n d a a rd i n h e t v a kg e b i e d . Maar ze gaan ook met hun tijd mee. Zo kunnen deelnemers tegenwoordig in de cursussen vraagstukken oefenen in een e-learning en wordt er momenteel gewerkt aan een volledige online variant van de CGF-1. Wij hebben nu zo’n 25 verschil- lende cursussen in de Geotechniek. Zo is PAO Techniek en Ma- nagement, net als vakblad Geotechniek, al geruime tijd toegewijd aan de kennisontwikkeling en -verspreiding binnen het geotechnische werkveld. Mijn conclusie is dat de geotechniek een innovatief vakgebied is, maar ook één met behoefte aan vastigheden. En dat, beste lezer, belooft weer veel goeds voor de volgende 25 jaar vakblad Geotechniek. 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek DE VOLWASSENHEID BEREIKT Erik de Bruine Programmadirecteur PAOTechniek en Management In 25 jaar is veel veranderd. In het redactioneel van het eerste nummer van Geotechniek in 1997 lazen we een soort beginsel- verklaring: “Heel lang vormde de geotechniek de onderwereld van de civiele wetenschappen. De geotechnicus was een magiër die de geheimen van de ondergrond verborgen hield voor de boze bovenwereld. Maar de geotechnici kruipen uit hun duistere hol ... Een eigen vaktijdschrift is dé mogelijkheid om het vakgebied geotechniek te profileren.” En twee jaar later ging onder auspiciën van GeoDelft, CUR en KIVI-Geotechniek de website www.geonet.nl van start, inmiddels al weer jaren ingebed in de website van KIVI-Geotechniek. Zeven jaar later vonden we kennelijk dat het niet snel genoeg ging met het profileren. In 2004 begon het GeoForum initiatief. Wederom in Geotechniek lezen we: “Meer samenwerking met aanpalende vakgebieden zoals ruimtelijke ordening, meer profilering in de politiek en meer bekendheid bij het grote pu- bliek” en “... dat de geotechnicus moet veranderen van super- superspecialist in een subsubcontractorsrol naar een specialist die communicatief en integrerend in projecten de geotechniek inbrengt.” Van 2004 tot 2018 leidde het tot de serie “The Magic of Geotechnics” in dit blad waar steeds de relatie tussen geotechniek en de meer of minder boze buitenwereld centraal stond. Het ging over gebiedsontwikkeling, publiekscommuni- catie, duurzaamheid en meer. De wereld stond niet stil en van 2010 tot 2014 kregen we GeoImpuls. “Verminderen van de faalkosten tot de helft” (of “met de helft”?) werd het adagium. Techniek was slechts één van de focuspunten, want we hadden in de gaten dat techniek niet alles is, en dat contracten en communicatie minstens zo belangrijk zijn om de risico’s en vooral de faalkosten onder controle te krijgen. Geotechniek berichtte er uitgebreid over. Geotechniek was inmiddels van het schriftachtige uiterlijk van de beginjaren overgegaan naar een wat meer glossy uitvoering. Sommige geotechnici stoorden zich daaraan want dat was niet het imago dat zij in gedachten hadden. Maar voor profilering van het vakgebied was het prima. Zoals de uitgever het recent verwoordde: “We leven in digitale tijden, maar velen willen gewoon papier in handen hebben. Een relatiemagazine is zeer effectief als marketinginstrument ... U wekt vertrouwen en claimt autoriteit binnen uw vakgebied.“ Met het opgaan van GeoDelft in Deltares en het teloorgaan van de CUR werd de geotechniek er niet zichtbaarder op. Gelukkig bood het Centrum Ondergronds Bouwen (COB) in 2020 onderdak aan een nieuw initiatief: het Platform Geotechniek. Wel was ik verrast bij de aftrap van dat platform op 1 oktober 2020. Enerzijds positief: chapeau voor de organisatoren. Wie had in 1995 kunnen bedenken dat we zo’n start-up sessie digitaal op afstand zouden doen en dat ik hem weken later moeiteloos zou terugkijken. Maar dat terzijde gelaten, inhoudelijk was het een déjà vu: er is veel kennis, maar die gebruiken we niet; wat gaan we dus doen? Digitalisering ontwikkelen en grondonderzoek normeren. Het wiel opnieuw uitvinden, hoorde ik één van de deelnemers zeggen. Het was allemaal erg technisch en erg naar binnen gericht. Waar was de langetermijnvisie, het visionaire vergezicht? En zelfs: waar was het ontsluiten van de kennis-die-er-wel- is? In de sessie van januari 2021 revan- cheerde het platform zich. De GeoImpuls- resultaten werden nog eens met verve neergezet en twee van de drie nieuwe thema’s bouwen daar met communicatie en kennisdeling expliciet op voort. En het profileren van de geotechniek als de broodnodige grondslag voor de infrastruc- tuur van Nederland Transportland is het begin van een langetermijnvisie. Wederom treedt de geotechniek naar voren. De wereld is veranderd maar de geotech- niek is onverminderd relevant. Plus ça change, plus c’est la même chose. 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 PLUS ÇA CHANGE, PLUS C’EST LA MÊME CHOSE Jurjen van Deen gepensioneerd, voorheen Deltares Columnist ‘The Magic of Geotechnics’ 7 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Inleiding De ontwerprichtlijn CUR226 voor paalmatrassen is in 2016 gepubliceerd. De ontwerprichtlijn rekent met het Concentric Arches (CA) model (Van Eekelen et al., 2013 en 2015 en Van Eekelen, 2015). Dit model is gevalideerd met behulp van ruim 100 metingen in een flink aantal monitorings- projecten en proevenseries (Van Eekelen et al., 2015). Alle matrassen waarin is gemeten hadden minimaal één laag geogrid-wapening. Bovendien waren alle matrassen onverzadigd, en aangelegd boven of op de grondwaterspiegel. De gevali- deerde toepassing van de in CUR226 beschreven ontwerpregels is beperkt tot paalmatrassen waarvan geometrie, conditie en materialen over- eenkomen met de condities waarin is gemeten. Dit betekent onder andere dat de gehele aardebaan boven de grondwaterspiegel moet liggen, en dat tenminste één laag van de wapening moet bestaan uit geogrid. Voldoen we niet aan deze condities, dan vraagt de CUR226-ontwerprichtlijn om aanvul- lende metingen waarmee aangetoond kan worden dat het CA model ook voor deze condities goede resultaten geeft. Voor dit doel zijn er veldmetingen uitgevo erd in een paalmatras die deels onder de grondwater- spiegel is gebouwd. De paalmatras is bovendien gewapend met twee lagen geweven geotextiel, zonder geogrid. Dit artikel geeft de meetresultaten van het eerste meetjaar; en vergelijkt de gemeten rekken van het geotextiel met het CA model van CUR226. Beschrijving paalmatras in de Krimpenerwaard In 2011 leverde Ballast Nedam een nieuw deel op van de N210 in de Krimpenerwaard. Omdat de 14 km lange nieuwe weg op een dikke laag extreem samendrukbaar veen is gelegen werd deze gebouwd op een paalmatras (Haring et al., 2008). Acht jaar later, in 2019, werd een nieuwe industriewijk bij Bergambacht met de nieuwe rotonde de Wetering aangesloten op de N210, weer met een paal- matras. Ta bel 1 en figuren 1 en 2 laten zien wanneer en hoe de paalmatras is gebouwd. Vierkante prefab 0,75 m x 0,75 m paaldeksels, met afgeronde randen en hoeken, liggen op de betonnen prefab palen. De gemiddelde dwars x langs hart-op-hart afstand van de palen is 2,28 m x 2,27 m. Een non-woven doek op de paaldeksels beschermt het daarboven gelegen wapeningsdoek (figuur 1). Deze wapening bestaat uit twee lagen geweven geotextiel (TenCate Geolon® PET 400/50) die direct op de non-wovens zijn gelegd. Het onderste geotextiel ligt dwars op de wegas, de tweede parallel aan de wegas. Vo o r h e t v a l i d e re n v a n e e n o nt w e r p m o d e l reke n e n we met de gemiddelde waarde van de wrijvings- hoek (niet de karakteristieke waarde, die waarde wordt gebruikt bij het ontwerpen). Dr. Alain NanceyTenCate Geosynthetics Frankrijk Dr. Ir. Suzanne J.M. van EekelenDeltares 54 GEOKUNST VELDMETINGEN IN EEN ONDER-WATER PAALMATRAS MET GEOTEXTIEL-WAPENING JUNI 2021 Figuur 1 – Meetvak van de paalmatras van rotonde de Wetering in aanbouw. De paaldek- sels worden bedekt met non-woven geotextiel. Dit beschermt de geotextiel-wapening die daarbovenop komt. Op de meetlocatie is de zandige ondergrond vervangen door slap veen. Ing. Marco HazenkampTenCate GeosyntheticsNederland Ing. Rob ZwaanDeltares Voor 27 februari 2019 Installatie palen en paaldeksels, beëindiging drainage. 27 februari 2019 0,35 m zand tussen de paaldeksels weggegraven en vervangen door slap veen (figuur 1). Dit is alleen gebeurd in het meetvak. 28 februari 2019 Zettingsslang 4 (onder het geotextiel). Aanbrengen beide lagen geotextiel- wapening en rekopnemers. 1 maart 2019 Aanbrengen zettingsslangen 1 en 3 en poriedruk-opnemers op geotextiel. Eerste 0,30 m menggranulaat (hoog gehalte gebroken baksteen). 3 maart 2019 Eerste meting zettingsmeetslangen. 4 maart 2019 Tweede 0,30 m menggranulaat (hoog gehalte gebroken baksteen); terugslaan geotextiel. Rekopnemers en poriedruk-opnemers op terugslag geotextiel. 12 maart 2019 Aanbrengen 0,40 m goed verdicht zand. To t 2 5 m a a r t 2 0 1 9 A f w e r k e n b e r m n o o r d z i j d e ; p l a a t s e n b o m e n . 1 april 2019 0,30 m goed verdicht hydraulische menggranulaat . 3 tot 5 april 2019 0,21 m asfalt. 6 april 2019 Openstelling weg. 3 mei 2019 Meting zettingsmeetslangen. 8 januari 2020 Start meten waterniveau in sloot. 4 maart 2020 Meting zettingsmeetslangen. Ta bel 1 - Sleuteldata bouw en monitoring p aalmatras rotonde de Wetering Prof.dr. Young-Hoon JungKyung Hee UniversiteitZuid-Korea 55 GEOKUNST JUNI 2021 SAMENVATTING Het hart van onze ontwerprichtlijn voor paalmatrassen CUR226:2016 is het Concentric Arches (CA) model van Van Eekelen et al. (2013, 2015). Dit reken- model is gevalideerd met behulp van meetdata van monitoringsprojecten en proevenseries. De ontwerprichtlijn is geldig voor paalmatrassen die over- eenkomen met de paalmatrassen waarmee het Concentric Arches model is gevalideerd. Dit betekent onder andere dat de hele aardebaan boven de grondwaterspiegel moet liggen, en dat tenminste één wapeningslaag moet bestaan uit geogrid. Dit artikel beschrijft nieuwe veldmetingen voor een paalmatras met alleen geotextielen (maar zonder geogrids). De metingen laten zien dat de rekenregels van CUR226 ook toepasbaar zijn voor deze paalmatras. Bovendien meten we in deze paalmatras geen nadelige invloed van een stijgende grondwaterstand. Voor de goed verd ichte zandlaag in de ophoging is een gemiddelde waarde van de wrijvingshoek van 35 graden een goede inschatting. Daaronder ligt 0,6 m menggranulaat met een hoog gebroken- baksteen-gehalte. De korrelvorm van het meng- granulaat was subhoekig en de verdeling was gemiddeld tot goed. BSI (2015) en CEN (2008) adviseren hiervoor een karakteristieke residuele wrijvingshoek van 34 tot 36 graden. De gemiddelde waarde is dan 36,5 tot 38,5 graden. Het gewogen gemiddelde van de wrijvingshoek in de aardebaan binnen de booghoogte varieert dan tussen 35,8 en 36,9 graden. In de berekeningen in dit artikel variëren we de gemiddelde wrijvingshoek van de laag zand + menggranulaat wat ruimer: tussen 34 en 38 graden. De paalmatras is gebouwd op een dikke laag extreem samendrukbaar veen. Net op de locatie van het meetvak was de ondergrond echter relatief goed, omdat daar een oud weglichaam lag. Om een representatieve doorhanging van het geotextiel te garanderen gedurende de meetperiode van twee jaar, is daarom de bovenste 0,35 m van de ondergrond vervangen door onverdicht, losgepakt en sterk samendrukbaar veen, zoals te zien in figuur 1. Hierdoor zal de ondersteuning van het geotextiel al snel nihil zijn en de doorhanging van het geotextiel vrijwel maximaal. Twee monsters van het veen hadden een volumegewicht van 11,2 kN/m 3en een natuurlijk watergehalte van 320%. Monitoringsprogramma Figuur 2 toont een bovenaanzicht en een dwars- doorsnede van het meetvak, inclusief de meet- instrumenten. Zettingsmeetslangen 1, 2 en 3 liggen op de twee lagen geotextiel en zijn er aan bevestigd. Zettingsmeetslang 4 ligt onder het geotextiel en is niet aan het geotextiel bevestigd. De positie van de zettingsmeetslangen wordt incidenteel elke 0,10 m gemeten. De meting van de hoogteligging heeft een nauwkeurigheid van 0,01 tot 0,02 m. Poriedrukopnemers (ppt) 1 t/m 4 liggen op paal- deksels, gemiddeld op NAP -2,38 m, en ppt’s 5 en 6 liggen 0,66 m hoger, op gemiddeld NAP -1,72 m. Alleen ppt1 en ppt6 zijn het hele eerste meetjaar blijven functioneren. In januari 2020 is een extra ppt, nummer 7, geïnstalleerd in de naastgelegen sloot. De rekken van het geotextiel worden op drie manieren gemeten of ingeschat. Figuur 2 – Bovenaanzicht en dwarsdoorsnede van het meetvak. De dwarswapening is ingetekend (in het bovenaanzicht in het geel, in de dwarsdoorsnede met een blauwe stippeltjeslijn) , de langswapening is voor de overzichtelijkheid in de tekening weggelaten. Figuur 3 – Mechanische rekopnemers (MS). Figuur 4 – Elektronische rekopnemers (E). - Met mechanische opnemers (mechanical strain = MS). Dit is een grote versie van de door Van Eekelen et al. (2011) beschreven fiets-versnel- lingskabels die 10 jaar geleden zijn gebruikt in paalmatras-proeven van Deltares. Elke opnemer bestaat uit twee dezelfde stalen kabels met een diameter van 1,5 mm, geïnstalleerd in een PE-buisje en naast elkaar bevestigd aan het geotextiel (figuur 3). De MS opnemers waren 0,55 tot 1,39 m lang en worden incidenteel ingemeten. MS1, 3 en 4 meten de rekken tussen de paaldeksels en MS2 de rek op de paaldeksel. -Met vier elektronische rekopnemers (E), die continue meten. Voor deze opnemers is een deformatie-opnemer ingebouwd tussen twee PVC geotextielklemmen. Door de rekken te schatten uit de metingen in de zettingsmeetslangen. Dit doen we voor elke geotextiel-overspanning tussen twee naast elkaar gelegen paaldeksels in zettingsmeetslangen 1 en 2. Weer en grondwater De grondwaterstand meten we met genoemde poriedruk-opnemers (ppt’s). De invloed van regen beschouwen we door te kijken naar het neerslag- tekort, het verschil tussen de verdamping en de neerslag. Voor de verdamping is het gemiddelde genomen van de gemeten waarden in de weersta- tions van Rotterdam, de Bilt en Herwijnen (KNMI, 2020a). De dagelijkse neerslag is gemeten in weerstation Groot Ammers (KNMI, 2020b). In dit artikel nullen we het neerslagtekort niet gedurende het winterseizoen. Dit gebeurt normaal wel voor landbouwdoeleinden, maar is hier niet zinvol. Meetresultaten ZETTINGSMEETSLANGEN In de metingen in zettingsmeetslangen 1 en 2 zien we duidelijk de positie van de paaldeksels (figuur 5). Het geotextiel zakt namelijk tussen de paal- deksels. In maart 2020 was de doorhanging van het geotextiel gemiddeld 0,10 m en maximaal 0,13 m. Dit doorhangen is nuttig, want hierdoor ontwikkelt zich de boog-werking. Het is het beste om de doorhanging grotendeels te laten gebeuren vóór het asfalteren, omdat dan het asfalt vlak blijft. Figuur 5 toont dat dat het geotextiel al meteen doorhangt doordat het veen gemakkelijk mee- geeft en het geotextiel nooit helemaal strak ligt. Het grootste deel van de doorhanging (en rek van het geotextiel) daarna heeft in dit geval inderdaad al snel heeft plaats gevonden: tussen maart en mei 2019. Daarna meten we vrijwel geen extra zettingen meer. Figuur 6 toont de meetresultaten voor zettings- meetslangen 3 en 4 die respectievelijk boven en onder het geotextiel liggen. Ook hier zien we de meeste zetting in de eerste twee maanden. De zettingsmeetslang onder het geotextiel zakte in de eerste twee maanden maximaal 8 cm en zakte verder tot maximaal 10 cm na een jaar. Zettings- meetslang 3 op het geotextiel zakte minder: maximaal 7 cm na twee maanden tot 8 cm na een jaar. Dit laat zien dat de ondergrond meer zakt dan het geotextiel. Het geotextiel verliest zoals verwacht dus zijn ondersteuning van de onder- grond doordat de ondergrond eronder wegzakt. REKKEN IN HET GEOTEXTIEL Figuur 7 toont de gemeten rekken. E1 en E2 geven de grootste rekken, en deze rekken komen overeen met de meting van MS1. Daarom beschouwen we deze waarden als maatgevend. De rekken vertonen een dagelijkse cyclus die we vaker hebben gezien in andere monitoringsprojecten, maar die we niet kunnen verklaren. PORIEDRUKKEN, GRONDWATERNIVEAU EN NEERSLAGTEKORT Figuur 8 toont het verloop van de grondwater- spiegel zoals gemeten door de twee ppt’s die het hele eerste meetjaar bleven functioneren. Ze geven identieke resultaten. Ppt7 is in januari 2020 in de sloot geïnstalleerd. De figuur laat zien dat de aardebaan voor een groot deel in het grondwater ligt. Het neerslagtekort (verdamping min neerslag in m) in de figuur laat zien wanneer er neerslag valt. Als het regent, dan daalt het neerslagtekort en dan zien we in de poriedrukopnemers een stijgende grondwaterstand. Dat laat zien dat de porie- drukopnemers betrouwbare resultaten geven. De droge zomer van 2019 geeft een stijgend neerslag- tekort. Aan het einde van deze zomer, eind september 2019, ging het stevig regenen: er viel 90 mm regen in acht dagen tijd. Het neerslagtekort kelderde en de grondwaterstand liep op. We zien dus duidelijk dat de grondwaterstand oploopt bij neerslag. Na een poosje is de invloed van de bemaling merkbaar: de grondwaterstand daalde weer terwijl het nog steeds regelmatig regende, wat we zien aan het nog immer afnemende neerslagtekort. GRONDWATERNIVEAU EN REK IN HET GEOTEXTIEL Figuren 9 en 10 tonen wat er gebeurde tijdens de natte periode vanaf eind september 2019: de grondwaterspiegel steeg en de rek in het geo- textiel daalde. Waarschijnlijk kwam het geotextiel omhoog door de afname van het effectieve grondgewicht van de aardebaan, wat gepaard ging Figuur 5 – Zettingsmeetslangen 1 en 2. Elke zettingsmeetslang ligt over zes palen. Figuur 6 – Zettingsmeetslangen 3 en 4. JUNI 2021 GEOKUNST 56 met een afname van de rek van het geotextiel. Deze verklaring, het afnemende effectieve gewicht van de aardebaan, is in lijn met de metingen van Van Eekelen et al. (2020), Briançon en Simon (2012) en Sloan (2011). Zij meten allemaal dat de belasting op de palen iets afneemt gedurende zware regen. Echter, in de laatste meetmaand stijgt het grond- water weer, maar nu reageert het geotextiel niet. Verd er onderzoek naar de invloed van water in de paalmatras is nodig. Figuur 10 is een detail van figuur 9 en toont een da- gelijkse schommeling in de metingen. Dit zien we vaker en kunnen we niet goed verklaren. Het kan een relatie hebben met de spreiding van verkeer over de dag, elektrische invloeden of met dage- lijkse temperatuurschommelingen. Berekeningen De rekken in het geotextiel zijn berekend met het CA model (Van Eekelen, 2015) dat is opge- nomen in de ontwerprichtlijn voor paalmatrassen CUR226:2016. Partiële factoren zijn niet gebruikt. Ta bel 2 geef t de parameters waarmee is gerekend. Er worden een aantal parameters gevarieerd: - De wrijvingshoek, zoals eerder uitgelegd. - De verkeersbelasting. Er wordt gerekend zonder verkeersbelasting (omdat het verkeer tijdens een meting meestal niet aanwezig is) en met 25% van de ontwerp-verkeersbelasting (omdat het verkeer enige blijvende invloed heeft). -De boogwerkingsreductie. Volgens CUR226 moeten we bij een paalmatras als deze (dunne matras, hoge verkeersbelasting) de boogwerking wat reduceren. Deze reductie blijft ook in stand als er recentelijk een vrachtwagen is langsge- komen. De boogwerkingsreductiefactor != 1.58. Deze waarde past bij deze configuratie en de volgens CUR 226 voorgeschreven verkeers- belasting (tabel 2.3 van CUR226). -Vermoedelijk is een berekening met enige verkeersbelasting en boogwerkingsreductie het meeste conform de werkelijke situatie. Vergelijking metingen en berekeningen Figuur 11 en tabel 3 vergelijken de gemeten en berekende rek in het geotextiel. De berekeningen zijn uitgevoerd met twee verschillende wrijvings- hoeken voor de aardebaan: 34 en 38 graden, wel en geen verkeersbelasting en wel en geen boogwerkingsreductie. De berekende rekken zijn de maximale rekken, die worden uitgerekend bij de rand van de paaldeksels. Om aan te tonen dat CUR226 een betrouwbare voorspelling geeft van de gemeten rekken, moeten de berekende rekken groter of gelijk zijn aan de gemeten rekken. De figuur laat zien dat de kleinst berekende rekken redelijk overeenkomen met de gemiddelde gemeten waarden van E1 tot en met E4. Alle andere bereke- ningen geven hogere waarden dan alle gemeten waarden. Dit is een veilig resultaat. Figuur 7 – Gemeten rekken in het geotextiel; zie figuur 1 voor de locatie van de rekopnemers. De rekken zijn elk uur gemeten. Figuur 8 – Gemeten grondwaterstand en neerslagtekort. De grondwaterstand is elk uur gemeten. Figuur 9 – Vergelijking gemeten rekken, neerslagtekort en grondwaterstand Figuur 10 – Vergelijking gemeten geotextiel rekken, neerslagtekort en grondwaterniveau. Detail van figuur 9, met een voortschrijdend gemiddelde (‘moving average': ieder uur is er 1 x gemeten en de lijn geeft het gemiddelde over 24 uur) door de gemeten rekken. JUNI 2021 GEOKUNST 57 Figuur 12 geeft een uitbreiding van de eerder uitgevoerde validatie van het CA model. De figuur is overgenomen uit Van Eekelen et al. (2015), en aangevuld met de berekende waarden uit tabel 3 bij een "‘ van 38 graden, geen verkeersbelasting en een boogwerkingsreductie ( != 1.58) en voor de volgende momenten: 12 maart 2019, 24 april 2019, 1 september 2019 en 29 februari 2020. De figuur laat zien dat metingen van E1 en E2 heel goed overeenkomen met de berekeningen. De gemeten waarden van E3 en E4 liggen lager dan de bere- kende waarden. Dat is aan de veilige kant. Hieruit kunnen we concluderen dat het CA model en daarmee de CUR226:2016 ontwerprichtlijn van toepassing is op deze paal-matras die is gewapend met geo-textielen en deels onder water is aan- gelegd. D eze conclusie is in ieder geval geldig voor geweven geotextiel zoals in dit meetproject toegepast. Discussie en conclusies Het Concentric Arches (CA) model is ontwikkeld om geokunststof-gewapende paalmatrassen te ontwerpen en is in 2016 opgenomen in de paal- matras-ontwerprichtlijn CUR226:2016. De gevali- deerde toepassing van het CA model, en dus CUR226:2016, is gelimiteerd tot paalmatrassen waarvan de condities overeenkomen met die van de paalmatrassen die zijn gebruikt voor de validatie van het CA model. Dit betekent dat de aardebaan geheel boven grondwater moet liggen en dat tenminste één wapeningslaag moet bestaan uit geogrid. Als daar niet aan wordt voldaan, dan vraagt CUR226:2016 om additionele metingen in representatieve praktijkcases. Deze moeten aantonen dat het CA model ook voor dit type paalmatras goede resultaten geeft. Voor dit doel zijn er metingen verricht in een paalmatras waarvan de aardebaan deels in het grondwater ligt, en waarvan de wapening uitslui- tend uit geweven geotextiel bestaat, zonder geogrid. Vergelijking van de gemeten rekken met de waarden die het CA model uitrekent leidt tot de volgende conclusies: - In de berekening met de parameters die de klein- ste rekken geeft, worden rekken berekend die overeenkomen met de gemiddeld gemeten rekken. In de andere berekeningen wordt altijd meer rek berekend dan gemeten. Zolang er meer rek wordt berekend dan gemeten levert het CA model, en daarmee CUR226:2016, een veilig ontwerp. Omdat het redelijk is om te rekenen met enige verkeersbelasting en boogwerkings- reductie, kunnen we op basis van dit monito- ringsproject concluderen dat CUR226:2016 voor deze paalmatras, waarvan de wapening bestaat uit twee lagen geweven geotextiel, een veilig ontwerp zou hebben gegeven. Deze conclusie is geldig voor de geweven geotextielen van het type dat is gebruikt in deze veldmeting. - Een hoog grondwaterniveau geeft in dit project minder rek in het geotextiel, of geeft geen respons van het geotextiel. Door de verminde- ring van het effectieve grondgewicht van de aardebaan komt het geotextiel wat omhoog waardoor de geotextielrek afneemt. Vervolg- onderzoek naar de invloed van grond- en regen- water op de werking van paalmatrassen wordt aanbevolen. 58 GEOKUNST JUNI 2021 Datum Hart-op-hart Breedte Dikte Volume- Wrijvingshoek Beddings- Tijd- en rek- Boven- Boog afstand palen vierkante aarde- gewicht aardebaan constante afhankelijke belasting werkings- langs / dwars paaldeksels baan aardebaan (graden) (kN/m 3)stijfheid (kPa) reductie (m) (m) (m) geotextiel kN/m 2019 28 Feb 0,00 3200 01 Mar 0,30 3200 05 Mar 0,60 3200 12 Mar 2,27/2,28 0,75 1,00 19,0 34 en 38 0 2961 0 en 11,5 1 (niet) of 1.58 (wel) 24 Apr 1,51 2722 2020 29 Feb 1,51 2544 25 Aug 1,51 2426 Ta bel 2 - Parameters die zijn gebruikt in de berekeningen met het Concentric Arches model. Datum CA model CA model CA model CA model E1_ E2_ E3_ E4_ #’= 34 deg #’= 38 deg #’= 34 deg #’= 38 deg 24 h a 24 h a 24 h a 24 h a Bovenbelasting 00 11,511,5 (kPa) Zonder boogwerkingsreductie ( != 1.0) 12-3-2019 1.38% 1.32% 2.03% 1.94% 1.35% 1.25% 0.82% 1.00% 24-4-2019 1.72% 1.58% 2.28% 2.09% 1.78% 1.77% 1.24% 1.22% 29-2-2020 1.79% 1.65% 2.37% 2.18% 1.81% 1.69% 1.26% 1.09% Met boogwerkingsreductie ( != 1.58) 12-3-2019 1.67% 1.63% 2.51% 2.46% 1.35% 1.25% 0.82% 1.00% 24-4-2019 2.25% 2.18% 3.03% 2.93% 1.78% 1.77% 1.24% 1.22% 29-2-2020 2.35% 2.27% 3.16% 3.06% 1.81% 1.69% 1.26% 1.09% Ta bel 3 - Vergelijking gemeten rek en met het CA model van CUR226 berekende rek. a De metingen zijn elk uur genomen; de gegeven waarden zijn de gemiddelden waarden over 24 uur. Figuur 11 – Vergelijking gemeten en berekende geotex t iel rekken. De berekeningen zijn uitgevoerd met het Concentric Arches (CA) model van Van Eekelen et al. (2013, 2015) dat in CUR226 is opgenomen. Links: berekening zonder boogwerkingsreductie ( != 1.0), rechts: berekening met boogwerkingsreductie ( != 1.58). Maak dan IBAN: NL95 (BIC: ABNAN Educom, Ro o.v.v. 'Ont 2018'. niek?niek? Maak danMaak dan om, Ro Educ (BIC: ABNAN IBAN: NL95 . 'On om, Ro IBAN: NL95 os erzendk IBAN: NL95 Dank De auteurs zijn dankbaar voor de financiële en praktische steun van TKI-PPS financiering van het ministerie van Economische Zaken, TenCate Geosynthetics, de Kyung Hee University in Seoul, Zuid-Korea, BAM en Deltares. Bronnen [1] Briançon, L & Simon, B (2017). Pile-supported embankment over soft soil for a high-speed line. Geosynthetics International, 24, No. 3, 293–305. [2] BSI (British Standards Institution) BS 8002: 2015. Code of practice for earth retaining structures. [3] CEN 2008 European Committee for Standardi- zation, Technical Committee CEN/TC 1 54 "Aggre- gates.", British Standards Institution. Aggregates for unbound and hydraulically bound materials for use in civil engineering work and road construc- tion. British Standards Institution, London. [4] CUR226 2016. Ontwerprichtlijn paalmatrassys- temen. CRW 699.16 [5] Haring W, Profittlich M and Hangen H 2008 Reconstruction of the National Road N210 Berg- ambacht to Krimpen a.d. IJssel, NL: Design Appro- ach, Construction Experiences and Measurement Results., Proc. van EuroGeo 4, 4th European Geo- synthetics Conf. IGS, Edinburgh, UK, 8 p. paper number 259. [6] KNMI (Royal Netherlands Meteorological Institute) 2020a Daggegevens van het weer in Nederland, www.knmi.nl/nederland-nu/klimato- logie daggegevens (3.9.20). [7] KNMI (Royal Netherlands Meteorological Institute) 2020b Dagwaarden neerslagstations www.knmi.nl/nederland-nu/klimatologie/monv/ reeksen#G (3.9.20). [8] Sloan, J A, 2011. Column-Supported Embank- ments: Full-Scale Tests and Design Recommen- dations. PhD thesis, Virginia Tech, Blacksburg, VA, USA. [9] Van Eekelen S J M, Van der Vegt, J, Lodder, H-J, Bezuijen, A, 2011. Paalmatrasproeven II, belangrijkste conclusies. GeoKunst, GeoTechniek, juli 2011, 46-50. [10] Van Eekelen, S J M, Bezuijen A, Lodder H J, van Tol A F, 2012 Model experiments on piled embankments. Part I. Geotextiles and Geomem- branes 32, 69–81. [11] Van Eekelen S J M, Bezuijen A, van Tol AF, 2013. An analytical model for arching in piled embankments. Geotextiles and Geomembranes 39, 78–102. [12] Van Eekelen S J M, 2015. Basal Reinforced Piled Embankments. Proefschrift TU Delft. [13] 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. [14] 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 Inter- national 2020, 27, No. 2, 142-156. ! 59 GEOKUNST JUNI 2021 Figuur 12 – Validatie van het Concentric Arches (CA) model: vergelijking gemeten en berekende geokunststof rekken met behulp van metingen in verschillende projecten. Bronnen worden gegeven in Van Eekelen (2015). Berekeningen zijn uitgevoerd met het CA model van Eekelen et al. (2013, 2015), dat is opgenomen in CUR226:2016. U wilt toch geen nummer missen van Geotechniek? Maak dan uw bijdrage in de verzendkosten € 27,50 over naar IBAN: NL95 ABNA 0426 4761 31 (BIC: ABNANL2A) t.n.v. Uitgeverij Educom, Rotterdam, Nederland, O.v.v. ‘Ontvangst Geotechniek’ Felicitaties aan het vakblad Geotechniek met het 25-jarig jubileum. Hierbij denk ik aan de uitgever, Robert Diederiks, en de eerste voorzitter van de redactieraad, Geerhard Hannink, die beiden aan de wieg van het vakblad stonden. Daarnaast aan de vele collega’s die hebben bijgedragen in de vorm van redactiewerk en kopij. De afgelopen 25 jaren worden gekenmerkt door de opkomst van steeds krachtigere computers. Als we een workstation van medio jaren 90 vergelijken met een krachtige moderne laptop zien we dat de prijs minstens 15 maal is afgenomen terwijl de processorsnelheid minstens 15 maal is toegenomen. Hand in hand met de ontwikkeling van krachtige hardware zijn vele nieuwe geotechnische rekenmodellen beschikbaar geko- men. Voor analyses die 25 geleden schier onmogelijk waren, draaien we nu onze hand niet meer om. Tegelijkertijd stuwt de ontsluiting van grote ho eveelheden geotechnische data, hydrologische data, monitoring sdata en satellietdata de ont- wikkelingen steeds verder op. De ontwikkelingen zullen niet ophouden, maar eerder nog versnellen. Geotechnische adviesbureaus zullen meer en meer zullen transformeren tot softwarebedrijven. De samenwer- king tussen collega’s, opdrachtgevers en opdrachtnemers, dus in de volle breedte van het werkveld, vindt meer en meer plaats binnen steeds intelligenter wordende digitale ecosystemen. Ook buiten ons vakgebied is een leven zonder artificiële intelligentie bijna niet meer denkbaar. Algoritmen beïnvloe- den waar we naar kijken en welke be- slissingen we nemen. Steeds meer apparatuur wordt ‘slim’. Auto’s nemen steeds meer van ons over. Wij zijn dus getuige- en onderdeel- van een fascinerende ontwikkeling. Maar hierbij dringt zich de vraag op hoe expertise, beoordelingsvermo- gen en ervaring zich in de toekomst zal verhouden tot kunstmatige intel- ligentie. Toen ik hierover nadacht viel mijn oog op de paradox van Moravec. Deze paradox stelt dat dingen die voor een mens heel makke- lijk zijn, met een computer relatief moeilijk zijn te simuleren, terwijl zaken die voor een mens moeilijk zijn, met een compu- ter relatief makkelijk na te bootsen zijn. Een bekend voorbeeld van dat laatste vond plaats in 1997, toen Kasparov door de IBM supercomputer Deep Blue werd verslagen. Misschien zijn zelfrijdende auto’s wel een goed voorbeeld van het eerste. Perceptie, ervaring, het nemen van juiste beslissingen zijn zaken die inderdaad lastiger zijn te automatiseren. En dat is in ons vakgebied niet anders. Waarschijnlijk zou Moravec dit verklaren door te verwijzen naar de evolutie; het gaat hier namelijk om vaardigheden die we meer recent in onze evolutie hebben verworven en daardoor lastiger in algoritmen te vatten zijn. Door onze intelligentie te combineren met artificiële intelli- gentie ontstaat een hybride intelligentie die misschien wel groter is dan de intelligenties van de samenstellende delen. Mensen en computers kunnen elkaar aanvullen en versterken. Er kan daardoor voor ons geotechnici een verschuiving plaats- vinden van repetitief werk naar werk dat veel meerwaarde heeft, namelijk het inbrengen van expertise en het doen van beoordelingen en afwegingen. Er staat ons nog veel te wachten en ik spreek de wens uit dat het vakblad Geotechniek ook in de komende 25 jaar blijft fungeren als het kennisplatform waarbinnen wij alle moois delen. 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 DIGITALISERING EN EXPERTISE GAAN HAND IN HAND dr. ir. Otto Heeres oud voorzitter Redactie(raad) vakblad Geotechniek,senior adviseur Arcadis 65 GEOTECHNIEK JUNI 2021 O p 26 februari 2021 overleed ing. Koos Aart Gerrit Mouw op 76- jarige leeftijd. “Waterbouwer in hart en nieren” stond er op de kennisgeving van zijn overlijden, “oprichter, voorzitter en erelid van de Nederlandse Geotextielorganisatie”. Koos was al vroeg betrokken bij de ont- wikkeling van geotextiel. Als ambtenaar bij de Deltadienst van de Rijkswater- staat werd hem gevraagd om het onder- zoek te begeleiden naar de kwaliteit van wat destijds genoemd werd het Delta- doek. Een weefsel, geproduceerd voor de deltawerken, waarvan zoolstukken werden geproduceerd. Bodembescher- ming ten behoeve van de afsluiting van de Oosterschelde. We spreken dan over 1973. Dat onderzoek breidde zich al snel uit omdat geotextiel een belangrijke rol kreeg toebedeeld in de diverse ontwer- pen voor de stormvloedkering. Dat werk aan de kering, eerst het onderzoek, later depraktijk, was zijn lust en zijn leven. Zonder geotextiel geen stormvloedke- ring! Niet voor niets stond op de kennis- geving van zijn overlijden een foto van de stormvloedkering. Ook internationale contacten kwamen er. Via het eerste geotextielcongres in Parijs in 1977, via diverse studiereizen. Koos begreep al snel dat het onderzoek en het werk dat hij deed breder van invloed waren dan alleen de stormvloed- kering Oosterschelde. Een nieuwe tech- niek, met nieuwe producten werd geboren. Koos Mouw was een stuwende kracht achter de oprichting van de NGO. Hij zag als geen ander het belang om de Neder- landse kennis en ervaring te promoten in het internationale gezelschap, dat in die tijd vooral gedomineerd werd door Fransen en Amerikanen. Als eerste voorzitter van de NGO sprak hij met kennis van zaken en gezag, gezien wat in Nederland tot stand was gebracht op dit gebied. Zijn inbreng op de internationale congressen werd algemeen op hoge waarde geschat. Het vierde internationale congres in 1990 in Den Haag was voor hem een mijlpaal. Het organisatiecomité van dat congres werd een vriendenclub, waarbij Koos en Gera altijd aanwezig waren op de ontmoetingen die we tweemaal per jaar hadden. Koos ontwikkelde zich steeds meer als bestuurder. In 1987 werd hij opnieuw voorzitter van de NGO. Tot 1999 gaf hij als voorzitter leiding aan de vereniging, die in die tijd verder uitgroeide tot een professionele vereniging terwijl de toe- passing van geotextiel algemeen werd in de weg- en waterbouw. Vanuit zijn werk bij KIWA kon hij zich verdiepen in norme- ring en certificering van de diverse pro- ducten. Na zijn pensionering bleef hij intens betrokken bij de NGO. Als erelid was hij van mening dat hij nog een functie kon hebben in het adviseren van het bestuur, het meedenken over de organisatie en de activiteiten. Ook was hij de voorzitter van de stichting die de uitgave van het boek “De Kering” verzorgde. Het verhaal van de bouwers van de stormvloedkering zelf (zie afbeel- ding). De ziekte van Parkinson sloopte hem. Niet alleen lichamelijk maar ook geeste- lijk. Maar tot het laatste moment, toen veel herinnering hem al was ontvallen, kon hij nog met veel smaak vertellen over de beginperiode van de NGO. De tijd dat we op het gebied van geotextiel het in- ternationale podium konden veroveren en een gerespecteerde organisatie vorm gaven. We hebben met veel respect afscheid van hem genomen op donderdag 4 maart te Burgh Haamstede. Hans Dorr 60 GEOTECHNIEK JUNI 2021 IN MEMORIAM KOOS MOUW Inleiding NEN-EN-ISO 14688 is de vigerende Europese norm voor het identificeren en classificeren van grond voor het werkveld geotechniek en is gebruikt voor de Basis Registratie Ondergrond. Sinds 1 januari 2020 is er een wettelijke verplichting voor over- heden en semi-overheden om deze geotechnische boormonsterbeschrijvingen aan de Basis Registratie Ondergrond (BRO) aan te leveren en te gebruiken. De overheid dient nu voor grondonderzoek de nieuwe normen te gebruiken. We laten hiermee de reeds lange tijd ingetrokken NEN 5104 en het hieraan gekoppelde GEF formaat definitief achter ons. Vanuit de VOTB (branche vereniging van technisch bodemonderzoek) worden sinds eind vorig jaar cursussen georganiseerd om het werkveld hierop tijdig voor te bereiden, zodat er voldoende partijen zijn die deze werkzaamheden volgens de nieuwe normen kunnen uitvoeren. In de markt is software beschikbaar en er zijn inmiddels voldoende grondonderzoeksbedrijven die volgens de nieuwe norm kunnen werken, de data kunnen processen en aanleveren aan de BRO in het nieuwe XML formaat. Binnen de grondonderzoeksbedrijven is bovendien veel domeinkennis aanwezig over het uitvoeren van grond- en laboratoriumonderzoek. Tevens zijn ICT systemen beschikbaar om projectmatig de data van grondonderzoeken te visualiseren, te evalueren en van een synthese in de vorm van een grond- model te voorzien in overeenstemming met de komende Eurocode 7 zodat geotechnisch adviseurs hierop verder kunnen bouwen voor het maken van geotechnische berekeningen. De huidige ISO 14688 voor de geotechnische prak- tijk is beschikbaar gekomen in 2017 en bestaat uit twee delen: Deel 1: Identificatie en beschrijving Deel 2: Grondslagen voor classificatie Bij de identificatie en de classificatie van grond volgens respectievelijk NEN-EN-ISO 14688-1 en NEN-EN-ISO 14688-2 moeten zowel de identificatie (onder andere veldbeschrijving), als de classificatie (resultaten van indextesten) worden gerappor- teerd en in de BRO-database worden vastgelegd. De resultaten van de indextesten zoals beschreven in deel 2 van de norm zijn supplementair aan de identificatie en mogen de resultaten van de iden- tificatie niet vervangen. De definitieve beoorde- ling van de grondsoort en het indelen in klassen met vergelijkbare samenstelling en geotechnische eigenschappen, wordt gedaan door de geotech- nisch adviseur op grond van alle informatie van de betreffende locatie in relatie tot het geotechnisch ontwerp. De NEN Commissie Classificatie heeft beide delen van deze norm vertaald en voor de Nederlandse praktijk aangevuld met de verplicht geldende Na- tionale Bepalingen in NEN 8990 en NEN 8991, die verbonden zijn aan beide NEN-EN-ISO normen en dus niet apart verkrijgbaar zijn. De identificatie en de classificatie van grond zijn gekoppeld aan de kwaliteit van het grondmonster. Daarom wordt hier eerst ingegaan op de kwali- teitsklassen van monstername technieken. Vervol- gens komt de grond beschrijving aan de orde. Kwaliteitsklassen van grondmonsters volgens VOTB aanbeveling In de norm voor boortechnieken ISO/DIS 22475- 1:2018 is een overzicht gegeven van de bemonste- ringsklassen en de kwaliteitsklassen van grond- monsters, die resulteren in de toepassing van verschillende boor- en monstername technieken. Vo o r d e N e d e rla n d s e o m s t a n d i g h e d e n i s d o o r d e VOTB een voorlopige aanbeveling opgesteld voor een indeling van de maximaal haalbare monster- kwaliteit bij geroerde en ongeroerde monster- name. Hiertoe is een indeling gemaakt in de kwaliteitsklassen QM1 (hoogste kwaliteit) t/m QM5 (laagste). 45 GEOTECHNIEK JUNI 2021 BESCHRIJVEN EN CLASSIFICEREN VAN GROND VOLGENS NEN-EN-ISO 14688 NORMEN & WAARDEN Ing. W.A. Nohl Fugro NL Land B.V. NEN normcommissie Classificatie Drs. C.J.A.W. van der Made Wiertsema & Partners B.V. NEN normcommissie Classificatie Ir. A.J. van Seters Fugro NL Land B.V. Voorzitter NEN-commissie Geotechniek Dr. I.E. van Gelder Inpijn Blokpoel ingenieurs B.V. Ir. A.G.M. Knibbeler MOS Grondmechanica B.V. Boormethode Grondsoort Monstername categorie Max. haalbare kwaliteit ISO/DIS 22475-1:2018 klasse grondmonster NEN-EN-ISO 14688-1/NEN 8990 Handboring boven Cohesief slap, stijf D QM4 grondwaterstand Organisch slap D QM4 Cohesieloos D QM4 Handboring onder Cohesief slap, stijf E QM5 grondwaterstand Organisch slap E QM5 Pulsen Cohesieloos E QM5 Handboring Cohesief slap D QM4 Gutsen Cohesief stijf Niet geschikt - Organisch slap D QM4 Cohesieloos Niet geschikt - Handboring Cohesief slap D QM4 Zuigerboor Cohesief stijf Niet geschikt - Organisch slap D QM4 Cohesieloos D QM4 Mechanische boring Cohesief slap, stijf D QM4 boven grondwaterstand Organisch slap D QM4 Avegaar Cohesieloos E QM5 Mechanische boring Cohesief, slap, stijf E QM5 onder grondwaterstand Organisch slap E QM5 Pulsen Cohesieloos E QM5 Ta b e l 1 A . Boormethoden versus maximaal haalbare kwaliteit klasse grondmonsters (VOTB-aanbeveling op basis van norm voor boortechnieken ISO/DIS 22475-1:2018 en identificatienorm NEN-EN-ISO 14688-1). 46 GEOTECHNIEK JUNI 2021 In tabellen 1a en 1b is de maximaal haalbare monster- kwaliteit gegeven per boortechniek en monster- nametechniek. Het is de bedoeling om deze te koppelen als een nationaal document aan de nieuwe boornorm (wanneer deze gereed is). Om praktische en ARBO technische redenen worden voor standaard geotechnische boringen dieper dan een paar meter met een beschrijfkwaliteit B2, mechanische boringen uitgevoerd met een monster- name in bussen of liners, die vervolgens in het laboratorium beschreven worden. Deze monsters zijn tevens geschikt voor indextesten voor classifi- catie omschreven in deel 2 van de norm. Verd e r i s e r i n d e b o o r n o r m I S O / D I S 2 2 4 7 5 - 1 : 2 0 1 8 een tabel opgenomen met de minimaal benodigde monsterkwaliteit voor de bepaling van de grond- eigenschappen (zie tabel 2). In deze internationale normen is verder geen specifieke koppeling aangebracht tussen de kwali- teitsklassen uit de boornorm en de identificatie norm. Om deze reden is de koppeling gemaakt in de Nationale norm NEN 8990 bij de identificatie- norm NEN-EN-ISO14688-1. Deze koppeling is essentieel in verband met de eisen uit de BRO. Beschrijfkwaliteit en kwaliteit grondmonster Aan NEN 8990 is het aspect beschrijfkwaliteit toegevoegd. De beschrijfkwaliteit geeft aan welke aspecten in de boring in welke mate dienen te worden beschreven. Er is een indeling gemaakt in categorieën B1 t/m B3, die aangeeft hoe uit- gebreid de beschrijving dient plaats te vinden. De beschrijfkwaliteit is niet gekoppeld aan het type boring maar aan het doel waarvoor deze wordt uitgevoerd. De categorieën B1 en B2 gelden voor geotechni- sche booronderzoeken, waarbij de resultaten ge- schikt moeten zijn voor geotechnische doeleinden. Standaard wordt uitgegaan van beschrijfkwaliteit B2. In de beschrijfkwaliteit B1 wordt naast de beschrijving volgens klasse B2 ook de geologische herkomst beschouwd door een geoloog. De beschrijfkwaliteit B3 is geïntroduceerd voor (verkennende) boringen en is niet bedoeld voor geo-technische doeleinden. In klasse B3 worden slechts de primaire en secundaire fracties beschreven, laaggrenzen en kleur. Geotechnisch belangrijke eigenschappen als consistentie van fijne en orga- nische gronden, aandeel organisch materiaal, gelaagdheid en de Nederlandse verbijzondering van grove gronden in meerdere zandfracties worden bij een beschrijving volgens klasse B3 niet bepaald. Bemonsteringsmethode Grondsoort Monstername categorie Max. haalbare kwaliteit ISO/DIS 22475-1:2018 klasse grondmonster NEN-EN-ISO 14688-1 / NEN8990 Ackerman dunwandig – Cohesief, slap, stijf B QM2 geslagen Organisch slap B QM2 Cohesieloos C a QM3 Ackerman dunwandig – Cohesief, slap, stijf B/A b QM2/QM1 gedrukt Organisch slap B/A b QM2/QM1 Cohesieloos - - Piston sampler - Cohesief, slap, stijf A+ QM1 dunwandig Organisch slap A+ QM1 Cohesieloos C c QM3 Piston sampler - Cohesief, slap, stijf B QM2 dikwandig Organisch slap B QM2 Cohesieloos - - Gel Push sampler Cohesief A++ d QM1 Organisch slap A++ d QM1 Cohesieloos A QM1 Holle avegaar met Cohesief A+ d QM1 dunwandige bussen Cohesieloos C b QM3 Sonische monstername Cohesief, slap, stijf D e QM4 Aqualock Organisch slap E e QM5 Cohesieloos D e QM4 + Toevoeging + en aantal geeft aan dat deze methode als beter wordt beoordeeld dan de categorie zonder +. aMet name bij losgepakt zand en silt treedt verdichting op door het slaan van de bussen waardoor de kwaliteit klasse QM4 wordt.bQM2 voor 70mm diameter en QM1 voor 100mm diameter.cZand boven de grondwaterspiegel.dDeze categorie is niet expliciet vermeld in ISO/DIS 22475-1:2018; eAlleen haalbaar bij 90-95% monster opbrengst. Op basis van onderzoek naar monsterverstoring kunnen bovenstaande indelingen wijzigen. Ta b e l 1 B . Bemonsteringsmethode versus maximaal haa lbare kwaliteit klasse grondmonsters (VOTB-aanbeveling op basis van norm voor boortechnieken ISO/DIS 22475-1:2018 en identificatienorm NEN-EN-ISO 14688-1). Grondeigenschappen Kwaliteitsklassen van grondmonsters voor uitvoeren van laboratoriumproeven a Ongewijzigde grondeigenschappen QM1 QM2 QM3 QM4 QM5 Korrelverdeling •••• Watergehalte ••• Dichtheid, density index, doorlatendheid •• Samendrukbaarheid, schuifsterkte, stijfheid • Eigenschappen die kunnen worden bepaald Opeenvolging van lagen •••• • Laaggrenzen – breed (globaal) •••• Laaggrenzen - nauwkeurig •• Atterbergse grenzen, korreldichtheid, •••• organisch stof gehalte Watergehalte / nat – en droog volumieke massa ••• Dichtheid, density index, porositeit, doorlatendheid •• To e g e v o e g d Classificatie ••• Ongedraineerde schuifsterkte (index) Torvane/PP ••• Kalkgehalte •••• Monstername categorieën A Volgens tabel 1 in ISO/DIS 22475-1:2018 B CDE aKwaliteitsklassen volgens NEN-EN-ISO 14688-1 / NEN 8990 QM1 t/m QM5 komen overeen met klassen A t/m E in ISO/DIS 22475-1:2018. Ta b e l 2 . Kwaliteitsklassen van grondmonsters voor uitvoeren van laboratoriumproeven en bepaling van bemonsteringklassen (ISO/DIS 22475-1:2018). NORMEN & WAARDEN 47 GEOTECHNIEK JUNI 2021 In tabel 3 zijn voorbeelden gegeven voor de verschillende beschrijfkwaliteiten. De eigenschappen die beschreven worden zijn vastgelegd in combinatie met een minimaal vereiste kwaliteit van het grondmonster (QM 1 t/m QM5). In tabel 4 zijn deze weergegeven voor beschrijf- klasse B2. Beschrijvingen volgens de nieuwe norm bevatten duidelijk meer eigenschappen van de grond, hetgeen het geotechnische ontwerp zeer ten goede komt. Hierbij wordt wel een grotere inspan- ning en een hogere kwalificatie van de leverancier gevraagd. Deel 1: Identificatie van grond (NEN-EN-ISO14688 en NEN 8990) STROOMSCHEMA De identificatie van grond verloopt volgens het stroomschema NA1 uit de norm (zie figuur 1). Na het vaststellen in welke mate de grond bijzon- dere bestanddelen bevat en of er sprake is van natuurlijke of antropogene grond wordt vast- gesteld of er sprake is van organische grond of minerale grond. Indien sprake is van minerale grond wordt bepaald of er sprake is van fijne grond, zeer grove grond of grove grond. De minerale gronden zijn verdeeld in de volgende grondsoorten / fracties: –fijne grond Silt en klei –grove grond Grind en zand –zeer grove grond Keien, keitjes of grover Vo lgens de nieuwe norm bestaat de grondsoor t leem niet meer. Deze grondsoort bestaande uit fracties tussen 2 en 63 !m wordt aangeduid met SILT om aan te sluiten bij de internationale praktijk. GRONDSOORTEN EN FRACTIES Organische gronden Organische gronden worden op basis van genese ingedeeld in 5 grondsoorten (zie tabel 5). Fijne gronden Fijne gronden worden op basis van grondgedrag geïdentificeerd als KLEI of SILT. In tabel 6 zijn de verschillen tussen KLEI en SILT qua grondgedrag weergegeven. Zeer grove gronden De (grof)korrelige gronden worden beschreven op basis van de diameter van de minerale delen van de dominante fractie. De identificatie op blokken (>630mm), keien (200-630mm) en keitjes (63- 200mm) geschiedt op de basis van het hoofd- bestanddeel, dat wordt gevormd door de fractie van meer dan 50% van het monster. Grove gronden Een monster wordt als zand of grind geïdentifi- ceerd, als meer dan 50 % van het monster uit zand respectievelijk grind bestaat. Dit is een belangrijk verschil met NEN 5104 waar een monster al als grind geclassificeerd werd bij meer dan 30 % grind. De korrelgrootte fracties met hun benaming zijn weergegeven in tabel 7. De onderverdeling in subfracties van grind is gelijk gebleven in de nieuwe norm ten opzichte van Beschrijfkwaliteit Omschrijving Voorbeelden B1 Uitgebreide Onderzoek v oor specifieke kenmerken van de ondergrond monsterbeschrijving met toepassing van speciale expertkennis, inclusief geologische kennis van lithostratigrafisch gedefinieerde lagen B2 Standaard Boringen voor geotechnisch onderzoek monsterbeschrijving B3 Verkennende Voorboringen bij sonderingen monsterbeschrijving Eenvoudige (hand)boringen voor verkenning toplagen Ta bel 3. Beschrijfkwaliteit grondmonsters (Tabel NA.1 in NEN 8990). Eigenschappen QM5 QM4 QM1,2,3 Voorwaarden Antropogene of natuurlijke grond Ja Ja Ja Primaire en secundaire fractie Ja Ja Ja Te r t i a i r e f r a c t i e J a J a J a Aandeel organisch materiaal Ja Ja Ja Bij fijne en (zeer) grove gronden Kleur Ja Ja Ja Vlekken Ja Ja Korrelgrootte (eenvoudig) Ja Bij (zeer) grove gronden Korrelgrootte (uitgebreid) Ja Ja Bij grove gronden Korrelvorm (hoekigheid + sfericiteit) Ja Ja Ja Bij (zeer) grove gronden Korrelruwheid Ja Ja Ja Bij zeer grove gronden en grind Laaggrensbepaling Ja 1 Ja1 Ja Scheefstand van de laag Ja Inhomogeniteiten Ja2 Ja2 Ja Gelaagdheid Ja Te x t u u r Ja Ja Bij organische gronden Consistentie Ja Ja Niet te bepalen bij (zeer) grove gronden Kalkgehalte Ja Ja Tr e k s t e r k t e Ja Bij organische gronden Discontinuïteiten Ja 1 Laaggrensbepaling bij QM5 zal standaard worden omschreven als ‘Afgeleid uit boorgedrag’, en bij QM4 zal deze standaard worden beschreven als ‘Willekeurig’. 2 Bij inhomogeniteiten kan bij QM4 en QM5 alleen gekozen worden voor ‘brokjes’. Vanaf QM3 kan er ook voor ‘lensjes’ gekozen worden. Vet gedruk te eigenschappen worden niet beschreven bij beschrijvingsklasse B3. Tabel 4. Identificatie van grond bij beschrijfklasse B2, afhankelijk van de kwaliteitsklasse van de monsters. Figuur 1 . Stroomschema voor identificatie NEN 5104. Voor zand kan in navolging van de in- ternationale norm de korrelgrootte van de subfrac- tie beschreven worden (3 subfracties: grof, middelgrof, fijn) voor een klasse B3 (verkennende) boring. Voor een standaard geotechnische boring, klasse B2 dient de mediane korrelfractie D50 van zand beschreven te worden volgens de Neder- landse verbijzondering in de norm (7 subfracties) bij een monsterkwaliteit van QM4 en beter. Te n o p z i c h t e v a n N E N 5 1 0 4 z i j n d e g r e n z e n g e l i j k gebleven voor fijne zanden, met uitzondering van de bovengrens. Deze is nu 0,200 mm in plaats van 0,210 mm. De onderverdeling van middelgrove zanden is uitgebreid met een extra fractie (0,420- 0,630mm). Bepaling secundaire fracties Bij het beschrijven van het grondmengsel dient de secundaire fractie bepaald te worden. Deze is niet noodzakelijkerwijs bepalend voor het grondge- drag maar beïnvloedt dit gedrag wel. In principe kan er één secundaire fractie worden aangegeven. Grind vormt een uitzondering: indien er ook grind aanwezig is dient dit als tweede secundaire fractie te worden vermeld. Het aantal mogelijkheden in de norm voor het aangeven van secundaire fracties bij het zintuiglijk beschrijven van grondmengsels is beperkt en weergegeven in tabel 8. Omdat het zintuiglijk niet mogelijk is om betrouw- baar het aandeel silt in KLEI te schatten komen de benaming “siltig” bij KLEI of “kleiig” bij SILT niet meer voor. Er moet op basis van gedrag een keuze gemaakt worden tussen KLEI of SILT. Slechts het relatieve aandeel grind of zand kan aangegeven worden. Ook voor de andere hoofdgrondsoorten zijn de mogelijkheden beperkt. Dit is een groot verschil met NEN 5104. Bij de beschrijving van de secundaire fracties wordt het gehalte aan organisch materiaal niet als secun- daire fractie beschouwd, terwijl dit zeker bij een hoog gehalte het geotechnisch gedrag beïnvloedt. In de identificatie kan dit gehalte met de vermel- ding “sterk organisch” of “zwak organisch” worden aangegeven (zie tabel NA.6 van NEN 8990). Deel 2: Grondslagen voor classificatie (NEN-EN-ISO 14688-2 en NEN 8991) PROEVEN VOOR CLASSIFICATIE VAN VERSCHILLENDE GRONDSOORTEN In deel 2 van de norm, worden laboratorium- proeven voor classificatie beschreven, de zoge- naamde indextesten. In NEN 8991 zijn bepalingen voor de Nederlandse omstandigheden opgenomen. Voor deze proeven zijn er eisen gesteld aan de minimaal benodigde monsterkwaliteit, zie tabel 48 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Grondsoort Kenmerken VEE N Varieert van materiaal met een vezelige structuur, eenvoudig te herkennen plantaardige structuur tot materiaal zonder zichtbare plantaardige structuur met een sponsachtige consistentie GYT TJA Sediment, rijk aan organisch materiaal, afgezet in water, vertoont vaak pasta-achtige consistentie, kan variabele en soms zeer hoge plasticiteit vertonen, plantenresten kunnen totaal ontbreken bij gyttja. Vo e l t s t ro e f a a n HUMUS Plantaardige resten, levende dierlijke organismen en hun uitscheidingen tezamen met anorganische bestanddelen DETRITUS Geërodeerde plantaardige resten, levende organismen en hun uitscheidingen tezamen met anorganische bestanddelen die als sediment in water zijn afgezet met een korrelige structuur. Samenhang tussen de vezels is laag BRUINKOOL Vaste laag van vezels en amorfe massa Ta b e l 5 . Organische grondsoorten Kenmerken grondgedrag KLEI SILT Dilatantie Geen Dilatant gedrag Ta a i h e i d H o o g L a g e t a a i h e i d Plasticiteit Sterk plastisch Niet tot weinig plastisch: er kan geen rolletje van worden gemaakt Droge sterkte Hoog tot zeer hoog Geen tot gering Gevoel Glad, plakkerig (indien nat) Zijdeachtig, knisperig Gedrag in water Valt niet tot langzaam uit elkaar Valt snel uit elkaar Gedrag in lucht Droogt langzaam en krimpt Droogt snel met weinig krimpscheuren en is gemakkelijk af te vegen Cohesie Vervormt zonder scheurvorming Zakt in elkaar en verliest vocht Behoudt vorm en vochtgehalte tijdens bewerking Ta b e l 6 . Kenmerken grondgedrag fijne gronden Korrelgroottefracties Subfractie Nederlandse Korrelgrootte-bereik verbijzondering mm Grind Grof 20 – 63 Middelgrof 6,3 – 20 Fijn 2 – 6,3 Zand Grof 0,630 – 2 Middelgrof Middelgrof 420 – 630 0,420 – 0,630 Middelgrof Middelgrof 300 – 420 0,300 – 0,420 Middelgrof Middelgrof 200 – 300 0,200 – 0,300 Fijn Fijn 150 – 200 0,150 – 0,200 Fijn Fijn 105 – 150 0,105 – 0,150 Fijn Fijn 63 – 105 0,063 – 0,105 Ta b e l 7 . Grove gronden Organische gronden Fijne gronden (KLE I en SILT ) Kleiig Siltig Zwak zandig Sterk zandig Zwak zandig Sterk zandig Zwak grindig Sterk grindig Grove gronden (GR IND en ZAN D) Zeer grove grond (KE IEN en KE ITJE S) Kleiig Siltig Met klei Met silt Zwak grindig Sterk grindig Met zand Met grind Ta b e l 8 . Secundaire fracties voor verschillende grondsoorten NORMEN & WAARDEN 49 GEOTECHNIEK JUNI 2021 NA.1 uit NEN 8991. De resultaten van de index- testen mogen de resultaten van de identificatie op basis van deel 1 van de norm niet vervangen. Indextesten Vo o r e l ke t yp e g ro n d i s e e n b a s i s s e t a a n i n d e x - testen aangegeven (zie de dikgedrukte index- testen in tabel 9), waarbij een aantal indextesten ter uitbreiding gehanteerd kan worden. Voor het bepalen van een korrelverdeling, de bepaling van de Atterbergse grenzen en van de ongedraineerde schuifsterkte gelden enkele aanvullingen, die hieronder staan beschreven. Vo o r h e t b e p a l e n v a n d e ko r re lverd e l i n g s t a a n i n tabel 9 en in de norm drie mogelijke methodes benoemd. Andere mogelijkheden zijn de laser- diffractie methode (ISO 13320) en de Dynamic Image Analysis methode (ISO 13322-2), mits deze methoden voor Nederlandse omstandigheden zijn onderbouwd. Voor wat betref t het bepalen van de At terbergse grenzen: er mag bij de vloeigrens bepaling alleen gebruik worden gemaakt van de valconus methode (zie Figuur 2). Het Casagrande apparaat is vanwege de minder goede reproduceerbaarheid van de test- resultaten niet toegestaan volgens NEN 8991. Voorheen werd de co nsistentie aangegeven in re- latie tot de vastheid c.q. ongedraineerde schuif- sterkte. Deze is nu echter terecht gekoppeld aan de consistentie-index I c, die gelijk is aan de vloei- grens wL minus het in situ watergehalte w gedeeld door de plasticiteitsindex I P. Het onderscheid tussen silt en klei wordt gemaakt op basis van de plasticiteitsgrafiek (figuur 3). Uit een plot van de de vloeigrens w Len de plasticiteits- index I Pvan een monster kan worden afgeleid of het monster uit silt of klei bestaat (respectievelijk onder of boven de zogenoemde A-lijn). De ongedraineerde schuifsterkte is voor cohesieve grondsoorten een belangrijke parameter om het gedrag nader te karakteriseren. In de norm is een overzicht van nadere omschrijvingen gegeven op basis van de ongedraineerde schuifsterkte uit laboratorium- en veldproeven. In NEN 8991 is een genormeerde beschrijving van de uitvoering van de torvane en de pocket penetrometer proef opgenomen. Deze beschreven aanvullingen zullen ook worden opgenomen in de NPR voor laboratorium onder- zoek welke eind 2021 verwacht wordt. Hierin zal het hele scala aan classificatietesten en sterk- teproeven worden opgenomen om tot een een- duidige werkwijze te komen, in lijn met de data formats vanuit de BRO. De resultaten van de indextesten kunnen naast de zintuiglijke boorbeschrijving grafisch worden gepresenteerd op één blad. Om cohesieve sedimenten goed te kunnen karak- teriseren en een optimale onderverdeling te kunnen maken in geotechnische (reken)eenheden is het van belang om voldoende sets indextesten per grondlaag uit te voeren. Voor data die in de BRO worden opgeslagen is dit voor toekomstige correlaties en indelen van grondsoorten binnen Indextesten Methode Minimale monster-kwaliteit Grove gronden Korrelgrootteverdeling Zeving + voorbehandeling + Hydrometer of QM4 Zeving + voorbehandeling + Pipetmethode of QM4 Zeving + voorbehandeling + Adsorptie röntgenstraling QM4 (Sedigraaf) Organische stof Bepalen massa-afname bij verhitting van 500 °C QM4 Kalkgehalte Bepalen massa-afname bij verhitting van 500 °C naar 900 °C QM4 Dichtheid van gronddeeltjes Pyknometer QM4 Fijne gronden Korrelgrootteverdeling Zeving + voorbehandeling + Hydrometer of QM4 Zeving + voorbehandeling + Pipetmethode of QM4 Zeving + voorbehandeling + Adsorptie röntgenstraling (Sedigraaf) QM4 Atterbergse grenzen Valconus + uitrolproef QM4 Organische stof Oplossen in waterstofperoxide voor klei, QM4 of massa-afname bij verhitting Kalkgehalte Oplossen in zoutzuur voor klei, of massa-afname QM4 bij verhitting Ongedraineerde schuifsterkte* To r v a n e + P o c k e t P e n e t r o m e t e r Q M 3 Watergehalte Bepalen massa-afname bij verhitting (110 °C) QM3 Nat en droge volumieke massa Steekring + trimmen QM3 Dichtheid van gronddeeltjes Pyknometer QM4 Organische gronden Organische stof Massa-afname bij verhitting QM4 Kalkgehalte Massa-afname bij verhitting QM4 Ongedraineerde schuifsterkte To r v a n e + P o c k e t P e n e t r o m e t e r Q M 3 Watergehalte Bepalen massa-afname bij verhitting (110 °C) QM3 Nat en droge volumieke massa Steekring + trimmen QM3 Dichtheid van gronddeeltjes Pyknometer QM4 Ta bel 9. Sets indextesten per grondsoort met minimale monsterkwaliteit. Vet gedrukt is basis set, uitbreidingen niet vet gedrukt. Figuur 2. Valconus apparaat. projectgebieden op basis van proevenverzamelin- gen eveneens van groot belang. Deze aanpak is zeer verschillend van de huidige standaard werk- wijze bij geotechnisch onderzoek. Belangrijkste verschillen met NEN 5104 De belangrijkste verschillen tussen de oude norm NEN5104 en de nieuwe normen NEN-EN-ISO 14688-1, NEN 8990, NEN-EN-ISO 14688-2 en NEN 8991 zijn hieronder weergegeven: 1. De definitie van classificeren is veranderd. In NEN 5104 was dit meer beschrijvend, waarbij de grondsoortnaam op basis van eventueel beschik- bare proefresultaten kon worden aangepast. In NEN-EN-ISO 14688 zijn de resultaten van de indextesten zoals beschreven in deel 2 van de norm s upplementair aan de identificatie zoals beschreven in deel 1 en mogen deze de resultaten van de identificatie niet vervangen. De defi- nitieve beoordeling van de grondsoort en het indelen in klassen met vergelijkbare samen- stelling en geotechnische eigenschappen, wordt gedaan door de geotechnisch adviseur op grond van alle informatie van de betreffende locatie in relatie tot het geotechnisch ontwerp. 2. De definitie van grondsoorten (mengsel samen- stellingen) is veranderd, waardoor de grond- soorten uit NEN-EN-ISO 14688 deel 1 niet één op één vergelijkbaar zijn met de grondsoorten uit NEN 5104; 3. De grondsoort leem bestaat niet meer; 4. Er zijn meerdere organische grondsoorten dan alleen veen; 5. Fijne gronden worden ingedeeld op basis van grondgedrag en niet meer op basis van percentages van de verschillende fracties (klei, silt, zand) waaruit de grond bestaat; 6.Eén standaard voor beschrijvingen voor geo- technische boringen, beschrijfklasse B2. Eéndui- dig is vastgelegd welke aspecten van de grond beschreven dienen te worden afhankelijk van de kwaliteit van een grondmonster. Hierdoor worden nu veel meer aspecten verplicht beschreven dan volgens NEN 5104. Omdat bij NEN 5104 maar een beperkt aantal velden verplicht werd ingevuld, was onduidelijk of een bepaald aspect niet aanwezig was of niet was geregistreerd. In de nieuwe norm is deze onduidelijkheid vervallen; 7.Vastgelegde ervarings- en kwaliteitseisen waar- aan een beschrijver van een geotechnische boring (klasse B2) moet voldoen; 8. Betere aansluiting op Europese normen; De NEN-EN-ISO 14688 is duidelijk een verbetering ten opzichte van NEN 5104. De uitgebreidere beschrijvingseisen en het onderscheid tussen identificeren en classificeren zorgen voor meer objectiviteit en reproduceerbaarheid van de resultaten. Hierdoor is de data toekomstbestendig en geschikt voor de vele digitale toepassingen. Consequenties van de nieuwe norm voor de toekomst van grondonderzoek Anders aanbesteden vanwege NEN -EN -IS O 14688 Aangezien bij het classificeren van grond index- testen moeten worden uitgevoerd en er meer keuze- mogelijkheden zijn, dient ook anders aanbesteed te worden om gebruik te kunnen maken van de mogelijkheden van de nieuwe norm. Vanuit de VOTB is een handreiking geschreven voor RWS om eenduidig te kunnen aanbesteden. De meest recente versie is te downloaden via de VOTB-web- site. Visie opzet grondonderzoek Door bovenstaande wijzigingen in de normen en steeds verdergaande digitalisering kunnen onder- grond risico’s objectiever in kaart worden gebracht. De ondergrond vormt één van de grootste risico’s voor infrastructurele werken, terwijl aan grond- onderzoek veelal minder dan 1% van de realisatie- kosten wordt uitgegeven (Geo-Impuls project, risico gestuurd grondonderzoek). Onvoldoende grondonderzoek resulteert in onbekende risico’s waardoor te lage veiligheden in het ontwerp worden ingebouwd met risico op falen ofwel te hoge veiligheden in het ontwerp worden opgenomen met te hoge realisatiekosten. Maatschappelijk gezien zijn beide ongewenst. Met een beperkte investering in grondonderzoek en een gedegen analyse van reeds beschikbare data zijn veelal significante besparingen mogelijk in de realisatie- kosten en het reduceren van de risico’s. Door meer digitale data en kennis van de onder- grond kunnen we als geotechnici komen tot betere ruimtelijke risico analyses zodat we met een klei- nere ecologische milieu voetprint kunnen blijven bouwen op de schaal zoals we het nu doen. De toenemende digitalisering van het vakgebied, nieuwe normen en de komst van de BRO bieden kansen om op dit gebied stappen te maken en hiermee voorop te lopen in Europa. Het ontbreekt nu echter aan een breed gedragen lange termijn visie hoe we dit als markt, overheid en kennisinstel- lingen, kunnen realiseren. Om ontwikkelingen op dit gebied te stimuleren is het van groot belang om de rollen van alle partijen in een lange termijn visie goed af te stemmen en daarmee oneerlijke concur- rentie (met belastinggeld) te voorkomen. Als vervolg op risico gestuurd grondonderzoek zou een maximale eis voor onzekerheden met betrekking tot de ondergrond vastgelegd moeten worden, waaraan het definitief ontwerp moet voldoen. In een 3D grondmodel kunnen onzeker- heden inzichtelijk gemaakt worden. Onnodige veiligheden in een ontwerp en te grote onzeker- heden met betrekking tot de ondergrond kunnen zo voorkomen worden. ! 50 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 3 Plasticiteitsgrafiek. NORMEN & WAARDEN Inleiding Tijdens het vaststellen van de ontwerpuitgangs- punten voor de stabiliteitsverhogende langscon- structies binnen dijkversterkingsproject Gorinchem – Waardenburg (GoWa) is gebruik gemaakt van de op dat moment beschikbare conceptversies ( juli 2019) van de POVM-Publicaties Langsconstructies en Eindige-elementenmethode. Deze publicaties worden verder respectievelijk PPL en PPE genoemd. In het kader van sober en doelmatig ontwerpen is kritisch gekeken naar de geadvi- seerde ontwerpmethodes. Eén daarvan is het verticale draagvermogen van verankerde dam- wanden. Hiervoor is in de concept PPL een damwandpuntvervormingstoets binnen het eindige elementenmodel geadviseerd (verder EEM-vervor- mingsmethode genoemd). Als deze methode ge- volgd zou worden dan zijn grote inbeddingsdieptes in de draagkrachtige zandlaag benodigd. In combinatie met fluïderend inbrengen van dam- wanden geldt dit in nog grotere mate. Fluïderen in combinatie met trillen of drukken is bij GoWa op veel locaties voorzien om trillingen ten gevolge van het inbrengen van damwanden bij belendingen te reduceren. Grote inbeddings- dieptes leiden tot hogere kosten en grotere risico’s tijdens de uitvoering . Daarom is bij GoWa besloten om de ontwerpbepalende uitgangspunten, waar mogelijk, aan te scherpen. Voor het verticaal draagvermogen gaat dit voornamelijk om de sterktereductiefactor van de interface (R inter ) en de geadviseerde reducties bij het fluïderend inbrengen van de damwanden. Inmiddels is de definitieve versie van de PPL (maart 2020) uitgekomen waarbij voor het verticaal schachtdraagvermogen van verankerde langs- constructies is teruggegrepen naar de conusweer- standsmethode buiten het Eindige-elementen- model (verder de q c-methode genoemd). Volgens de schrijvers van dit artikel is een toets binnen een Eindige-elementenmodel echter beter te onderbouwen, heeft het praktische voordelen en zorgt het voor een eenvoudiger en eenduidiger ontwerpproces. Door voortschrijdend inzicht gaat de voorkeur uit naar een aangepaste methode waarbij het schachtdraagvermogen wordt afgeleid op basis van de maximaal te mobiliseren schuif- sterkte op de interface (verder de EEM-schuif- sterktemethode genoemd). In dit artikel wordt geen uitspraak gedaan over de vraag of het niet voldoen op verticaal draag- vermogen een daadwerkelijk faalmechanisme van de waterkering is. Een opmerking hierover is echter wel gepast. Bij onvoldoende verticaal draag- vermogen zal een verankerde damwand zakken en een nieuw evenwicht vinden doordat de ankerkracht en negatieve kleef afnemen. Voor het neutraliseren van de negatieve kleef is in de praktijk beperkte damwandzakking nodig. Dit artikel richt zich op het schachtdraagvermogen van verankerde damwanden in een primaire water- kering, maar is in grote lijnen ook van toepassing op andere door buiging belaste wandconstructies niet zijnde een primaire waterkering. qc-methode De q c-methode is ontwikkeld voor het berekenen van het verticale draagvermogen van palen die zowel horizontaal als verticaal weinig vervormen. Deze ‘voorwaarde’ komt voort uit het feit dat de gemeten conusweerstand een relatie heeft met de op dat moment aanwezige spannings- conditie in de ondergrond. Het betreft daarbij met name de horizontale korrelspanningen in de draagkrachtige laag. Bij op buiging belastte verankerde damwanden in primaire waterkeringen worden de horizontale korrelspanningen rondom de damwand door de hoogwaterbelasting aan verschillende belastingveranderingen onderwor pen. Een eenduidige relatie tussen de gecorrigeerde conusweerstand bij hoogwater en de tijdens dagelijkse omstandigheden gemeten conus- weerstand is derhalve niet eenvoudig vast te stellen. Enkel rekening houden met de verticale korrelspanningsafname is onvoldoende. Conform de PPL dient de rekenwaarde van de verticale component van de ankerkracht kleiner of gelijk te zijn aan de rekenwaarde van het schacht- en puntdraagvermogen van de damwand in de draagkrachtige zandlaag. Dit is daarmee exclusief negatieve of positieve kleef in de deklaag. Het draagvermogen wordt daarbij bepaald conform [5]. Er dient rekening te worden gehouden met de in tabel 1 opgenomen reductiefactoren in relatie tot de inbrengmethode en de d 50van het zand of grind. Er zijn praktijkgevallen bekend [6] waarbij relatief lage conusweerstanden toenemen door het intrillen van constructieve elementen. Lage conus- weerstanden in draagkrachtige zandlagen worden daarmee mogelijk onterecht gereduceerd. Daarnaast adviseert de PPL onderstaande: –Op minstens 3 locaties vooraf de mate van reduc- tie controleren bij een aantal proefplanken, aan- gezien de reductiefactoren onzeker zijn. –Sonderingen ter plaatse van de damwanden met een h.o.h. afstand van 15 m à 25 m. Bij het laatstgenoemde punt wordt opgemerkt dat deze vaak extra zijn ten opzichte van de sonderin- gen die uitgevoerd worden voor de schematisering van de ondergrond. Dit omdat de definitieve loca- ties van de damwanden pas in de loop van het pro- ject vastgesteld worden. EEM vervormings- en schuifsterktemethode METHODIEK Middels een interactieberekening binnen een Eindige-elementenmodel, bijvoorbeeld PLAXIS, is het draagvermogen van de damwand relatief eenvoudig vast te stellen. Dit is niet nieuw in de ingenieurspraktijk en is conform [2] en [3] een aanbevolen aanpak bij grote verticale belastingen. Bij de EEM-vervormingsmethode wordt het verticale draagvermogen getoetst middels een damwandpuntvervormingscr iterium. Dit vervor- mingscriterium is 0,02 m ten gevolge van de combinatie van hoogwater- en verkeersbelasting, het in rekening brengen van de partiële factor op de grondsterkteparameters én het vervangen van een stijve elastische puntveer voor een elasto- plastische puntveer. De elasto-plastische puntveer wordt bepaald op basis van het puntdraagvermogen 39 GEOTECHNIEK JUNI 2021 SCHACHTDRAAGVERMOGEN VAN VERANKERDE DAMWANDEN IN PRIMAIRE WATERKERINGEN ir. Rens ServaisHeijmans Infra / Senior geotechnisch adviseurbij de Graaf Reinaldalliantie ir. Andries van HouwelingenRoyal HaskoningDHV / Senior geotechnisch adviseurbij de Graaf Reinaldalliantie ir. Munta de BoorderDEME group / Geotechnisch adviseur bij de Graaf Reinaldalliantie Ta b e l 1 – Reductiefactoren in relatie tot inbrengmethode. en het last-zakkingsgedrag. Inherent aan deze me- thode wordt de negatieve of positieve kleef in de deklaag meegenomen. Deze methode is bij GoWa toegepast. Bij de EEM-schuifsterktemethode wordt het schacht- draagvermogen bepaald door de maximaal te mobiliseren schuifsterkte ( !max ) op de interface te integreren over de hoogte in de draagkrachtige zandlaag. Deze wordt bepaald in fase 5 (conform de PPL) waarbij de combinatie van hoogwater- en verkeersbelasting én de partiële factor op de grondsterkteparameters in rekening zijn gebracht. Het draagvermogen betreft daarmee een reken- waarde. Hierbij wordt geen rekening gehouden met het werkelijke damwandoppervlak per strek- kende meter damwand (ook wel het verfoppervlak genoemd). Dit is een veilige benadering. Het verticale draagvermogen wordt in lijn met de qc-methode en daarmee de definitieve PPL getoetst aan de rekenwaarde van de verticale component van de ankerkracht. Belangrijke ontwerpparameters bij beide genoemde EEM-methodes zijn de aan de wandwrijvingshoek "gerelateerde sterktereductiefactor R inter en de benodigde reductie indien de planken middels fluïderen op diepte worden gebracht. WANDWRIJVINGSHOEK De PPE adviseert een veilige waarde voor de sterkte reductiefactor R inter van 2/3. Het combi- neren van deze, aan rechte glijvlakberekeningen ontleende factor in gekromde oftewel willekeurige glijvlakberekeningen zoals PLAXIS, is veilig maar feitelijk onjuist. Conform [5] tabel 9.b is 2/3 een gereduceerde waarde die toegepast dient te worden bij rechte glijvlakberekeningen, om te voorkomen dat bij deze vereenvoudigde manier van modelleren de passieve gronddrukken te hoog oplopen. Bij een relatief ruwe damwand (d 50< 2 mm) geldt voor gekromde glijvlakberekeningen [5]: Rinter = tan "/ tan # Waarbij: # = inwendige wrijvingshoek van de naastgelegen grond " = wandwrijvingshoek = min ( #- 2,5 ˚; 27,5 ˚) Opgemerkt wordt dat een R inter kleiner dan 1 naast de sterkte ook de stijfheid van de grond op de interface reduceert indien in PLAXIS gekozen wordt voor de ‘standaard’ interface optie. FLUÏDEREN Om damwanden op diepte te krijgen en trillingen te reduceren kan gekozen worden om te fluïderen (hoge druk, laag debiet). De PPL adviseert bij fluïderen een reductie van 50% op zowel R inter als de stijfheid van het zand over een breedte gelijk aan de inbeddingsdiepte van de damwand in het zand. Deze waarden zijn niet onderbouwd, maar wel ontwerpbepalend voor met name het verticale draagvermogen van verankerde damwanden. Ook voor onverankerde damwanden kan een dergelijke reductie ongunstige invloed hebben op de berekende horizontale vervorming van de damwand en daarmee het ontwerp. Het ontwerp van primaire waterkeringen is gebaseerd op de critical state theorie. Voor zand wordt de critical state sterkte uitgedrukt in de critical state wrijvingshoek ( #cv). Bij fluïderen kunnen door het ingebrachte debiet (fijne) zand- fracties rondom de damwandplank verplaatsen. Rondom de damwandplank kan dit leiden tot ver- andering van de korrelverdeling. Indien de korrel- verdeling hiermee uniformer wordt, resulteert dit in een lagere #cv van het zand. Onderstaande vuistregel geldt conform [1] voor de karakteris- tieke critical state wrijvingshoek ( #cv;kar ) van kwartszanden. Waarbij wordt opgemerkt dat de #cv;kar , in tegenstelling tot bijvoorbeeld de karak- teristieke piekwaarde of 2% rekwaarde, onafhan- kelijk is van de pakkingsdichtheid. De #cv;kar kan daarmee niet aan de hand van conusweerstanden worden afgeleid. #cv;kar = 30 ˚+ #ang + #PSD Waarbij: #ang = de bijdrage uit de hoekigheid van het zand en is 0 ˚tot 4 ˚ #PSD = de bijdrage uit de korrelverdeling en is 0 ˚tot 4 ˚ De minimale #cv;kar is 30 ˚waarmee uit wordt gekomen op "= 27,5 ˚. Ook bij een hogere #cv;kar geldt "= 27,5 ˚, immers: "= min( #- 2,5 ˚; 27,5 ˚). Het reduceren van "en daarmee R inter bij fluïderend inbrengen van damwanden is daarmee niet nodig. De minimale #cv;kar verschilt wat per bron. De hier- boven beschreven minimale waarde van 30 ˚is conform [1]. Conform [4] is de #cv;kar van goed gesorteerd afgerond kwartszand 28,6 ˚. Dit resulteert in een "gelijk aan 26,1 ˚. De invloed van deze beperkte variatie in minimale "is kleiner dan het verwaarlozen van het werkelijke wand- oppervlak zoals eerder benoemd. Een reductie van de stijfheid van het zand over een breedte gelijk aan de inbeddingsdiepte van de wand in het zand past niet bij het gecontroleerd fluïderen, waarvoor de PPL het advies geeft: maximaal debiet van 30-50 liter per minuut teneinde zandmeevoerende wellen te voor- komen. Bij het fluïderend intrillen van de wand wordt bij los en matig gepakt zand eerder een stijf- heidstoename verwacht als gevolg van de door de trillingen geïnitieerde verdichting. Een stijfheids- reductie over een beperkte zone rondom de plank dient wel overwogen te worden indien bij vast gepakt zand de stijfheid gebaseerd is op de daarbij horende hoge conusweerstanden. Dit leidt tot de constatering dat de damwanden bij toepassen van fluïderen niet dieper geïnstalleerd dienen te worden. Deze maatregel kan daarmee efficiënt ingezet worden en geeft uitvoerings- vrijheid ten aanzien van het wel of niet toepassen van fluïderen. GoWa casus INLEIDING Om de verschillen tussen de genoemde verticale draagkrachtmethodes inzichtelijk te maken zijn voor onderstaande ontwerp- en inbrengmethodes vergelijkende berekeningen gemaakt voor 3 bij GoWa ontworpen verankerde damwanden. –q c-methode voor drukken, trillen of drukken/ trillen met fluïderen in combinatie met reductie- factoren van respectievelijk 1,0; 0,7 en 0,5 (conform tabel 1 voor fijn of grof zand) –EEM-vervormingsmethode –EEM-schuifsterktemethode Bij beide EEM-methodes wordt zoals eerder gemotiveerd geen onderscheid gemaakt voor de inbrengmethode. 40 GEOTECHNIEK JUNI 2021 SAMENVATTING Bij dijkversterkingsproject Gorinchem – Waardenburg zijn, voor het vaststellen van de ontwerpuitgangspunten voor het verticale draagvermogen van verankerde damwanden, de op dat moment in ontwikkeling zijnde richtlijnen geraadpleegd ([7] en [8]). Conform de daarin voorgestelde interactieberekening binnen een Eindige-elementenmodel en de geadviseerde uitgangspunten bleek het verticaal draagvermogen sterk ontwerpbepalend voor de inbed- dingsdiepte van de damwanden. Met aanscherping van de uitgangspunten is de benodigde inbeddingsdiepte sterk gereduceerd. In de definitieve richtlijnen is gekozen voor de conusweestandmethode in plaats van een interactieberekeningen binnen een Eindige-elementenmodel. Volgens de schrijvers van dit artikel is een interactieberekening binnen een Eindige- elementenmodel echter de meest geschikte aanpak, biedt het meerdere voordelen en resulteert het in combinat ie met de juiste uitgangspunten in realistische inbeddingsdieptes. UITGANGSPUNTEN In tabel 2 zijn voor de beschouwde rekenprofielen de kenmerken van de constructies en de reken- waarde van de verticale belastingen opgenomen. Er treedt in geen van de rekenprofielen positieve kleef op in de deklaag. De maximale normaalkracht in de damwanden bevindt zich daarmee op niveau onderkant deklaag. De toename van de normaal- kracht onder de ankerkop betreft de negatieve kleefbelasting. Bij de q c-methode en de EEM-schuifsterkte- methode wordt het verticale draagvermogen getoetst aan de rekenwaarde van de verticale component van de ankerkracht. Bij de EEM-vervor- mingsmethode wordt de maximale normaalkracht in rekening gebracht. Dit is inherent aan deze vol- ledig binnen PLAXIS uitgevoerde beschouwing. In figuur 1 zijn de sondeergrafieken (conusweer- stand tegen de diepte) uitgezet voor de verschil- lende rekenprofielen. Vo o r d e q c-methode zijn navolgende uitgangs- punten van toepassing: –oppervlakte van de schacht gebaseerd op het verfoppervlak; –!s= 0,006 –" = 1,3 –# = 1,2 –conusweerstandreductiefactor ten gevolge van hoogwater is circa 0,9; Bij alle methodes is een rekenwaarde van het punt- draagvermogen van ca. 30 kN/m 1meegenomen. Deze is bepaald op basis van een karakteristiek lage conusweerstand van 5 MPa en het damwand- puntoppervlak. RESULTATEN In figuur 2 zijn ten aanzien van de benodigde inbeddingsdiepte in de draagkrachtige zandlaag de resultaten per rekenprofiel weergegeven. Te v e n s i s d e b e n o d i g d e i n b e d d i n g s d i e p t e o m te voldoen aan de overallstabiliteitstoets opge- nomen. Op basis van de resultaten wordt onderstaande geconcludeerd ten aanzien van de benodigde in- beddingsdieptes in de draagkrachtige zandlaag: –Het verschil tussen de EEM-vervormings- methode en de EEM-schuifsterktemethode ligt in lijn met hetgeen verwacht wordt op basis van het negatieve kleefaandeel. De negatieve kleef neemt toe met toenemende dijkpaal metrering (zie tabel 2). Dit komt terug in de toenemende verschillen tussen de twee EEM-methodes. De EEM-schuifsterktemethode heeft de voorkeur, aangezien hierbij de negatieve kleef niet wordt meegenomen. Dit is in lijn met de q c-methode en daarmee de PPL. Het ontwerp van GoWa, op basis van de EEM-vervormingsmethode, is daarmee veilig en het aanscherpen van de uitgangspunten is een juiste keuze geweest. –Bij het drukkend of trillend installeren van de damwanden zijn de benodigde inbeddingsdiep- tes conform de EEM-schuifsterktemethode bij TG229 en TG384 vergelijkbaar met de q c- methode (+- 0,5