PDF - Archief

Home > PDF - Archief

Weergave:

Tegels Lijst

Nieuw naar oud Oud naar nieuw

Zoeken naar:

Blad Artikel

Zoeken

Jaargangen

Jaargang 29, 2025 Jaargang 28, 2024 Jaargang 27, 2023 Jaargang 26, 2022 Jaargang 25, 2021 Jaargang 24, 2020 Jaargang 23, 2019 Jaargang 22, 2018 Jaargang 21, 2017 Jaargang 20, 2016 Jaargang 19, 2015 Jaargang 18, 2014 Jaargang 17, 2013 Jaargang 16, 2012 Jaargang 15, 2011 Jaargang 14, 2010 Jaargang 13, 2009 Jaargang 12, 2008 Jaargang 11, 2007 Jaargang 10, 2006 Jaargang 9, 2005 Jaargang 8, 2004 Jaargang 7, 2003 Jaargang 6, 2002 Jaargang 5, 2001 Jaargang 4, 2000 Jaargang 3, 1999 Jaargang 2, 1998 Jaargang 1, 1997 International

Jaargang 29, 2025
Jaargang 28, 2024
Jaargang 27, 2023
Jaargang 26, 2022
Jaargang 25, 2021
Jaargang 24, 2020
Jaargang 23, 2019
Jaargang 22, 2018
Jaargang 21, 2017
Jaargang 20, 2016

Jaargang 19, 2015
Jaargang 18, 2014
Jaargang 17, 2013
Jaargang 16, 2012
Jaargang 15, 2011
Jaargang 14, 2010
Jaargang 13, 2009
Jaargang 12, 2008
Jaargang 11, 2007
Jaargang 10, 2006
Jaargang 9, 2005
Jaargang 8, 2004
Jaargang 7, 2003
Jaargang 6, 2002
Jaargang 5, 2001
Jaargang 4, 2000
Jaargang 3, 1999
Jaargang 2, 1998
Jaargang 1, 1997
International

International - Special edition on Foundation Decarbonization and Reuse

Jaargang 28, 2024 - nummer 4 Funderings(dag)special

International - GEObuild Special International Symposium Geosynthetics and Sustainability

Jaargang 28, 2024 - nummer 3

Jaargang 28, 2024 - nummer 2

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

Jaargang 28, 2024 - nummer 1

Jaargang 27, 2023 - nummer 4

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

Jaargang 27, 2023 - nummer 3

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

International - GEOART

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

Jaargang 27, 2023 - nummer 2

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

Jaargang 27, 2023 - nummer 1

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

Jaargang 26, 2022 - nummer 4

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

Jaargang 26, 2022 - nummer 3

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

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

Jaargang 26, 2022 - CPT 2022

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

Jaargang 26, 2022 - nummer 1

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

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+BosDeventer bepalen. 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 nodes APD 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 ADVERTORIAL sonderingen 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 ADVERTORIAL van, 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, Amersfoort Voor 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. SAMENVATTING tweede 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 EekelenDeltares neemt 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· s DUNNE 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. GEOKUNST 57 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 ADVERTORIAL 43 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. ADVERTORIAL niek 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. ADVERTORIAL bedrijf 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 Advertorial 47 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 2021 30 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 SPECIAL 34 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 ADVERTORIAL 35 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 ADVERTORIAL GEOTECHNIEK 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 ADVERTORIAL GEOTECHNIEK 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 ADVERTORIAL 38 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. ! ADVERTORIAL COLDSTORE 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 ADVERTORIAL 40 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 (+- 0,5m). Bij TG410 is door de relatief lage conusweerstanden de EEM-schuifsterkte- methode gunstiger dan de q c-methode. –In het geval van fluïderend inbrengen van de damwanden is, met een verschil van 1,5 m tot 2,5 m, de EEM-schuifsterktemethode voor alle rekenprofielen significant gunstiger dan de qc-methode. –De EEM-schuifsterktemethode is bij TG229 en TG384 beperkt ontwerpbepalend ten opzichte van de overallstabiliteitseis. Bij TG410 is de over- allstabiliteitseis ontwerpbepalend. Er is daarmee geen reden de veilige aanname ten aanzien van het niet in rekening brengen van het verfopper- vlak bij de EEM-schuifsterktemethode aan te scherpen. –De q c-methode is in combinatie met trillen of fluïderen bij alle rekenprofielen ontwerpbepa- lend ten opzichte van de overallstabiliteitseis. Verd er volgt uit gevoeligheidsberekeningen: –De EEM-schuifsterktemethode is, in tegenstel- ling tot de EEM-vervormingsmethode, beperkt gevoelig voor de stijfheid van het zand en de fijnheid van het mesh. Bij rekenprofiel TG383 41 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 1 – Sondeergrafieken (conusweerstand tegen de diepte). Ta b e l 2 – Constructiekenmerken en rekenwaarden van de verticale belastingen. Figuur 2 – Benodigde inbeddingsdiepte in draagkrachtige zandlaag (afgerond op 0,5 m). volgt 4% toename van het schachtdraagvermo- gen bij een verdubbeling van de stijfheid van het draagkrachtige zand (van E oed 50 = 20 MPa naar 40 MPa). Deze beperkte gevoeligheid maakt het ten aanzien van het verticale draagvermogen verantwoord om een project- of strekkingbrede veilige karakteristiek lage stijfheid voor de draagkrachtige zandlagen aan te houden. Dit heeft voordelen voor het ontwerpproces. –Door het in fase 5 [7] modelleren van een stijve onbegrensde puntveer wordt het schachtdraag- vermogen van de EEM-schuifsterktemethode voor de beschouwde rekenprofielen tot maxi- maal 10% onderschat. Door damwandzakking neemt het draagvermogen toe. Praktische voordelen EEM-schuifsterktemethode Het toepassen van de EEM-schuifsterktemethode heeft praktische voordelen ten opzichte van de qc-methode, namelijk: –Alles binnen 1 rekenmodel, hetgeen voor zowel handmatig als geautomatiseerd rekenen voor- delen heeft. Er zijn slechts 1 à 2 iteraties nodig geweest om de benodigde inbeddingsdiepte bij de EEM-schuifsterktemethode te bepalen. –Het ontwerp is minder afhankelijk van sonderingen en de exacte locatie van de sonderingen. Dit vereenvoudigt het ontwerpproces, omdat het uitvoeren van voldoende sonderingen op de juiste locatie een doorlopend en iteratief proces is tot aan het uitvoeringsonderwerp. Daarnaast is de maatgevende sondering eenduidig vast te stellen aangezien de horizontale en verticale stabiliteit in 1 model worden getoetst. –Uitvoeringsvrijheid ten aanzien van drukken, trillen en fluïderen; aangezien het ontwerp hier niet van afhankelijk is. –Dure en in de planning meestal moeilijk in te passen praktijkproeven zijn niet nodig, teneinde de reductie voor trillen of fluïderen aan te tonen. Conclusie Het schachtdraagvermogen van verankerde dam- wanden in primaire waterkeringen kan relatief eenvoudig bepaald worden middels een interactie- berekening binnen een Eindige-elementenmodel. De beschreven EEM-schuifsterktemethode, waar- bij het schachtdraagvermogen wordt bepaald op basis van de maximaal te mobiliseren schuifsterkte op de interface, heeft daarbij de voorkeur. Deze methode is theoretische beter te onderbouwen en heeft meerdere voordelen ten opzichte van de qc-methode. Teneinde het draagvermogen niet on- nodig te onderschatten dient de ontwerp- bepalende sterktereductie factor (R inter ) vast- gesteld te worden op basis van reële wand- wrijvingshoeken, horende bij gekromde glij- vlakberekeningen. Bij het fluïderend inbrengen van damwanden hoeft R inter niet gereduceerd te worden. Bij vast gepakte zanden dient de stijfheid in een beperkte zone rondom de damwand wel gereduceerd te worden. Literatuur [1] British Standard 8002 (2015). Code of practice for Earth Retaining Structures. [2] CUR166 (2012). Damwand constructies, deel 1 en 2. [3] Grotegoed, D., Spruit, R. (2012). Het verticale evenwicht van een verankerde damwand, Geotech- niek 2012, nr. 3, 28-32. [4] Ministerie Infrastructuur en Waterstaat (2019) Schematiseringshandleiding Macrostabiliteit – WBI 2017. Versie 3.0, Definitief. [5] NEN 9997-1 (2016). Geotechnisch ontwerp van constructies - Deel 1: Algemene regels [6] Nijs, R.E.P. de, (2003). Het trillen van dam- wandplanken in granulaire bodem, Geotechniek oktober 2003, 56-63. [7] POV Macrostabiliteit (2020). POVM-Publicatie Eindige-elementenmethode: Een publicatie van de POV Macrostabiliteit, Hoogwaterberschermings- programma (HWBP). [8] POV Macrostabiliteit (2020). POVM-Publicatie Langsconstructies: Een publicatie van de POV Macrostabiliteit, Hoogwaterberschermingspro- gramma (HWBP). ! GEOTECHNIEK 42 JUNI 2021 Inleiding Opdrijven, opbollen, en opbarsten; deze Neder- landse termen staan alle drie voor uplift. Uplift is een fenomeen dat kan optreden in het achterland van dijken bij een (langdurige) hoge buitenwater- stand in met name het rivierengebied. Er wordt in dit artikel gefocust op het rivierengebied, omdat langs de kust en de meren uplift minder relevant is, onder andere vanwege de kortdurende hoge waterstanden. Een typische grondopbouw in het rivierengebied is weergegeven in figuur 1. Het achterland bestaat uit een watervoerende zandlaag met daar bovenop een deklaag opgebouwd uit veelal klei- en veenlagen. Wanneer de rivierwater- stand stijgt, zullen ook de waterdrukken in de zand- laag stijgen, omdat deze een hoge waterdoor- latendheid heeft en er zich een intredepunt op de rivierbodem of in de uiterwaard bevindt. De cohesieve deklaag heeft juist een lage waterdoor- latendheid en zal de hoge druk in de zandlaag voelen. Wanneer de druk in de zandlaag te ver oploopt, kan de deklaag opdrijven, en kan tegelijker- tijd gaan vervormen en scheuren. Het gedrag van de deklaag tijdens uplift condities is complex, omdat er niet sprake is van één bezwijkmechanisme maar meerdere opeenvolgende deelmechanismen. De huidige methodiek conform het WBI2017, die slechts één deelmechanisme beschouwt voor het bepalen van de sterkte van de deklaag, geeft aanleiding tot verbetering. In dit artikel wordt ingegaan op de belangrijkste resultaten van een afstudeeronderzoek aan de TU Delft, faculteit Civiele Techniek en Aardweten- schappen, sectie Hydraulic Structures & Flood Risk, in opdracht van Arcadis. Hier stond het verbeteren van het model voor uplift centraal. Eerst wordt ingegaan op de invloed van uplift op faalmechanis- men van dijken. Daarna wordt de probleemstelling besproken, alsmede de methodiek van het afstu- deeronderzoek. Ten slotte wordt toegewerkt naar het voorstel om opbarsten, welke het tweede deelmechanisme is, te beoordelen. Uplift in de context van dijktoetsingen Het onderzoek heeft zich toegespitst op uplift als inleidend mechanisme van het faalmechanisme interne erosie. Interne erosie bestaat uit drie successievelijke deelmechanismes: uplift, heave en piping. Tijdens uplift gaat de deklaag opdrijven, doordat de waterdruk aan de bovenzijde van de zandlaag groter wordt dan het eigen gewicht van de deklaag. Voor interne erosie wordt aangenomen dat tijdens het opdrijven de deklaag ook gaat scheuren. Er ontstaat een zogenoemd uittrede- punt, waardoor de hoge waterdruk in de zandlaag afneemt. Vervolgens kan heave optreden; dit betekent dat er verticaal zandkorrels getrans- porteerd worden vanuit het watervoerend pakket, door het uittredepunt, naar het maaiveld. In de praktijk worden dan kleine zandmeevoerende wellen waargenomen. Ten slotte houdt piping in dat er door een grondwaterstroom van de rivier richting het achterland zand erodeert, waardoor een pijp onder het dijklichaam ontstaat. Wanneer deze pijp in direct contact komt met de rivier, zal deze groeien in diameter en kan de dijk instorten door interne erosie. Samenvattend is uplift het eerste deelmechanisme van interne erosie. Als uplift niet plaatsvindt, zal de dijk ook niet kunnen falen ten gevolge van interne erosie. Overigens speelt uplift ook een rol in het kader van het faalmechanisme macro-stabiliteit. Of uplift al dan niet kan optreden, heeft invloed op de model- keuze; voor uplift-gevoelige dijksecties wordt het Uplift-Van model gekozen. Daarnaast heeft het al dan niet scheuren van de deklaag invloed op de keuze van de sterkteparameters van de deklaag tijdens de uplift condities. Veel Nederlandse rivierdijken ondergaan nu een toetsing aan de wettelijk voorgeschreven veilig- heidseisen. Een beter model voor uplift leidt tot een scherpere beoordeling en mogelijk minder maatregelen. Een typische maatregel om de veilig- heid tegen interne erosie en macro-stabiliteit te verbeteren, is het aanleggen van een berm in het achterland of een stalen damwandscherm in de binnenteen. Een scherpere beoordeling kan leiden tot minder kosten qua materiaal en materieelinzet, omgevingshinder en ruimtegebruik. Probleemstelling De huidige beoordelingsmethodiek van uplift geeft reden tot verbetering. Het is gebaseerd op 1D verticaal evenwicht en beschrijft natuurkundig dat de deklaag opdrijft. Bij uplift binnen interne erosie wordt aangenomen dat er tegelijkertijd een uit- tredepunt ontstaat door scheurvorming, dus dat de deklaag opbarst. De scheurvorming is niet expliciet opgenomen in het uplift model van het WBI2017, waardoor het model in ieder geval te ver vereen- voudigd is of zelfs incompleet is. Hieronder wordt in detail de huidige beoordeling voor opdrijven benoemd, alsmede redenen uit literatuur om opbarsten als het tweede deelmechanisme toe te voegen. 20 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 1 – Typische dwarsdoorsnede van dijk met grondopbouw. OPDRIJVEN, OPBOLLEN, OPBARSTEN: ONDERZOEK NAAR HET GEDRAG VAN DE DEKL A AG ACHTER DIJKEN TIJDENS OPDRIJFCONDITIES Rimmer KoopmansAdviseur geotechniek bij Arcadis Leo KwakmanSpecialist waterkeringen bij Arcadis Yida TaoRecent afgestudeerd aan TU Delft OPDRIJVEN De huidige toetsing op uplift is op basis van een eendimensionaal (1D) verticaal evenwicht (figuur 2). Meestal wordt het verticaal evenwicht beschouwd ter plaatse van de teen van de dijk, bij een sloot, of op het laagste punt in het maaiveld. In vergelijking 1 is de probabilistische formule opgenomen. Tabel 1 geeft toelichting bij de symbolen. Hier hangt de sterkte van de deklaag alleen af van gewicht, dat het product is van de dikte van de deklaag en het effectieve volume gewicht van de grondsoort (’t Hart, 2018). OPBARSTEN Wanneer de deklaag is opgedreven, is dit soms waar te nemen door zwakke golfbewegingen van het maaiveld bij betreden (Calle, 2002; ’t Hart, 2018; Tissink, 2015). In deze conditie is de deklaag vervormd, maar niet gescheurd en is er geen uit- tredepunt gevormd, zie figuur 3. In figuur 4 is te zien wanneer de deklaag is opge- barsten, dus gescheurd, en waar hierna heave en piping kunnen optreden. De sterkte van de deklaag tegen scheuren hangt af van sterkt e-eigensch appen, zoals dikte en stijfheid (’t Hart, 2018). Verder worden nog cohesieve krachten, spanningsspreiding, onge- draineerde schuifsterkte en treksterkte genoemd als sterkte componenten van de deklaag in de literatuur (Calle, 2002; Hoffman, 2019; van Hoven et al., 2019). Deze parameters worden nu niet meegenomen in de sterkte berekeningen van uplift, waardoor gesteld kan worden dat het huidige model incompleet en overconservatief is. Het is van belang om een onderscheid te kunnen maken tussen opbollen en opbarsten voor de beoordeling van dijken. Methode Tijdens het afstudeeronderzoek is een conceptueel model ontwikkeld, waarbij het probleem is opge- deeld in twee richtingen: water en grond. Voor het eerste deel van het probleem is een 2D geohydrologisch model op basis van de eindige 21 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Het fenomeen uplift vertaalt zich naar het Nederlands naar het opdrijven, opbollen en/of opbarsten van de deklaag achter een (rivier)dijk. Het bezwijken van de deklaag door uplift kan als inleidend mechanisme voor piping en heave leiden tot algeheel dijkfalen. Het gedrag van de deklaag tijdens deze conditie is complex. Uplift wordt nu getoetst aan de hand van het verticaal evenwicht en bij het faalmechanisme interne erosie wordt aangenomen dat scheuren ontstaan in de deklaag wanneer niet wordt voldaan aan het verticaal evenwicht. Dit artikel bevat een voorstel voor het verbeteren van de beoordeling van de sterkte van de deklaag. Uplift kan beter opgedeeld worden in twee delen: opdrijven en opbarsten. Opbarsten wordt dan beschreven door het bezwijken op trek- of schuifscheuren. SAMENVATTING Figuur 2 – Ver t icaal evenw icht bij de teen van de dijk. Figuur 3 – Opgebolde deklaag. Figuur 4 – Opgebarsten deklaag. Vergelijking 1 Ta bel 1 – Symbolen bij vergelijkingen. Ta bel 2 – Invoerparameters voor doorsnede van project WAM - Effectieve trekcapaciteit of treksterkte aangenomen als de helft van de waarde voor de effectieve cohesie volgens Bagge (1985) - Overige geotechnische parameters uit Hertogh et al. (2018) en Kwakman (2019) - Dempingsfactor r exit berekend volgens de methode uit TRWD (TAW, 2004) differentiemethode gebruikt. In dit stationaire model zijn de rivierwaterstand en de waterstand in het verre achterland de randvoorwaarden. Het veld van de doorlatendheid is gebaseerd op de geometrie van de dijk en de grondlaagopbouw. In dit veld is een bepaalde lengte gekozen als opdrijf- zone, in deze zone zit een waterlens tussen de deklaag en de watervoerende laag met een zeer hoge doorlatendheid, zoals te zien in figuur 5. In dit 2D geohydrologisch model is de opdrijflengte gekozen, maar is in werkelijkheid afhankelijk van de leklengte. In figuur 6 is het resultaat gevisualiseerd, waarin de potentiaallijnen zijn weergegeven. In de opdrijfzone is in de waterlens de druk constant. Hoe langer de opdrijfzone gekozen is, hoe lager de druk in de opdrijfzone is. Via het model valt te achterhalen welke druk er heerst in de waterlens en dit geeft ons de belasting van het probleem. Voor het tweede deel van het probleem is gebruik gemaakt van Plaxis 2D; een geotechnisch model gebaseerd op de eindige elementen methode. De opgedreven deklaag is geschematiseerd als een ingeklemde balk, weergegeven in figuur 7. De inklemming is in Plaxis ingevoerd, waarbij bij de verticale uiteindes verplaatsingen in x- en y-richting niet toegestaan zijn. Met de druk gevonden bij het geohydrologisch probleem kan getoetst worden welk gedrag de als balk geschematiseerde deklaag vertoont, dat wil zeggen of en hoe de deklaag bezwijkt. Als voorbeeld is in figuur 8 de relatieve schuifsterkte op het moment van bezwijken weergegeven. Scheurvorming Het bezwijken van de deklaag wordt gedefinieerd als een doorgaande scheur, dit is het uittredepunt. Deze scheurvorming is beoordeeld aan de hand van de eerste twee breuk modi: breuk gebaseerd op trek en op afschuiving. Hieronder zullen beide typen scheuren worden toegelicht, zie ook figuur 9, evenals de gevonden bijbehorende criteria. TREKSCHEUREN Een trekscheur ontstaat doordat de trekcapaciteit van het materiaal is bereikt. Bros gedrag ontstaat bij bezwijken bij trekspanningen in cohesieve gronden onder een snelle belasting. Voor een deklaag is het bereiken van de trekcapaciteit pro- blematisch, als dit aan de onderkant van de deklaag ontstaat. Hier zijn de initiële spanningen relatief hoog en een beginnende scheur zal zich vormen tot een doorgaande scheur. In het midden aan de bovenkant van de deklaag kan overigens ook een beginnende trekscheur ontstaan. Echter is deze niet problematisch, omdat het onwaarschijnlijk is dat deze scheur tot een doorgaande scheur zal leiden, vanwege de lage initiële spanningen en de toenemende spanningen naarmate de scheur vordert. Of de trekcapaciteit bereikt wordt aan de onder- kant van de deklaag, kan nagegaan worden aan de hand van de spanningstoestand met Mohr- Coulomb cirkels en spanningspaden, zie figuur 10. Bij hogere belasting zullen de Mohr-Coulomb cirkels groter worden. Wanneer de cirkel de Mohr- Coulomb omhullende raakt, zal de onderkant van de deklaag de schuifcapaciteit bereiken. De trek- capaciteit is bereikt als de kleine hoofdspanning (!3) gelijk is aan de maximale treksterkte. Wanneer dit gebeurt aan de onderkant van de deklaag, zal de scheur doorgaan door de rest van de deklaag. Een criterium voor de minimale dikte waarbij geen trekscheuren optreden is opgenomen in 22 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 6 – Potentiaal lijnen als resultaat van het FD model. De onderste figuur is een detail van het bovenste figuur. Figuur 7 – Schematisatie opgedreven deklaag als ingeklemde balk. Figuur 8 – Relatieve schuifsterkte op het moment van falen. Figuur 5 – Waterdoorlatendheidsveld en randvoorwaarden van geohydrologisch FD model. vergelijking 2. Deze is gevonden op basis van Mohr- Coulomb, met de aanname dat de spanningspaden verticaal lopen, omdat de deklaag licht overgecon- solideerd zal reageren. Bij deze dikte van de dek- laag zal precies de waarde van de kleine hoofd- spanning ( !3) de maximale treksterkte zijn. Bij een grotere dikte van de deklaag dan de uitgerekende Dcover zal de schuifsterkte eerder dan de treksterkte worden bereikt, en zal in de deklaag geen door- gaande trekscheuren optreden. Vergelijking 2 SCHUIFSCHEUREN Een schuifscheur ontstaat als de afschuifcapaciteit over de gehele dikte van de deklaag is bereikt. Deze hangt af van de lengte van de opdrijfzone en de overdruk in de waterlens. De lengte van de opdrijf- zone is afhankelijk van de leklengte, en is op basis van expert judgement aangenomen op een kwart van de leklengte. De wateroverdruk is op basis van de 2D geohydrologische analyses aangenomen als de gemiddelde druk over de lengte van de opdrijfzone onder niet-opgedreven condities. Deze waarde is analytisch te achterhalen via de Dupuit- vergelijkingen. De beoordeling op het ontstaan van schuifscheuren berust op een 2D verticaal evenwicht, die de schuifsterkte van de deklaag meeneemt. Met een eerste inschatting dat de opdrijfzone ongeveer een kwart is van de leklengte van het achterland, is een criterium voor de mini- male dikte tegen schuifscheuren gevonden, zie vergelijking 3. Voor een uitgebreide toelichting van de onderstaande vergelijkingen wordt verwezen naar pagina 38 van de MSc thesis. Vanuit de theorie: Voorgesteld model In het afstudeeronderzoek wordt voorgesteld uplift te splitsen in twee delen: het al bestaande deel opdrijven en het aanvullende deel opbarsten. De eerste stap, het opdrijven, is gebaseerd op het verticaal evenwicht. Indien dit verticale evenwicht niet voldoet, wordt opbarsten beoordeeld door te toetsen of er trek- of schuifscheuren ontstaan. Wanneer het ontstaan van scheuren met voldoende zekerheid is uit te sluiten, zal de deklaag niet opbarsten, maar slechts opbollen. In dit geval kan ondanks het opdrijven geen uittredepunt ontstaan. Het optreden van heave en piping is daarmee uitgesloten. In de praktijk: Case WAM Als voorbeeld is de uitwerking voor een bestaande doorsnede binnen het dijktraject Wijk bij Duur- stede – Amerongen (WAM) opgenomen. Het ligt aan de noordoever van rivier de Nederrijn en maakt deel uit van normtraject 44-1. De grondopbouw in het achterland is geïllustreerd in figuur 11. In de doorsnede is sprake van een 6 m dikke deklaag. Voor de overige parameters wordt ver w ezen naar tabel 2. Het verticaal evenwicht bij WBN bedraagt semiprobabilistisch 1,26 bij een eis van 1,78 vol- gens OI2014. Het doel is hier om uplift probabilis- tisch te toesten aan de twee deelmechanismes: het reeds bestaande opdrijven en het nieuwe aanvul- lende opbarsten. Voor deze locatie geldt een veiligheidsnorm, die uitgedrukt in de betrouwbaarheidsindex "= 5.03 bedraagt. Voor het opdrijven is volgens vergelijking 1 getoetst, en hiervoor is "= 4.52 gevonden. Het scheuren van de deklaag is getoetst met de proba- 23 GEOTECHNIEK JUNI 2021 Figuur 9 – Scheurvorming tijdens opdrijfcondities. Vergelijking 3 Waarin Vergelijking 4 Vergelijking 5 Figuur 11 – Grondopbouw ter hoogte van de binnenteen bij een doorsnede van project WAM (Hertogh et al., 2018). Figuur 10 – Spanningstoestand tijdens scheurvorming. De zwarte punten aan de toppen van de Mohr cirkels geven de spanningspaden weer. bilistische vergelijkingen voor trekscheuren (verge- lijking 4) en voor schuifscheuren (vergelijking 5). In dit geval blijkt dat het ontstaan van schuifscheuren normatief is, en is het resultaat "= 6.04. In deze case is het ontstaan van scheuren uit te sluiten met een voldoende mate van veiligheid ("= 6.04>5.03). Met het betrekken van de weer- stand tegen scheuren is er dus een zekere mate van winst geboekt in de toetsing van de veiligheid tegen uplift. Interne erosie kan op de beschouwde locatie uitgesloten worden. Hierbij wordt opge- merkt dat het nagaan van de veiligheid tegen uplift via het beoordelen van het deelmechanisme opbarsten vooralsnog alleen probabilistisch mogelijk is. Discussie en aanbevelingen Het huidige onderzoek is uitgevoerd met twee separate modellen (Geohydrologisch FD en Plaxis FEA), om specifieke relaties te kwantificeren. Het langer worden van de opdrijfzone onder hogere drukken is hierbij niet beschouwd. Daarnaast is aangenomen dat de deklaag volledig ongedrai- neerd reageert en dat de deklaag een uniforme dikte heeft. Als volgende verbetering voor het beschrijven van het gedrag van de deklaag wordt de invloed van tijdsafhankelijkheid aanbevolen, alsmede het valideren van het huidige voorstel om de sterkte tegen scheuren te beoordelen. Verder onderzoek is nodig voor de bepaling van de opdrijf- lengte en het beschouwen van 3D effecten. Uiteindelijk valt aan te bevelen om het aanvullende deelmechanisme aan het Beoordelings- en Ont- werpinstrumentarium (BOI) toe te voegen, omdat de huidige beoordelingsmethode van uplift op basis van 1D verticaal evenwicht incompleet is. Ook is er naast de voorgestelde probabilistische benadering een semi-probabilistische methode gewenst, inclusief een kalibratie voor de gewenste veiligheidsfactoren voor het aanvullende deel- mechanisme opbarsten. De MSc thesis is online in te zien via: http://resolver.tudelft.nl/uuid:db771c4a -a31e-46a0-ac48-5e2469197e91. Literatuur – Bagge, G. (1985). Tension cracks in saturated clay cuttings. In International conference on soil mechanics and foundation engineering. 11, pages 393–395. – Calle, E. O. F. (2002). Dijkdoorbraakprocessen: Beschrijving, doorbraakprocessen en reststerkte. – Hertogh, K. K., Stellema, G. A. M., and Geurtjens, H. M. (2018). Grondonderzoek Sterke Lekdijk Wijk bij Duurstede - Amerongen (WAM): Resultaten terrein- en laboratoriumonderzoek. Wiertsema- Inpijn-Blokpoel V.O.F voor Hoogheemraadschap ‘De Stichtse Rijnlanden’. – Hoffman, C. (2019). POVM Rekentechieken - FEM Analysis of Uplift. POV-Macrostabiliteit. Project- nummer 11201267. –Kwakman, L. (2019). Beoordeling binnen- en bui- tenwaartse macrostabiliteit, Dijkversterking Wijk bij Duurstede - Amerongen. Sweco en Arcadis rap- port C03011.000750 voor Hoogheemraadschap ‘De Stichtse Rijnlanden’. – ’t Hart, R. (2018). Fenomenologische beschrijving Faalmechanismen WBI. Deltares rapport 11200. 574- 007-GEO-0005 voor Rijkswaterstaat. – TAW (2004). Technisch rapport waterspanningen bij dijken. TR26-DWW-2004-057, ISBN 90.269. 5565.3. – Tissink, A. (2015). Blaren in de berm van de livedijk. Cobouw. https://www.cobouw.nl/infra/ nieuws/2015/04/blaren-in-de-berm-van-de-live- dijk-1019876?_ga=2.111936836.1765564603. 1588758012–613152936.1588758012. – Van Hoven, A., Noordam, A., en Wiersma, A. (2019). Cluster rekentechnieken. POV-Macrostabiliteit. Projectnummer 11201267-002. ! 24 GEOTECHNIEK JUNI 2021 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 25 JAAR VAKBLAD GEOTECHNIEK! Het vakblad Geotechniek bestaat dit jaar al weer 25 jaar. Een mooie mijlpaal voor een, in mijn ogen, zeer waardevol vakblad. Ik denk dat de betekenis van ons vakblad groot is; het is niet alleen een interessant blad met geotechnische informatie over ontwerp en uitvoering van talrijke projecten, maar dient zeker ook als naslagwerk en bron van literatuur waar veelvuldig naar verwezen wordt. Ik herinner me nog goed de periode van voor die tijd; toen waren er voor het Nederlandstalige gebied eigenlijk alleen de verslagen van de symposia, die door het KIVI, de Betonvereniging en een enkele door Fugro en het toen- malige LGM werden georganiseerd. Daarin werden de lezingen, die op die bijeenkomsten werden gehouden, opgenomen. Het lastige was vooral dat je daar niet goed in kon zoeken; je moest afgaan op wat je jezelf nog herinnerde van de bijeenkomsten, voorzover je er bij was of op het geheugen van, vooral de oudere collega’s. Nu hebben we het vakblad Geotechniek daarvoor. Het is dan ook prettig dat het tegenwoordig gemakkelijker is om digitaal oude artikelen in Geotechniek terug te vinden. De eerste jaren hield dat niet over. Het belang van het kunnen terugvinden van opgedane ervaring is moeilijk te overschatten. De laatste jaren, zie je meer dan vroeger dat geotechnische ad viseurs veelvuldig van bedrijf wisselen. Dit pakt meestal gunstig uit voor de adviseur in kwestie, maar slecht voor het collectieve bedrijfsgeheugen, want er zit zeker in het, sterk op empirie gebaseerde geotech- niek veel kennis en ervaring opgeslagen in hoofden van mensen en die kennis gaat dan verloren voor het bedrijf. Daar staat natuurlijk tegenover dat als de vertrekkende adviseur wordt vervanging er weer nieuwe kennis en ervaring binnenkomt. De praktijk is echter dat meestal ervaren geotechnici vertrekken en er jonge, nog relatief onervaren voor in de plaats komen. Het is dus een groot goed om kennis en ervaring in de geotech- niek vast te leggen door veel te publiceren en dus ook daarom is het vakblad Geotechniek van veel waarde. Een ander punt in het collectieve bedrijfsgeheugen, dat tot nu toe echter moeilijk wordt overgenomen door publicaties, ook in Geotechniek, zijn de negatieve ervaringen, als er dus dingen niet goed gingen en er fouten zijn gemaakt. Ik lees nog weinig in ons vakblad van ervaringen waar dingen mis gingen. En het is natuurlijk een oud gezegde dat je van je fouten het meeste leert, (en ook van andermans fouten). Dus ik wil een lans breken voor nog wat meer artikelen van dingen die niet goed gingen. Ook is de hoeveelheid werk die het in de lucht houden van het blad vraagt, moeilijk te overschatten. Dankzij de uitgever, Robert Diederiks, de zeer vele adverteerders en sponsors en vooral dankzij het werk van de redactie is dat gelukt, gedurende 25 jaar. Ik wil daarbij één persoon in het bijzonder noemen en in het zonnetje zetten. Geerhard Hannink heeft jaren lang als hoofdredacteur een enorme effort geleverd aan het succes van ons vakblad. Ik denk dat de geotechnische gemeenschap in Nederland en Vlaanderen hem daarvoor zeer erkentelijk is. Frits van Tol, em. Funderingstechniek TU-Delft 19 JUNI 2021 GEOTECHNIEK Vraagstuk C: Grachtenpanden langs de kademuur (35 punten) (Zie figuur 1) Een oude metselwerk kademuur op houten palen (1) dient te worden vervangen. Hierin zitten name- lijk grote scheuren en is scheef gezakt door de te groot geworden bomen (2). Voor deze renovatie- werkzaamheden dient een nieuwe stalen damwand (3) voor de oude metselwerk kademuur in de gracht (4) te worden aangebracht. Daarna wordt het maai- veld achter de kademuur ontgraven tot NAP -2,0m (rode lijn 5). Hierbij dient rekening gehouden te worden met monumentale elementen, zoals een pand gefundeerd op palen (6), een pand gefun- deerd op staal (7) en een oude boomgaard (8). Onderstaande figuur 1 is een schematische weer- gave. In tabel 1 zijn de gegevens weergegeven. Vraag 1 (3 punten) In de gracht voor de bestaande metselwerk kademuur dient een nieuwe stalen damwand (3) te worden aangebracht. Ten aanzien van de invloed op de omgeving (monumentale elementen) dienen bij het aanbrengen van de nieuwe stalen dam- wanden eisen gesteld te worden aan uitvoerings- wijze, beschrijf deze eisen kort. Vraag 2 (3 punten) De bouwput dient in den droge te worden ontgraven tot NAP -2,0 m. Geef aan met hoeveel de grond- waterstand verlaagd dient te worden in m en in m t.o.v. NAP. Vraag 3 (3 punten) Een grondwateronttrekkingsvergunning wordt door het Waterschap geweigerd. Geef aan op welke gronden een dergelijke vergunningen, voor de hier beschreven situatie, kunnen worden geweigerd. Vraag 4 Om het horizontaal toestromen van grondwater uit zand 1 te voorkomen wordt besloten om een hulpdamwand (9) tussen de ontgraving en de monumentale panden te installeren. Geef het volgende kort aan: a) Tot welke diepte in m t.o.v. NAP dient de onder- zijde van de hulpdamwand te reiken en waarom? (3 punten) b) Geef aan hoe men de grondwaterstand ter plaatse van de monumentale elementen kan con- troleren om aan te tonen dat deze niet beïnvloed wordt door de bouwput. (4 punten) c) Geef aan hoe men de grondwaterstand ter plaatse van de monumentale elementen kan beheersen indien lekkage optreedt. (4 punten) Vraag 5 (4 punten) Kan door de toepassing van de hulpdamwand de bouwput droog ontgraven worden? Zo nee, de gracht staat in verbinding met een sluis, deze kan tijdelijk het waterpeil van de gracht ver- lagen. Tot welk niveau in m en in m t.o.v. NAP dient het waterpeil in de gracht verlaagd te worden? Vraag 6 Indien er geen sprake meer is van opbarsten van de bouwputbodem, dan zal er toch nog water door de kleilaag omhoog in de bouwput stromen. a) Bereken het debiet in m 3/dag dat door de kleilaag in de bouwput terecht komt. (5 punten) b) Op welke wijze komt er nog meer water de bouwput in? (3 punten) c) Welk type bemaling kan worden toegepast? (3 punten) 16 GEOTECHNIEK JUNI 2021 VRAAG & ANTWOORD CGF 1 EXAMENVRAAG C – J ULI 2020 VRAAG & ANTWOORD Grondsoort Diepte [m NAP] Toelichting !! nat kv Van Tot kN/m 3 kN/m 3 m/s Zand 1 Mv = 0,0 -2,5 Mv = Maaiveld 17 20 - Klei -2,5 -4,0 16 16 1x10 -7 Zand 2 -3,0 En dieper Grachtbodem 18 20 - -4,0 En dieper T.p.v. maaiveld Overige gegevens Grondwaterstand NAP -0,5m: verloopt hydrostatisch naar de diepte Ontgraving NAP -2,0m Bouwput Lengte = 50m, Breedte = 10 m Ta bel 1 – Gegevens Figuur 1 – Schematische situatie (niet op schaal).

Jaargang 25, 2021 - nummer 1

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. Inleiding Voor de geotechnische adviesprak tijk is het zo accuraat mogelijk voorspellen van de grondresponse als resultaat van een belastingverandering van groot belang. Op dit moment kunnen in gangbare numerieke codes alleen de geïdealiseerde gedraineerde en ongedraineerde situaties worden gesimuleerd, terwijl de natuurlijke response significant anders kan zijn. Een grondige analyse van proefresultaten van geavanceerd experimenteel onderzoek is daarom voor de geotechnisch adviseur van onschat- bare waarde om een project-specifiek ontwerp zo adequaat mogelijk te kunnen schematiseren. In dit artikel wordt specifiek ingegaan op het kenmerkende grondgedrag bij belasten en ont- lasten in een triaxiaalproef met ongedraineerde randvoorwaarde op licht tot matig overgeconsoli- deerde Eemklei. Er is sprake van een kenmerkend verschil in grondgedrag ten opzichte van een geïdealiseerde isotrope response, voor licht- tot matig overgecon- solideerde gronden bij belasten en ontlasten, waarbij de stijfheid van het korrelskelet en de response van de wateroverspanningen dominant zijn in het resulterende grondgedrag. Na een korte theoretische uiteenzetting zal aan de hand van geanonimiseerde proefresultaten, afkomstig van geavanceerde grondonderzoeken uitgevoerd voor de realisatie van diepe bouw- putten in Nederland, de ontwikkeling van de waterspanningen tezamen met het kenmerkende gedrag worden besproken. Theorie WATERSPANNINGSCOEFFICIENTEN A EN B Door Skempton (1948, 1954) zijn de waterspan- ningscoëfficiënten A en B geïntroduceerd conform vgl. (1) die, afhankelijk van de verandering in totale verticale en horizontale hoofdspanningen !"1 en !"2=!"3, in een verzadigde ongedraineerde triaxiaalproef vanaf een isotrope spanningstoestand resulteert in een geïdealiseerde trend van de gege- nereerde wateroverspanningen !u tot aan de bezwijklijn. Herformulering van vgl. (1) in het p-q vlak (Verruijt, 1993) resulteert in vgl. (2). 1 2 Vo lgens Henkel (1960) kan de verandering van de waterspanning voor verzadigde grond worden geformuleerd conform vgl. (3), waarin # een waterspanningsratio is. Voor de triaxiaalproef met !"2=!"3 kan vgl. (3) vereenvoudigd worden tot vgl. (4), waarin !$oct de deviatorspanning is in de hoofdspanningsruimte. De waterspannings- ratio #geeft het aandeel van de verandering van de deviatorspanning aan in de verandering van de waterspanning. 3 4 24 GEOTECHNIEK KENMERKEND GRONDGEDRAG BIJ BELASTEN EN ONTLASTEN VAN EEMKLEI IN EEN ONGEDRAINEERDE TRIAXIAALPROEF MAART 2021 Ir. J.W. BosschaartArthe Civil & StructureB.V. Ingenieursbureau MUC Ir. F.A.J.M. MathijssenBoskalis, Technische Universiteit Delft, CiTGCorresponderend auteur: Francois.Mathijssen@Boskalis.com Figuur 1 – Geïdealiseerde spanningspaden voor gedraineerde en ongedraineerde isotroop geconsolideerde triaxiale compressieproeven (Naar: Fig. 9 – Bishop & Henkel, 1972; Fig. 2.15 – Leroueil, Magnan, Tavenas, 1990). 25 GEOTECHNIEK MAART 2021 SAMENVATTING De resultaten van 27 ongedraineerde en 2 gedraineerde triaxiaalproeven op licht tot matig overgeconsolideerde Eemklei, waarbij axiale en radiale spannings- veranderingen zijn opgelegd, zijn gepresenteerd en op hoofdlijnen geanaly- seerd. De waterspanningsratio #geeft het aandeel van de waterspannings- verandering als functie van de incrementele deviatorspanningsverandering weer. De waarden bij bezwijken versus OCR zijn in lijn met ervaringsgegevens. Het effectieve spanningspad volgend uit ongedraineerde proeven is bij CIUAC-proeven overeenkomstig aan constant volume contouren bepaald met gedraineerde triaxiaalproeven. Bij zowel axiale extensie als radiale span- ningsverandering wijkt het waargenomen gedrag duidelijk daarvan af, wat mogelijk veroorzaakt wordt door een koppeling tussen anisotrope plasticiteit en elasticiteit binnen de corresponderende vloeicontour. Gelijkstellen van vgl. (2) aan vgl. (4) voor verzadigde grond (B=1) resulteert in de relatie tussen water- spanningscoëfficiënt A en waterspanningsratio #, zoals weergegeven in vgl. (5). Er dient benadrukt te worden dat de waterspannings- ratiovolgens vgl. (5) een secant-functie betreft van de verhouding van de spanningsincrementen (!u-!p)/!$oct. Door Skempton (1954) is vastgesteld dat voor een situatie waarvoor geldt dat A= 1/3, de waterspan- ningsverandering alleen wordt bepaald door de verandering van isotrope totaalspanning !p. Uit vgl. (5) volgt dat voor A= 1/3 geldt dat #= 0. 5 In het geval van een opgelegde ongedraineerde randvoorwaarde in een triaxiaalproef is er geen uit- wisseling van poriënwater uit het grondmonster met de omgeving. Molenkamp et al. (2014) hebben uiteengezet dat, voor een samendrukbaar korrelmateriaal, de inter- granulaire spanningstensor "* volgens Bishop (1959) weergegeven in vgl. (6), waarin I de twee- deorde isotrope tensor is, overeenkomt met de effectieve spanningstensor conform Terzaghi (1943). In vgl. (7) is, in navolging van Skempton (1960), de relatie tussen de incrementele volume- rek !%vol, de incrementele effectieve gemiddelde normaalspanning !~"’ (ook wel Biot spanning genoemd) en de incrementele intergranulaire gemiddelde normaalspanning !"* uiteengezet. Hierin is C cde compressibiliteit van het korrelskelet en C sde compressibiliteit van het korrelmateriaal. 6 7 In vgl. (8) is de originele formulering van de water- spanningscoëfficiënt B volgens Skempton (1954) herschreven in analogie met Verruijt (1982) waarin, bij het bepalen van de compressibiliteit ten gevolge van verandering van intergranulaire spanning, de effecten van spanningsconcentraties nabij de con- tactpunten zijn verwaarloosd. Hierin is de compres- sibiliteit van water aangegeven met C wen de porositeit met n. 8 Voor de situatie waarbij zowel het water nagenoeg onsamendrukbaar is (C w 0) en de compressibiliteit van het korrelskelet niet verwaarloosbaar is (Cc>Cs>> 0), kan worden herleid dat de B-factor groter kan zijn dan 1. KARAKTERISTIEKEN VAN SPANNING-REK GEDRAG VAN WATERVERZADIGDE KLEI In lijn met de kritieke dichtheidstheorie zoals uiteengezet door Schofield & Wroth (1968) is in figuur 1 een geïdealiseerde samenhang van het geotechnisch raamwerk weergegeven voor water- verzadigde isotroop geconsolideerde ongedrai- neerde triaxiale compressieproeven (CIUTC) op klei, waarbij gebruik is gemaakt van het werk van Bishop & Henkel (1972) en Leroueil, Magnan & Tave n a s ( 1 9 9 0 ) . In de opeenvolgende deelfiguren zijn de spannings- paden (a), het spannings-rekverloop (b), de com- pressibiliteit in het e-p`diagram (c), de verandering in poriëngetal e als functie van de axiale rek- ontwikkeling %a (d) en de waterspanningscoëffi- ciënt bij bezwijken A fals functie van de isotrope spanning p` (e) weergegeven. Voor de eenvoud worden alleen de elasto-plasti- sche eigenschappen van de klei beschouwd, waarbij o.a. de effecten van viscositeit zijn weg- gelaten. Om de belangrijkste karakteristieken te kunnen duiden zijn in figuur 1 vier geïdealiseerde proefresultaten weergegeven, waarbij gedrai- neerde en ongedraineerde compressieproeven worden uitgevoerd op monsters vanuit een licht- en matig overgeconsolideerde isotrope spannings- toestand. Deze monsters bevinden zich respectie- velijk aan de contractante en dilatante kant van de kritieke dichtheidslijn. Roscoe et al. (1958) stelden vast dat een grondmon- ster onder constante schuifvervorming uiteindelijk een kritieke toestand bereikt waarbij verdere schuifvervorming mogelijk is zonder verandering van poriëngetal of effectieve spanning. De kritieke dichtheidslijn is de aaneenschakeling van proef- resultaten waarbij deze kritieke toestand is bereikt. LICHT OVERGECONSOLIDEERD GEDRAG De twee belangrijkste karakteristieken van licht overgeconsolideerd gedrag van waterverzadigde klei in triaxiale compressie betreffen het gedrai- neerde- en ongedraineerde gedrag. In figuur 1a zijn zowel het totaal spanningspad MA 1A2A3voor gedraineerd gedrag als het effectief spanningspad MC 1C2C3voor ongedraineerd gedrag weergegeven in het vlak van effectieve isotrope spanning p`en deviator spanning q, uitgedrukt door p` = ( !`a+2 !`r)/3 en q = ( !`a+!`r), beiden in axiale en radiale effectieve spanningen !`aen !`r respectievelijk. Voor het gedraineerde gedrag zijn de verandering van effectieve spanningen gelijk aan de veran- dering van totaal-spanningen. De effectieve bezwijktoestand A 3ligt op de kritieke dichtheids- lijn in figuur 1a. in figuur 1b is de deviatorische spanning weergegeven versus de axiale rek "a. Het bijbehorende volume-veranderingspad MA 1A2A3 is weergegeven in figuur 1c. Wanneer ongedraineerde triaxiale compressie wordt toegepast na isotrope consolidatie tot toestand M, ontstaat in figuur 1a het effectieve spanningspad in de vorm van kromme MC 1C2C3 naar links met effectief spanningspunt C 3op de kritieke dichtheidslijn. De waterspanning u is gelijk aan het verschil in isotrope spanning tussen het totaalspanningspad A 1...A 3en effectief span- ningspad C 1…C 3. Het bijbehorende deviato risch spanning-rek gedrag en het volume-veranderingspad zijn weergegeven in figuur 1b en 1c respectievelijk. De ongedrai- neerde conditie samen met de hoge isotrope stijfheid van zowel het verzadigende poriënwater als de kleideeltjes maken de volumeverandering praktisch nul, zodat in figuur 1c het volume-veran- deringspad C 1... .C 3praktisch horizontaal is. Voor de volledigheid is eveneens het ongedrai- neerde spanningspad voor een isotrope normaal geconsolideerde spanningstoestand weergegeven in figuur 1a met de kromme startend in punt M, waarbij punt N gelegen is op de kritieke dichtheids- lijn. In dit geïdealiseerde gedrag is het effectief spanningspad identiek is aan constant volume con- touren bepaald met gedraineerde triaxiaalproeven. Er is derhalve geen volumeverandering bij opge- legde schuifvervorming (figuur 1d), terwijl de isotrope stijfheid substantieel lager is (figuur 1b). MATIG OVERGECONSOLIDEERD GEDRAG In figuur 1c wordt tevens het gedrag tijdens het gedraineerde isotrope ontlastingspad MB 1be- schouwd, leidend tot een monster met een isotrope overconsolidatie ratio MO/B 1O. De over-gecon- solideerde toestand B 1is het beginpunt van zowel het gedraineerde als ongedraineerd totale triaxiale compressie pad, weergegeven in figguur 1a. Figuur 1a toont de gedraineerde pieksterkte van effectieve spanningstoestand B 2op de effectieve pieksterkte lijn voor overconsolidatie, terwijl de ef- fectieve bezwijktoestand B 3voor uniforme grote vervorming op de kritieke dichtheidslijn ligt. Het deviatorisch spanning-rek gedrag met pieksterkte B2en bezwijksterkte voor grote vervorming B 3zijn weergegeven in figuur 1b. Het bijbehorende vo- lume-veranderingspad MB 1B2B3is weergegeven in figuur 1c, waarin de pieksterkte toestand B 2is weergegeven in het dilatante gebied onder de kri- tieke dichtheidslijn en de bezwijktoestand voor grote vervorming, terwijl B 3op de kritieke dicht- heidslijn ligt. Vo o r o n g e d r a i n e e rd e t r i a x i a l e co m p res s i e v a n d e overgeconsolideerde klei, te beginnen bij de iso- trope spanningstoestand D 1, bereikt het effectieve spanningspad in figuur 1a eerst de minimale iso- trope spanningstoestand in de nabijheid van de kri- tieke dichtheidslijn, vervolgens wordt in het dilatante gebied onder de kritieke dichtheidslijn (zie figuur 1c) de effectieve piektoestand D 2gepas- seerd om tenslotte toestand D 3voor grote door- gaande vervorming te bereiken op de kritieke dichtheidslijn. Het bijbehorend deviatorisch spanning-rek gedrag in figuur 1b begint met de relatief stijve vervorming tot de ongedraineerde pieksterkte toestand D 2en eindigt met de geleidelijke benadering van de sta- tionaire toestand D 3met grote doorgaande vervor- ming. In figuur 1c valt op, dat ook voor dit ongedraineerde gedrag het overeenkomstig vo- lume-veranderingspad MD 1D2D3een praktisch ho- rizontale lijn betreft met toestanden D 1en D 2in het dilatante gebied onder de kritieke dichtheidslijn en D3op de kritieke dichtheidslijn. Uit de schematische weergave van 1e kan worden opgemaakt dat de waterspanningscoëfficiënt bij bezwijken A f!1 op de NC-lijn ( #f=(2/3)/ "2!0.47), maar substantieel lager is voor OCR >1. Door het gebruik van de waterspanningsratio # (Henkel, 1960) kan er direct inzicht worden verkregen in de relatie tussen de deviatorspanning en de gegenereerde waterspanningen. De relatie tussen de waterspanningsratio #en de waterspannings- coëfficiënt A is weergegeven in vgl. (5). In navol- ging van de standaardwerken van Schofield & Wroth (1968) en S ˘uklje (1969) kan worden gecon- cludeerd dat grondgedrag zich laat representeren in reologische modellen van de vorm zoals weerge- geven in vgl. (9). 9 In dit grondgedragsmodel zijn de effectieve spanning "’, de effectieve spanningsverandering ". ’, de porositeit nen de verandering daarvan n.de primaire parameters. Bovendien zijn voor dit grondgedragsmodel de bezwijkomhullende bij compressie en extensieproeven met gedraineerde en ongedraineerde randvoorwaarde gelijk. PRESENTATIE RENDULIC SPANNINGSVLAK In een standaard triaxiaalproef worden alleen axiaal symmetrische belastingen opgelegd. Bij de presen- tatie van de proefresultaten worden in navolging van Henkel (1959) de axiaal symmetrische belas- tingen in een zogenaamd Rendulic spanningsvlak weergegeven, zijnde langs de verticale as de axiale effectieve spanning "’aen langs de horizontale as de radiale effectieve spanning "’r vermenigvuldigd met "2. In figuur 2 zijn de gedraineerde spanningspaden die kunnen worden doorlopen in een triaxiaalproef weergegeven d.m.v. rechte stippellijnen. Als voorbeeld van ongedraineerde spanningspaden fungeren de indicatieve doorgetrokken krommen voor isotrope Weald Clay met verschillende gepre- pareerde overconsolidatie ratio’s (OCR = "’p/"’v0). Hierin is de maximale isotrope consolidatie- spanning en "’v0 de actuele effectieve verticale spanning. Bij gedraineerde proeven die axiaal worden belast of ontlast bij gelijkblijvende radiale effectieve spanning is er sprake van een verticale response in het Rendulic spanningsvlak. Bijgevolg geldt dat bij gedraineerde proeven die radiaal worden belast of ontlast, dat bij gelijkblijvende axiale effectieve spanning er sprake is van een horizontale response in het Rendulic spanningsvlak. In het overeen- komstige Rendulic vervormingsvlak is er sprake van respectievelijk een voornamelijk verticale en hori- zontale grondresponse. Daarentegen staat de geïdealiseerde ongedraineerde response, na het bereiken van een isotrope consolidatiespanning ("’a="’r), loodrecht op dit lijnstuk. In het geval er gedurende het aanbrengen van de verschilbelas- ting geen verandering in effectieve spanningen optreedt, zal dit lijnstuk continue worden gevolgd tot aan de bezwijklijn. In de doorgetrokken lijnen in figuur 2 zijn typische ongedraineerde proefresul- taten weergegeven voor isotrope Weald Clay met variërende OCR, waarbij het verloop toestands- afhankelijk is en per grondsoort kan verschillen. Proefresultaten INLEIDING In deze paragraaf worden verschillende proefresul- taten in geanonimiseerde vorm weergegeven. Deze proefresultaten zijn door verschillende geotechni- sche laboratoria uitgevoerd ten behoeve van de realisatie van diepe bouwputten. De grondmonsters bestaan allen uit licht tot matig overgeconsolideerde cohesieve gronden, namelijk: Glaciale klei/ Eemklei/ Oude zeeklei en leem met een verzadigingsgraad na consolidatie van B ! 0,98. Alle proeven zijn door kundige laboranten uitge- voerd in geavanceerde triaxiaalopstellingen waarin spanningspadcontrole (Menzies, 1988) met vol- doende betrouwbaarheid kon worden opgelegd. Voor twee specifieke proeflocaties P en Q zijn verschillende typen geavanceerde triaxiaalproeven uitgevoerd die eerst per locatie in algemene zin en vervolgens per beproefde belastingrichting (axiaal of radiaal) nader worden besproken. In figuur 3 zijn voor proeflocatie P verschillende proefresultaten op grondmonsters van Eemklei van vergelijkbare diepte en met eenzelfde spannings- historie weergegeven. Voor deze proeflocatie zijn zes axiale compressie- proeven uitgevoerd met ongedraineerde randvoor- waarde, bestaande uit drie anisotroop geconso- lideerde enkeltraps proeven (P(A1 – A3)-CAUAC) en drie isotroop geconsolideerde enkeltraps proeven (P(B1 – B2)-CIUAC). In alle gevallen wordt de bezwijklijn voor axiale compressie benaderd of gepasseerd door dilatantiecapaciteit (Muir Wood, 1990). Ter indicatie is de bezwijkomhullende behorende bij &’=33 0weergegeven. Uit de gepresenteerde grondresponse van de onge- draineerd uitgevoerde proeven kan worden vast- gesteld dat er een kenmerkend verschil is tussen de anisotroop en isotroop geconsolideerde proeven. 26 GEOTECHNIEK MAART 2021 Figuur 2 – Gedraineerde spanningspaden en indicatieve ongedraineerde spanningspaden voor isotrope Weald Clay met variërende OCR (Naar: Fig. 4 – Henkel, 1959). Alleen de isotroop geconsolideerde proeven vol- doen aan het principe van Rendulic, schematisch weergegeven in figuur 2. Volgens Rendulic (1937) wordt bij ongedraineerde triaxiaalproeven een plastische grondresponse verondersteld resul- terend in een effectief spanningspad dat samenvalt met constant volumecontouren volgend uit gedrai- neerde triaxiaalproeven. In figuur 3 zijn tevens zeven anisotroop geconsoli- deerde radiale compressieproeven (CAURC) gepre- senteerd waarvan de grondresponse van alle proefresultaten een vergelijkbaar verloop hebben voor vergelijkbare range van OCR. Er moet echter wel worden geconstateerd dat de resulterende grondresponse van de radiaal belaste ongedrai- neerde proeven veel horizontaler verlopen vanaf het consolidatiepunt naar de bezwijklijn. De aniso- troop geconsolideerde axiaal belaste proeven tonen een initieel verticaler verloop. Hier wordt later in dit artikel nader op teruggekomen. In figuur 4 zijn voor proeflocatie Q verschillende proefresultaten op grondmonsters van eveneens Eemklei van vergelijkbare diepte en met eenzelfde spanningshistorie weergegeven. Voor proeflocatie Q zijn drie anisotroop geconsoli- deerde enkeltraps proeven (Q(A1 – A3)-CAUAE) uitgevoerd. Verder zijn er drie isotroop gecon- solideerde enkeltraps radiale extensieproeven (Q(B1 – B3)-CIURE) en drie anisotroop gecon- solideerde enkeltraps radiale extensieproeven (Q(C1 – C3)-CAURE) uitgevoerd. Zowel de isotroop als anisotroop geconsolideerde radiale extensie- proeven hebben een vergelijkbare grondresponse, maar voldoen niet aan het principe van Rendulic. AXIALE BELASTINGVERANDERING In figuur 5 zijn alle proeven van de locaties P en Q weergegeven, zoals eerder gepresenteerd in respectievelijk figuur 3 en 4, waarbij een axiale spanningsverandering is opgelegd, tezamen met enkele aanvullende proeven van andere proef- locaties. Bij de isotroop geconsolideerde proeven P(B1)- CIUAC, P(B2)-CIUAC en P(B3)-CIUAC voldoet de ini- tiële grondresponse aan de geïdealiseerde haakse oriëntatie, zoals deze volgens het principe van Ren- dulic verwacht mag worden (figuur 2). Daarentegen is er sprak e van een van dat principe afwijkende grondresponse met een consistente oriëntatie van de anisotroop geconsolideerde proe- ven. Er dient benadrukt te worden dat bij geen van de proeven sprake is van een volledig gedraineerde response conform Henkel (1959), aangezien er dan sprake zou zijn geweest van een zuiver verticale grondresponse in het Rendulic spanningsvlak. Verd er geef t de overeenkomende trendmatigheid in het verloop van de response voor alle tien aniso- trope proeven bestaande uit zowel compressie als extensieproeven geen aanleiding om te twijfelen aan de correctheid van alle proeven. To c h i s e r s p r a k e v a n e e n k e n m e r k e n d v e r s c h i l i n d e helling van de grondresponse ten opzichte van de consolidatie-as tussen de isotroop en de anistroop geconsolideerde enkeltraps proeven. Hier wordt later in de paragraaf discussie op teruggekomen. In figuur 6 is de ontwikkeling van de waterspan- ningsratio # versus de genormaliseerde axiale effectieve spanning voor de axiaal belaste en ont- laste triaxiaalproeven uit figuur 5 weergegeven. Zoals volgt uit vgl. (5), geldt voor een waarde van de waterspanningscoëfficiënt A f= 1, zoals vaak als standaardinstelling in broncodes van eindige elementencodes wordt verondersteld, voor de waterspanningsratio #f=(2/3)/ "2!0.47. Zoals uit figuur 6 valt op te maken geldt, zowel voor de ontwikkeling van de waterspanningsratio #als 27 GEOTECHNIEK MAART 2021 Figuur 3 – Proefresultaten locatie P. Genormaliseerd effectief spanningspad in Rendulic spanningsvlak voor isotroop (CIU##) en anisotroop (CAU##) geconsolideerde monsters die axiaal worden belast (AC) of radiaal worden belast (RC). Figuur 4 – Proefresultaten locatie Q. Genormaliseerd effectief spanningspad in Rendulic spanningsvlak voor isotroop (CIU##) en anisotroop (CAU##) geconsolideerde monsters die axiaal worden ontlast (AE) of radiaal worden ontlast (RE). Figuur 5 – Proefresultaten axiale spanningsverandering. Genormaliseerd effectief spanningspad in Rendulic spanningsvlak voor isotroop (CIU##) en anisotroop (CAU##) geconsolideerde monsters die axiaal worden belast (AC) of ontlast (AE). 28 GEOTECHNIEK MAART 2021 voor de waarde bij lq/p’ lmax , dat voor het gros van de proeven beslist niet aan deze voorwaarde wordt voldaan. Alleen proef P(B3)-CIUAC voldoet toeval- ligerwijs aan de geïdealiseerde normaal geconsoli- deerde randvoorwaarde. Echter, de trendmatigheid van het verloop van de waterspanningsratio #met de genormaliseerde axiale effectieve spanning komt overeen met proef- resultaten van Henkel (1956) en lijkt daarmee correct. RADIALE BELASTINGVERANDERING In figuur 7 zijn alleen die proeven uit figuur 3 en 4 weergegeven, waarbij een radiale spannings- verandering is opgelegd, aangevuld met proeven van andere proeflocaties. Er zijn bovendien twee anisotroop geconsolideerde radiale extensieproeven met gedraineerde rand- voorwaarde met variabele reksnelheid weer- gegeven. Conform verwachting (figuur 2) is er, bij een lagere axiale reksnelheid en hogere OCR (M-CADRE), sprake van een vrijwel horizontale en daarmee gedraineerde grondresponse. Het verloop van de grondresponse van alle veertien radiaal belaste triaxiaalproeven met ongedrai- neerde randvoorwaarde kenmerkt zich door een eenduidige trendmatigheid. Er is conform verwachting sprake van een elasti- scher verloop bij toenemende OCR en anderzijds een toenemende plasticiteit bij nadering van de corresponderende bezwijklijn bij compressie of extensie. De isotroop geconsolideerde radiale extensieproe- ven (Q(B1 – B3)-CIURE) hebben een initiële res- ponse die vlakker verloopt dan de anistroop geconsolideerde proeven. Alleen proef Q(B1)- CIURE bereikt de bezwijklijn, terwijl de andere proeven ruim voor het bereiken van de bezwijk- omhullende zijn gestopt. De initiële response duidt op een schijnbaar elastisch meer gedraineerde response bij een ongedraineerde proef (zie figuur 2). In figuur 8 is de waterspanningsratio #fbepaald bij lq/p’ lmax versus de overconsolidatie ratio OCR voor de verschillende proefresultaten weerge- geven, tezamen met de trendlijnen van axiale compressie- en extensieproeven voor Weald Clay en London Clay volgens Bishop & Henkel (1972). De waterspanningsratio #fbij een ongedraineerde randvoorwaarde voor een ideaal normaal gecon- solideerde grondmonster (OCR = 1) bedraagt bij de maximale effectieve hoofdspanning #f=(2/3)/ "2!0.47. D eze waarde wordt alleen bij proef P(B3)-CIUAC gevonden op het spannings- punt lq/p’ lmax waar de genormaliseerde axiale effectieve spanning gelijk is aan 1. Voor axiale compressie- en extensieproeven wordt een sterke overeenkomst gevonden tussen de proefresultaten en de experimentele data van Weald Clay en London Clay. Door het gebruik van de waterspanningsratio kan direct worden opgemerkt dat voor axiale compressie en extensieproeven afwijkende waar- den worden waargenomen waar een verandering in deviatorspanning niet resulteert in een verandering in waterspanning (hier geldt #f!0). Voor radiale compressie en ex tensieproeven wordt een veel bredere bandbreedte om eenzelfde trendmatig verloop tussen #fen OCR gevonden, alsmede enkele substantieel afwijkende waarden die hierna worden besproken. De beproeving van Q(B1)-CIURC ( #f=-1,45) is voortijdig gestopt, waardoor dit resultaat terzijde kan worden gelegd. Bij de beproeving van proef- stukken L-CAURC ( #f=-1,07) en Q(C1)-CAURC (#f=-1,95) is de radiale ontlasting ( !"r<0) voorbij de pieksterkte doorgezet, waarna er softening optreedt. De waarden van de waterspannings- ratio’s nemen gedurende de beproeving wel af. De spreiding in de resultaten van de waterspan- ningsratio voor de situaties waar geen sprake is van een deviatorspanning bij bezwijken (q f= 0) of een constante axiale totaalspanning ( !"a= 0), alsmede de ontwikkeling van deze ratio (zie figuur 6), geven onomstotelijk aan dat de water- spanningsratio enerzijds geen materiaalconstante is en anderzijds dat deze zich niet exact laat voor- spellen met ervaringsgegevens uit de literatuur (o.a. Bishop & Henkel, 1972). Discussie Uit voorgaande proefresultaten kan worden geconcludeerd dat de grondresponse bij een onge- draineerde triaxiaalproef tenminste afhankelijk is van de consolidatiespanning (isotroop/anisotroop), en de opgelegde belasting in termen van hoofd- spanningen (axiaal of radiaal). In de navolgende paragraven wordt eerst in algemene zin nader ingegaan op de constitutieve relatie tussen een ongedraineerde randvoorwaarde en geïdeali- seerd ongedraineerd gedrag. Aansluitend worden verklaringen gegeven voor de resul-terende grond- response, gevolgd door een uiteen- zetting over de mogelijkheid om accurate predicties te verkrijgen met gangbare numerieke rekenmodellen. ONGEDRAINEERDE RANDVOORWAARDE EN ONGEDRAINEERD GEDRAG Bij geïdealiseerd ongedraineerd gedrag met onsamendrukbaar water en korrels is er geen verandering van volume en is er verder geen relatieve verplaatsing van poriënwater t.o.v. het korrelskelet. Het poriënvolume en het volume van de korrels tezamen vormen het totale volume. De incrementele formulering van de volumeveran- dering en volumerek is weergegeven in respectie- velijk vgl. (10) en vgl. (11). 10 Figuur 6 – Waterspanningsratio #versus genormaliseerde axiale effectieve spanning voor isotroop (CIU##) en anisotroop (CAU##) geconsolideerde monsters die axiaal worden belast (AC) of ontlast (AE). Puntwaarden: waterspanningsratio #bij lq/p’ lmax . Figuur 7 – Proefresultaten radiale spanningsverandering. Genormaliseerd effectief spanningspad in Rendulic spanningsvlak voor isotroop (CIU##) en anisotroop (CAU##) geconsolideerde monsters die radiaal worden ontlast (RE) of belast (RC). 29 GEOTECHNIEK MAART 2021 30 GEOTECHNIEK MAART 2021 11 De verandering van de volumerek ( '% vm) van de mineralen (korrels in contact en omgeven met poriënwater) is zowel afhankelijk van de veran- dering in waterspanning ( 'u) als de verandering in effectieve isotrope spanning ( 'p’). Aangezien de volumefractie (1-n) van de korrels een factor 1/(1-n) is van het totale bulkvolume van de waterverzadigde grond, kan spanningstoename in de korrels '" min de isotrope effectieve span- ningsverandering 'p’ worden uitgedrukt conform vgl. (12). Dit resulteert in de verandering van volu- merek van de mineralen conform vgl. (13), waarin Kmde bulkstijfheidsmodulus is van de mineralen. 12 13 In algemene zin kan het korrelskelet vervormen door over elkaar heen glijden en rollen van korrels, terwijl ook vergruizing een rol kan spelen. Deze verschillende micro-mechanische mechanismen zorgen voor een onherroepelijke vervorming van het korrelskelet, terwijl door elastische vervorming ('% ve) nabij de contactpunten van de korrels er sprake van een deels omkeerbare deformatie kan zijn. Na belasten, en aansluitend ontlasten blijft de plastische rek ( '% vp) over, zodat de totale volume- verandering wordt gevonden middels vgl. (14). 14 Bij ontlasten wordt doorgaans verondersteld dat grond zich isotroop gedraagt waardoor dit aspect conform vgl. (15) kan worden geformuleerd. Herschrijven van deze uitdrukking in een verande- ring van waterspanning resulteert in vgl. (16). Hierin is K de elastische bulkstijfheidsmodulus van het korrelskelet en K wdie van het water. 15 16 Na substitutie van vgl. (6) wordt de formulering in incrementele waterspanningen volgens vgl. (17) gevonden, uitgedrukt in de verandering van de incrementele isotrope totaalspanning. 17 Na toepassing van de veronderstelling van starre korrels ( ) kan voor de waterspanningsratio #, na substitutie van vgl. (5) in vgl. (17) voor 'p=0 en B=1, de formulering conform vgl. (18) worden opgesteld. 18 Er kan nog worden opgemerkt dat de definitie van # in vgl. (18) een tangent functie is van de span- ningsincrementen '(u-p) en '$oct. Verder komen in deze vergelijking de volgende twee grootheden naar voren in de formulering, namelijk: = Plastische dilatantie als ratio van in- crementele plastische volumerek en incrementele plastische schuifspanningsrek (positief voor dilatantie en negatief voor contractie). = Plastische stijfheid als ratio van incrementele plastische schuifspanningsrek en incrementele schuifspannings- verandering (vgl. (3)). Beide grootheden kunnen direct worden gemeten, terwijl de plastische dilatantie verhouding ook nog kan worden beschreven met behulp van de “stress-dilatancy theory” (Rowe, 1962), welke complementair is aan de “critical state theory”. Hierdoor ontstaat een raamwerk, dat de waterspanningsratio van Henkel (1960) een bijna fysische basis geeft. Anisotropie en imperfecties in materiaal en belasting In figuur 5 zijn de proefresultaten weergegeven waarin een axiale spannings-verandering is opge- legd. De proefresultaten die isotroop zijn geconso- lideerd en axiaal belast (CIUAC) hebben een initiële response bij start belasten loodrecht op de conso- lidatie-as. Deze response is in overeenstemming met die voor isotrope Weald Clay (Henkel, 1959) en beide materialen gedragen zich conform het principe van Rendulic (1937), zijnde dat het effec- tieve spanningspad volgend uit ongedraineerde proeven identiek is aan constant volume contouren bepaald met gedraineerde triaxiaalproeven. Anisotroop geconsolideerde proeven die met on- gedraineerde randvoorwaarde axiaal belast (CAUAC) of axiaal ontlast (CAUAE) zijn, laten een initiële res- ponse zien die consistent een meer ogenschijnlijk gedraineerde response laten zien. Zoals in de voorgaande paragraaf aangegeven zorgt de plastische dilatantie voor een drukverandering van water binnen het monster met ongedraineerde randvoorwaarde. Voor axiale compressie- en axiale extensieproeven kan hiermee de in figuur 8 weergegeven relatie tussen #fen OCR verklaard worden. Deze proeven voldoen aldus niet aan het principe volgens Rendulic (1937). Voor axiale triaxiaalproeven op anisotrope Winnip e g Clay hebben Muir Wood & Graham (1995) eveneens aangetoond dat het waargenomen materiaal- gedrag op vergelijkbare wijze afwijkt van het principe van Rendulic. Bij nadere beschouwing van de relatie tussen de waterspanningsratio #fen overconsolidatie ratio OCR in figuur 8 voor anisotroop geconsolideerde axiale compressie- en extensieproeven kan worden geconcludeerd dat voor #f=/0 er voldoende plastische dilatantie bij bezwijken ontwikkeld is om overeenkomende waarden te genereren aan ervaringsgegevens van Weald Clay en London Clay. De proefresultaten waarbij een radiale spannings- verandering is opgelegd zijn in figuur 7 weerge- geven. Bij een opgelegde radiale belastingafname in totaalspanningen (extensieproef) is de initiële response bij een isotroop geconsolideerde proef (CIURE) meer horizontaal georiënteerd wat over- eenkomt met een schijnbaar meer gedraineerde response (zie figuur 2). Het is de verwachting dat zowel anisotropie in elasticiteit als plastische dilatantie verantwoordelijk zijn voor het waargeno- men meer elastische effectief spanningspad, wat resulteert in een afwijkende waterspanningsratio bij bezwijken #f. Vo o r d e a n i s o t ro o p g e co n s o l i d e e rd e p ro even m e t radiale belastingverandering (CAURC & CAURE) is de initiële response meer in lijn met de geïdeali- seerde isotrope response conform Henkel (1959). Figuur 8 – Waterspanningsratio versus Overcon- solidation ratio, OCR bij lq/p’ lmax . De door Muir Wood & Graham (1995) veronder- stelde koppeling tussen anisotrope plasticiteit en elasticiteit zou een passende verklaring kunnen zijn voor de mate van afwijking van anisotrope klei van een zuiver plastische response. Op basis van beschikbare literatuur over geïndu- ceerde monsterverstoring en het effect op grond- parameters en vloeicontour (o.a. Lunne et al., 1997; Muir Wood, 1990; Ladd & DeGroot, 2003) zou monsterverstoring ook van invloed kunnen zijn. De vrijheidsgraden in response tussen de richting van belastingverandering (axiaal of radiaal) en de wijze van consolidatie van de grondmonsters (iso- troop of anisotroop) kan feitelijk alleen worden ver- klaard door een combinatie van anisotropie en daaraan gekoppeld een non-associatieve grond- response waarbij, in analogie aan de bevindingen van Koiter (1953), zowel de imperfecties in het ma- teriaal en/ of de imperfecties in de belastingsturing noodzakelijke randvoorwaarden kunnen zijn. ‘ Materiaalgedrag van zand en klei betreft vrijwel altijd niet-associatief visco-plastisch gedrag en spanningsafhankelijke niet-lineaire elasticiteit. Beide kunnen in principe anisotrope componenten bevatten. Hierdoor zijn tevens de veranderingen van de relatieve oriëntatie van de effectieve hoofd- spanningen t.o.v. de hoofdassen van de anisotropie van belang voor het waargenomen materiaal- gedrag. Gedurende de beproeving van het grondmonster is een stabiele belastingsturing een noodzakelijke randvoorwaarde om eenduidigheid te kunnen garanderen. Als een voorbeeld van de mogelijke gevolgen voor het materiaalgedrag zijn in figuur 9 twee sets kenmerkende ongedraineerde axiaal belaste triaxi- aalproeven (CIUTC & CIUTE) op Mucking flats clay weergeven in het Rendulic spanningsvlak. In een set proefresultaten valt de axiale belasting- richting samen met de (Verticale) hoofdrichting van axiale anisotropie, terwijl in de andere set de axiale belastingrichting een andere (Horizontale) materiaal- richting betreft, waardoor de anisotropie loodrecht staat op de axiale belastingsas. Aan de hand van deze proefresultaten kan worden geconcludeerd dat er sprake is van een kenmerkend verschil in grondresponse met een wezenlijke andere richtingscoëfficiënt van de grondresponse ten opzichte van de isotrope consolidatie-as. Dit verschil in grondresponse komt verder tot uitdrukking door de uiteenlopende waarden voor de waterspanningsratio bij maximale hoofdspan- ningsverandering #f, zoals eveneens gerappor- teerd in figuur 9. Numerieke rekenmodellen In gangbare numerieke modellen voor verzadigde grond worden een waterspanningscoëfficiënt B = 1 en een waterspanningscoëfficiënt bij bezwijken Af =1 ( #f=(2/3)/ "2!0.47) verondersteld. Zowel de ontwikkeling van de waterspanningsratio # als de waarde bij bezwijken zijn beslist geen constanten. Verder wordt in numerieke modellen voor verza- digde grond gebruik gemaakt van twee limiet- gevallen, zijnde geïdealiseerd gedraineerd of on- gedraineerd gedrag. De toepasbaarheid voor deze opgelegde grondresponse voor het beschouwde grondmassief in de modellering dient zorgvuldig te worden beschouwd. Bij een opgelegd ongedraineerd randvoorwaarde- probleem dient bedacht te worden dat de nume- rieke simulatie van waterspanningsverandering het directe resultaat is van een geïdealiseerd gedrag wat in de fysieke werkelijkheid anders kan zijn of zich anders kan ontwikkelen. De tussenvormen in grondgedrag die overduidelijk blijken uit de getoonde proefresultaten kunnen vooralsnog niet gesimuleerd worden in gangbare numerieke codes door invoering van actuele span- ningstoestand, spanningshistorie en opleggen van ongedraineerde randvoorwaarde en verandering van hoofdspanningen. De kenmerkende grondresponse is echter dermate anders dat de geotechnisch adviseur zich terdege bewust dient te zijn van de fysische gedragingen, modelmatige mogelijkheden en - beperkingen voor- aleer het resultaat van numerieke simulaties met gangbare modellen wordt toegepast in de fysieke werkelijkheid. Conclusies en aanbevelingen In dit artikel wordt specifiek ingegaan op het kenmerkend gemeten grondgedrag bij belasten en ontlasten in een ongedraineerde triaxiaalproef op licht tot matig overgeconsolideerde Eemklei. De proefresultaten van zevenentwintig ongedrai- neerd en twee gedraineerd uitgevoerde geavan- ceerde triaxiaalproeven, afkomstig van grondonder- zoeken uitgevoerd voor de realisatie van diepe bouwputten in Nederland, zijn gepresenteerd en op hoofdlijnen geanalyseerd. In navolging van Henkel (1959) zijn de proefresul- taten gepresenteerd in een zogenaamd Rendulic spanningsvlak, waarmee direct inzichtelijk wordt of het effectief spanningspad, als gevolg van de opgelegde randvoorwaarde gedraineerd of onge- draineerd is. Verd er kan door gebruikmaking van de waterspan- ningratio #volgens Henkel (1960), direct het aan- deel van de waterspanningsverandering als functie van de incrementele deviatorspanningsverandering inzichtelijk worden gemaakt. Vo o r i s o t ro o p g e co n s o l i d e e rd e k l e i w o rd t b i j benadering voldaan aan de veronderstelling van Rendulic (1937), dat het effectieve spanningspad volgend uit ongedraineerde proeven identiek is aan constant volume contouren bepaald met gedraineerde triaxiaalproeven. De initiële plasti- sche grondresponse staat hierbij loodrecht op de consolidatie-as en de waterspanningsratio bij bezwijken #fbij axiale compressie- en extensie- proeven vertoont een duidelijke relatie met de overconsolidatieratio (OCR) conform Weald Clay en London Clay (Bishop & Henkel, 1972). Op basis van de proefresultaten (met B ! 0,98) kan worden geconstateerd dat de waterspanningsratio bij bezwijken #fvoor zowel isotroop geconsoli- deerde axiale compressieproeven (CIUAC) als anisotroop geconsolideerde axiale compressie en – extensieproeven (CAUAC & CAUAE) goed overeen- komt met de ervaringsgegevens tussen en OCR in figuur 8. Er is sprake van een grotere afwijking van deze relatie in resultaten bij axiale belastingverandering als bij bezwijken geen verandering in waterspan- ning optreedt als functie van de verandering in Figuur 9 – Proefresultaten proefschrift Wesley uit 1975 (Parr y, 2000). Genormaliseerd effectief spanningspad in Rendulic spanningsvlak voor horizontaal (H) en verticaal (V) geplaatst en isotroop geconsolideerd triaxiaalmonster van “Mucking flats clay” (CIU##) die axiaal worden belast (AC) of ontlast (AE). 31 GEOTECHNIEK MAART 2021 32 GEOTECHNIEK MAART 2021 deviatorspanning (hier geldt #f! 0). De resultaten in figuur 8 bij radiale belastingveran- dering laten eveneens een grotere spreiding zien in de relatie tussen de waterspanningsratio bij bezwij- ken en OCR. Voor twee CAURE-proeven worden waarden gevonden die sterk afwijken van de weer- gegeven trend, zonder verklaarbare reden. Het merendeel van de hier gepresenteerde proeven (CAUAC; CAUAE; CIURC; CAURC; CAURE), laten een initiële ogenschijnlijk meer gedraineerde response zien en een afwijkend verloop van de constant volume contour. In tegenstelling met de veronderstelling van Rendulic is er nauwelijks sprake van ongedraineerde plastische dilatantie maar wordt eerder een bijna elastisch effectief spannnigspad doorlopen binnen de corresponde- rende constant volumecontour totdat alsnog ook plastische deformatie waarneembaar wordt. Vo o r t r i a x i a a l p ro eve n m e t a x i a l e b e l a s t i n gver a n d e - ring op anisotroop geconsolideerde monsters van Winnipeg Clay hebben Muir Wood & Graham (1995) eveneens aangetoond dat het waargenomen materiaalgedrag afwijkt van de veronderstelling van Rendulic. Voor de geotechnische adviesprak tijk is het zo natuurgetrouw mogelijk simuleren van de grond- response als resultaat van een belastingverande- ring van groot belang. Bij toepassen van een numerieke code met consti- tutieve modellen is een gedegen kennis over de achtergronden en wijze van implementatie onont- beerlijk. Om convergentie in resultaat en robuustheid te bevorderen wordt vaak voor waterverzadigd ongedraineerd grondgedrag van standaardinstel- lingen gebruikgemaakt (B =1; A f=1) en dient a priori te worden aangegeven of een grondcluster zich gedraineerd of ongedraineerd zal gedragen. Ter illustratie verdient het aanbeveling om bij een ongedraineerde proef te spreken over een gemobiliseerde schuifsterkte in plaats van de veel gebezigde term: ongedraineerde schuifsterkte. Er is voor verzadigde grond (B=1) alleen dán sprake van een ongedraineerde response en dito onge- draineerde schuifsterkte als op het bezwijkpunt van de gemobiliseerde schuifsterkte geldt dat #f=(2/3)/ "2en OCR = 1. In alle (andere) gevallen zou idealiter een triaxiaalproef met ongedrai- neerde randvoorwaarde moeten worden uitge- voerd om de gemobiliseerde schuifsterkte te meten welke, zoals blijkt uit dit artikel, een significant andere grondresponse kan vertonen vergeleken met de voorgenoemde standaardinstellingen. De complexiteit die een geotechnisch adviseur voor uitvoering van een simulatie moet overzien is dermate groot, dat elke ontwikkeling in de richting van meer realistische constitutieve modellen, inclusief een zogenaamde kritieke dichtheid voor stationaire doorgaande distorsie (Schofield & Wroth, 1968), en een numerieke code voor de geometrische karakteristieken, gebaseerd op de hydro-geomechanica (de Jager, 2018) van grond als multifase continuum, waarin spanning – rek en de tijdsafhankelijke wateroverspanning incrementeel worden berekend als bijzonder waardevol moeten worden geacht. Voor infrastructurele werken van impor tantie in licht tot matig overgeconsolideerde gronden ver- dient het aanbeveling om specifieke gedraineerde en ongedraineerde triaxiaalproeven (AC, AE, RC, RE) in zogenaamde “stress probes” (Lewin & Burland, 1970; Muir Wood, 1990) uit te voeren. Hierbij wordt speciale aandacht gevraagd voor het minimaliseren van monsterverstoring in de gehele geotechnische keten van mon stername tot voltooi- ing van de proef (o.a. Ladd & DeGroot, 2003), alsmede de specifieke proefdetails die de proef- resultaten kunnen beïnvloeden (o.a. Tatsuoka, 1988). Dankwoord Langs deze weg willen de auteurs Em. Prof. Dr. Ir. Frans Molenkamp hartelijk danken voor zijn zeer waardevolle opmerkingen en suggesties bij het schrijven van dit artikel. Referenties – Bishop, A.W. (1959) The principle of effective stress, Teknisk Ukeblad 106(39), 859-863. – Bishop, A.W. & Henkel, D.J. (1972) The measure- ment of soil properties in the triaxial test. Second edition, E. Arnold, London. – Henkel, D.J. (1956) The Effect of Overconsolida- tion on the Behaviour of Clays During Shear. Géotechnique 6(4), 139-150. – Henkel, D.J. (1959) The Relationships Between the Strength, Pore-Water Pressure, and Volume- Change Characteristics of Saturated Clays. Géotechnique 9(3), 119-135. – Henkel, D. J. (1960) The shear strength of satura- ted remoulded clays. Research conference on shear strength of cohesive soils. American Society of Civil Engineers. Soil Mechanics and Foundation Division, University of Colorado, Boulder, June, 533-554. – de Jager, R.R. (2018) Assessing Liquefaction Flow Slides. Beyond Empiricism, PhD thesis Delft Univer- sity of Technology, CiTG. – Koiter, W. T. (1953) Stress-strain relations, uni- queness and variational theorems for elastic-plastic materials with a singular yield surface. Q. appl. Math. 11, 350-354 – Ladd, C. C., & DeGroot, D. J. (2003) Arthur Casa- grande Lecture: Recommended Practice for Soft Ground Site Characterization. 12th Panamerican Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering. Massachusetts. 60. – Leroueil, S., Magnan, J-P. & Tavenas, F. (1990) Embankments on soft clays, Ellis Horwood Ltd., London. – Lewin, P.I., Burland, J.B. (1970) Stress-Probe Experiments on Saturated Normally Consolidated Clay, Géotechnique 20(1), 38-56. – Lunne, T., Berre, T. & Strandvik, S. (1997) Sample disturbance effects in low plastic Norwegian clay, In Almeida (Ed.), Recent developments in soil and pavement mechanics, Balkema, Rotterdam, 81–102. – Menzies, B. K. (1988) A computer controlled hydraulic triaxial testing system. IN Donaghe, R. T., Chaney, R.C., & Silver, M.L. (Ed.) Advanced triaxial testing for soil and rock, ASTM STP 977. Philadel- phia, ASTM, 82-94. – Muir Wood, D. (1990) Soil behaviour and Critical State Soil Mechanics, Cambridge, Cambridge University Press. – Muir Wood, D. & Graham, J. (1995) State boun- dary surface and anisotropy, Proc. 5th Int. Conf. on Numerical Models in Geomechanics NUMOG V, Davos, Switzerland, September 1995, 77-82. – Molenkamp, F. (2002) Undrained soil behaviour. Lecture notes. Manchester University. – Molenkamp, F., de Jager, R.R., & Mathijssen, F.A.J.M. (2014) Stress measures affecting deforma- tion of granular materials, Vadose Zone J., doi:10.2136/vzj2013.07.0130. – Parry, R.H.G. (2000) Shear strength of geomate- rials – a brief historical perspective, ISRM Inter- national Symposium, 19-24 November, Melbourne, Australia, p. 26. – Rendulic, L. von (1937) Ein Grundgesetz der Ton- mechanik und sein experimenteller Beweis, Bau- ingenieur 18(Heft 31/32), 459-467. – Rowe, P.W. (1962) The stress-dilatancy relation for static equilibrium of an assembly of particles in contact, Proc. R. Soc. 269A(1339) 500-527. – Roscoe, K. H., Schofield, A. N., & Wroth, C. P. (1958) On The Yielding of Soils. Géotechnique 8(1), 22–53. – Schofield, A. N., & Wroth, C.P. (1968) Critical State Soil Mechanics, London (England), McGraw- Hill. – Skempton, A.W. (1948) The effective stresses in saturated clays strained at constant volume. Proc. 7th Int. Congr. App. Mech. 1: 378-392. – Skempton, A.W. (1954) The pore-pressure coefficients A and B, Géotechnique 4(4), 143-147. – Skempton, A.W. (1960) Discussion: The pore pressure coefficient in saturated soils. Géotech- nique 10(4), 186-187. – S˘uklje, L. (1969) Rheological aspects of soil me- chanics, Wiley-Interscience, London. – Tatsuoka, F. (1988) State of the art paper: Some recent developments in triaxial testing systems for cohesionless soils. Advanced triaxial testing for soil and rock, ASTM STP 977. Philadelphia. ASTM: 7-67. – Terzaghi, K. (1943) Theoretical soil mechanics, New York, John Wiley and Sons, INC. – Verruijt, A. 1982. Some remarks on the principle of effective stress. In: P.A. Vermeer and H.J. Luger, editors, IUTAM Conference on Deformation and Failure of Granular Materials, Delft, the Nether- lands. 31 Aug.–3 Sept. 1982. A.A. Balkema, Rotter- dam, 167–170. – Verruijt, A. (1993) Grondmechanica, Delft Univer- sity Press. ! 73 GEOKUNST MAART 2020 Inleiding In 2017 is de eerste druk van CUR 198 (2000) ‘Kerende constructies van gewapende grond’ vervangen door een geheel herziene versie. Van Eekelen en Peters (2017) gaan in op deze herziene versie. Voor deze versie is de rekenmethodiek compleet doorgelicht, aangepast en Eurocode- proof gemaakt. De nieuwe ontwerprichtlijn is geschikt voor complexere geometrieën dan voor- heen, de rekenprocedure is verduidelijkt en de stabiliteitsanalyse en de veiligheidsbenadering zijn uitgebreid. In 2021 komt onder auspiciën van CROW een nieuwe versie uit, waarin een aantal errata en opmerkingen vanuit de markt zijn verwerkt. Alles wat in dit artikel wordt beschreven geldt zowel voor de 2017 als de 2021 versie van CUR 198. Specifieke voorbeelden van wijzigingen in CUR 198:2017 en CUR 198:2021 ten opzichte van de eerste druk uit 2000 zijn: –Het rekenen met partiële factoren is vereenvou- digd, waarbij voor iedere parameter één materi- aalfactor is bepaald voor alle toetsingen. Voor grondeigenschappen die zowel gunstig als on- gunstig werken (zoals het volume gewicht) is een materiaal factor van 1,0 vastgesteld, net als in CUR 166 ‘Damwandconstructies’. –Enkele fouten zijn gecorrigeerd. Een voorbeeld is dat we nu, bij de controle van de uittrekkracht, de wrijving eenzijdig in plaats van tweezijdig in rekening brengen (zie formule 3.61 in CUR 198). –Er is meer aansluiting gezocht bij de berekenings- methode voor damwanden. Naast de Tie back wedge methode voor geogrids en de Coherent gravity methode voor stijve wapening zoals staal, is de Active Culmann wedges methode geïntroduceerd die gebruik maakt van de actieve gronddrukwiggen volgens Culmann. Het gebruik van deze methode maakt de ontwerprichtlijn geschikt voor complexere geometrieën, in plaats van alleen min of meer rechthoekige constructies met horizontale maaivelden en een wand die als verticaal wordt benaderd. Sinds 2017 hebben ProRail en Rijkswaterstaat in aanvulling op de herziene CUR 198 hun eigen specifieke regels ontwikkeld om het ontwerp en de toepassing van gewapende-grondconstructies binnen de specifieke omstandigheden van spoor- banen of rijkswegen nader te reguleren. Dit artikel gaat in op enkele specifieke aspecten van de analytische ontwerpregels van gewapende- grondconstructies, gebaseerd op ontwerpervaringen in diverse projecten. Deze ervaringen zijn inzichte- lijk gemaakt met behulp van software van GeoTec Solutions, waarbij uit is gegaan van de geometrie van rekenvoorbeeld 1 van CUR 198. Rekenstappen Figuur 1 geeft de acht rekenstappen van CUR 198, die moeten worden gevolgd in het ontwerpproces. CUR 198 geeft ook vier rekenvoorbeelden waarin deze stappen worden gevolgd. Rekenstap 4, de uitwendige stabiliteit, toetst of het blok van gewapende grond groot genoeg is en diep genoeg is ingebed gelet op de verticale en horizontale draagkracht en totale stabiliteit. Rekenstap 6 toetst de inwendige stabiliteit en daarmee de gewapende grond zelf: zijn de wapening en de aansluitingen sterk genoeg? Is er voldoende interactie tussen wapening en de grond? Worden er voldoende wapeningslagen toegepast? In deze stap wordt gekeken naar zowel de lokale inwendige stabiliteit (stap 6.1) als de globale inwendige stabiliteit (stap 6.2). Bij de lokale stabiliteit toetsen we of één wapeningslaag voldoende Figuur 2 – Krachtenevenwicht volgens de Active Culmann wedges methode die is gebaseerd op het Culmann wiggenmodel (1875) (bron: CUR 198, figuur 3.28). CUR 198 ONTWERPRICHTLIJN KERENDE CONSTRUCTIES VAN GEWAPENDE GROND DEEL I: ERVARINGEN MET DE ANALYTISCH E ONTWERPREGELS Figuur 1 – Rekenstappen ontwerpproces CUR 198 (Bron: CUR 198; Van Eekelen en Peters, 2017). Ir. Marco G.J.M. PetersSweco Dr.ir. Suzanne J.M. van EekelenDeltares Ing. Piet G. van DuijnenGeoTec Solutions SAMENVATTING Kerende constructies van gewapende grond bestaan uit een grondlichaam met daarin een wapening en aan de voorzijde een bekleding die al dan niet bijdraagt aan de kerende functie. De wapening bestaat uit lagen of strippen van geokunststof of staal. In 2017 verscheen een geheel herziene versie van CUR 198: “Kerende Constructies van Gewapende Grond”. De ontwerprichtlijn geeft een ontwerpprocedure die bestaat uit acht rekenstappen. Dit!artikel behandelt enkele ervaringen met de analytische berekeningen en ontwerpregels. Een volgend artikel gaat in op numerieke berekeningen. Dit artikel is gebaseerd op ontwerpervaringen in diverse projecten, waarbij de ervaringen inzichtelijk zijn gemaakt uitgaande van de geometrie van rekenvoorbeeld 1 van CUR 198. De auteurs maken deel uit van de Commissie CUR 198 maar schrijven dit artikel op persoonlijke titel. 74 GEOKUNST MAART 2021 stabiel is, bij de globale stabiliteit kijken we naar alle wapeningslagen die worden doorsneden door een maatgevend glijvlak. In rekenstap 8 worden tenslotte de vervormingen getoetst. Dit artikel gaat vooral in op rekenstappen 6 en 8. Het tweede artikel van deze serie zal ingaan op numerieke berekeningen. LOKALE INWENDIGE STABILITEIT (STAP 6.1) Met het beschouwen van de lokale inwendige stabiliteit (stap 6.1) wordt de trekkracht per wapeningslaag bepaald. Hiervoor beschouwen we telkens een grondlaag met in het midden wape- ningslaag i. De horizontale grondspanning in deze grondlaag kan worden berekend met verschillende methoden: de Tie back wedge methode, de Coherent gravity methode (voor stalen wapening) en sinds de CUR 198 versie van 2017 ook met de Active Culmann wedges methode. Deze is gebaseerd op Culmann (1875) en varieert glijvlakken teneinde boven en onder iedere wapeningslaag de maat- gevende glijvlakken te vinden. De glijvlakken beginnen daarbij halverwege tussen iedere twee wapeningslagen. De horizontale grondspanning wordt berekend ter plaatse van de facing, voor tel- kens twee maatgevende glijvlakken: één snijdt de facing aan de bovenzijde van de grondlaag, het andere aan de onderzijde. We rekenen met effec- tieve spanningen waarbij de waterspanningen als belasting worden meegenomen. Het verschil in de horizontale kracht op het bovenste en het onderste maatgevende glijvlak is de trekkracht die door de betreffende wapeningslaag moet worden opgenomen. F iguur 2 laat de methode zien voor de vijfde grondlaag (i = 5). Dit artikel laat in figuren 3, 5 en 7 rekenvoorbeelden zien voor deze stap 6.1 (lokale inwendige stabiliteit). GLOBALE INWENDIGE STABILITEIT (STAP 6.2) Bij het beschouwen van de globale inwendige stabiliteit (stap 6.2) wordt voor iedere wapenings- laag de totale trekkracht bepaald in alle boven- liggende wapeningslagen tezamen. Bij deze toets worden voor iedere wapeningslaag glijvlakken gevarieerd om het maatgevende glijvlak te vinden. CUR 198 geeft hiervoor verschillende methoden, waarbij zowel rechte, geknikte als willekeurige glijvlakken een rol kunnen spelen. Dit artikel geeft rekenresultaten voor stap 6.2 in figuren 4, 6 en 8. We zien dat de glijvlakken bij de facing telkens beginnen bij de beschouwde wapeningslaag. Het bovenste glijvlak grijpt aan bij de tweede wape- ningslaag en bepaalt de trekkracht in de bovenste wapeningslaag. Het tweede glijvlak van boven grijpt aan op het niveau van de derde wapenings- laag en geeft de totale horizontale belasting werkend op de bovenste twee wapeningslagen. Dit gaat zo door tot de onderste laag. GLOBALE STABILITEIT (STAP 4.3) Diepere glijvlakken door de ondergrond, die al dan niet wapeningslagen snijden, moeten ook worden getoetst voor de globale stabiliteit, maar worden in dit artikel buiten beschouwing gelaten. Als het glijvlak een of meer wapeningslagen snijdt, dan noemen we dit compound stabiliteit. GRILLIGE BOVENBELASTING De praktijk leert dat de Culmann methode voor stap 6.1 en de glijvlakmethoden voor stap 6.2 goede methoden zijn voor “rechte, verticale wanden”. De methoden kunnen ook meer grillige vormen van het maaiveld, strooklasten, of horizontale belastingen eenvoudig meenemen. Zeer lokale discontinuï- teiten zoals een grote horizontale of verticale lijnlast, moeten echter worden vermeden. Het is beter deze te vervangen door een strookbelas- ting 1. Bij een lijnlast is het uittredepunt van het maatgevende glijvlak vrijwel altijd de positie van de lijnlast. In dat geval telt de lijnlast altijd volledig mee in de aandrijvende kracht. Bij een strook- belasting echter is het afhankelijk van de grootte van de wig hoeveel er mee wordt geteld van de strookbelasting. Dit wordt geïllustreerd in figuur 3 voor stap 6.1 en in figuur 4 voor stap 6.2. In beide figuren staan links een lijnlast van 120 kN/m, en rechts een strookbelasting van 120 kN/m 2 over een breedte van 1 m (waarvan de resultante op dezelfde positie als de lijnlast ligt). In beide figuren zijn de maatgevende glijvlakken aangegeven met zwarte lijnen. Deze zijn verkregen door veel glijvlakken te proberen. We zien dat het Figuur 3 – Vergelijking van rechte glijvlakken bij (a) een lijnlast en (b) een strookbelasting (stap 6.1; lokale inwendige stabiliteit). Figuur 4 – Voorbeeld van een lijnlast en een strookbelasting bij geknik te glijvlakken (stap 6.2; globale inwendige stabiliteit). De zwarte getallen geven de waarden van de unity check u.c. per glijvlak; u.c. = aandrijvende kracht / draagvermogen. Bij u.c.<1 is het draagvermogen groter dan de aandrijvende kracht en voldoet de constructie. 75 GEOKUNST MAART 2021 uittredepunt aan maaiveld van de maatgevende glijvlakken links gelijk is aan de positie van de lijnlast (uitgezonderd het bovenste glijvlak in figuur 3). Bij de strookbelasting varieert het uittredepunt van de glijvlakken meer. We zien dat het verschil tussen lijnlast of strookbelasting een geringe invloed heeft op de lokale inwendige stabiliteit (figuur 3) en een grote invloed op de globale inwendige stabiliteit (figuur 4). WAND MET NEUSJE Bij een wand met uitstekende lagen, of een getrapte wand, wordt de uitdaging groter voor het bepalen van de inwendige stabiliteit (stap 6.1). Dit is relevant omdat bij veel gewapende grond- wanden de onderste laag 0,5 tot 1,0 m uitsteekt, het zogenaamde neusje. Figuur 3.22 van CUR 198 (2017) geeft aan dat dit neusje in de Tie back wedge berekening moet worden genegeerd. Dit is noodzakelijk omdat het neusje niet kan worden meegenomen in de Tie back wedge berekening. Ook in de Culmann wedges methode met uitsluitend rechte glijvlakken kan het neusje niet worden mee- genomen. Maatgevende rechte glijvlakken onder een wapeningslaag zouden dan het maatgevende glijvlak boven de laag snijden. Door het introduce- ren van een knikpunt in het rechte glijvlak wordt het wel mogelijk om het neusje mee te nemen in de Culmann wedges methode. Nadeel van een knikpunt is dat een fijn raster van glijvlakken geanalyseerd moet worden. Hoe grover het raster (minder glijvlakken), hoe groter de kans dat het maatgevende glijvlak onder een laag het maat- gevende glijvlak boven dezelfde laag doorsnijdt. We zien in figuur 5 dat het wel of niet toepassen van een knik in de Culmann wedges methode ter plaatse van het neusje in dit voorbeeld uiteraard alleen invloed heeft op de onderste twee wapeningslagen. KNIKPUNTEN IN DE GLIJVLAKKEN BINNEN HET GEWAPENDE MASSIEF CUR 198 neemt voor de globale inwendige stabili- teit (stap 6.2) rechte glijvlakken mee, en glij- vlakken met knikpunten aan de achterzijde van het gewapende massief (de Two part wedge methode). CUR 198 noemt voor stap 6.2 echter ook glij- vlakken met knikpunten in het gewapende massief (inwendige knikpunten, zie CUR 198 paragraaf 3.5.6, laatste alinea). Voor bepaalde situaties schrijft de CUR 198 (vanaf versie 2021) deze inwen- dige knikpunten zelfs voor (in dezelfde laatste alinea van paragraaf 3.5.6). Dat is bijvoorbeeld het geval in de situatie met een strookbelasting zoals bij een landhoofd. In!dat geval moet dus het maatgevende glijvlak voor stap 6.2 worden gezocht door rechte en geknikte glijvlakken te proberen, waarbij het knikpunt zowel aan de achterzijde van het gewapende massief als in het gewapende massief (inwendig knikpunt) mag liggen. En dan blijkt dat in deze situatie de maat- gevende glijvlakken een in wendig knikpunt hebben. Als de strookbelasting relatief groot is, dan hebben inwendige knikpunten een grote invloed op de berekende veiligheid. Figuur 6 vergelijkt de situatie waarbij alleen rechte glijvlakken en glijvlakken met knikpunten aan de achterzijde van het gewapende massief zijn toegestaan (figuur 6a) met de situatie waarbij ook knikpunten in het gewapende massief, ofwel inwendige knikpunten, zijn meegenomen. Hierbij lag in onze berekeningen het knikpunt op verschillende verticalen, telkens 0,5 m verder (figuur 6b). Bij alleen knikpunten aan de achter- zijde of rechte glijvlakken blijkt een recht glijvlak zonder knikpunten maatgevend (figuur 6a). De berekende trekkracht in de wapeningslagen blijkt bij inwendige knikpunten veel groter (figuur 6b). Knikpunten langs de verticaal die snijdt met de voorzijde van de strookbelasting blijken maat- gevend. Knikpunten langs deze verticaal waren voor dit soort gevallen al opgenomen in CUR 198 in paragraaf 3.5.6, laatste alinea. Het is belangrijk deze voorgeschreven inwendige knikpunten niet te negeren, want dat kan gevolgen hebben voor de berekende globale inwendige stabiliteit (stap 6.2), bij bijvoorbeeld bij een landhoofd op gewapende grond. De auteurs hebben aanvullende analyses uit- gevoerd om te zien of het toepassen van een inwendig knikpunt ook maatgevend kan zijn voor de lokale inwendige stabiliteit (stap 6.1). Figuur 7 laat het resultaat zien, waarbij de maatgevende glijvlakken weer zijn aangegeven met zwarte lijnen. Links zijn alleen rechte glijvlakken gepro- beerd om de maatgevende glijvlakken te vinden, en rechts zijn zowel rechte glijvlakken als geknikte glijvlakken geprobeerd. Zeker als de strookbelas- ting wat verder naar achteren ligt, blijken geknikte glijvlakken maatgevend bij het bepalen van de maatgevende lokale inwendige stabiliteit. De berekeningen van figuur 7 laten zien dat vooral bovenin sterkere wapening nodig is als geknikte glijvlakken worden meegenomen bij de lokale stabiliteit (stap 6.1). Onderin, in de diepere lagen, geeft de lokale stabiliteit (stap 6.1) met geknikte glijvlakken in het algemeen een iets lagere trekkracht dan rechte glijvlakken. Figuur 7 laat dat zien: de diepere trek- krachten zijn in figuur 7b lager dan in figuur 7a, behalve bij de onderste wapeningslaag. Dit komt doordat, zoals uitgelegd in de paragraaf over inwendige stabiliteit (stap 6.1) op blz. 74, de trekkracht in laag i wordt berekend als het verschil tussen de horizontale grondkracht uit een wig boven en onder de betreffende grondlaag. Voor de diepere lagen gaat het maatgevende geknikte glijvlak steeds meer op een recht glijvlak lijken, zoals figuur 7b laat zien. Hierdoor wordt het verschil Figuur 5 – Verschil berekende trekkrachten voor lokale inwendige stabiliteit (stap 6.1) a. zonder en b. met “neusje”. Figuur 6 – Strookbelasting (globale inwendige stabiliteit, stap 6.2) a. met knikpunten uitsluitend op de achterzijde van het gewapende-grondmassief en b. met inwendige knikpunten (in het gewapende grondmassief). tussen twee boven elkaar liggende glijvlakken kleiner en de trekkracht in de betreffende laag dus ook. SCHAAKBORDBELASTING Bij veranderlijke belastingen (verkeer) varieert de positie van de belasting. Rekenvoorbeeld 1 van CUR 198 geeft twee uitwerkingen, waarbij in de tweede uitwerking alleen het negatieve effect van de variabele belasting wordt meegenomen. Dit is gedaan door bij de bepaling van de maximale trekkracht in de wapening de bovenbelasting wel in rekening te brengen, maar bij de toetsing van de aanhechtingssterkte tussen grond en wapening (de trekweerstand) de bovenbelasting niet mee te nemen. Figuur 8 geeft de maatgevende geknikte glijvlakken voor de volgende drie situaties, waarvan de eerste twee als onder- en bovengrensbenade- ringen in CUR 198 zijn opgenomen. De derde valt daar tussenin: a. inclusief positieve effect bovenbelasting op aan- hechtingssterkte (zie ook tabel 7.6a CUR 198) b. exclusief positieve effect bovenbelasting op aanhechtingssterkte (zie ook tabel 7.6b CUR 198) c. schaakbordbelasting met positieve effect boven- belasting op de aanhechtingssterkte. Opgemerkt wordt dat in alle drie de figuren van figuur 8 knikpunten in het gewapende grondmas- sief zijn toegepast. Volgens CUR 198 zou dat alleen voor de strookbelasting nodig zijn geweest (dus figuur 8c). Hierdoor wijken de berekende unity checks van figuren 8a en b enigszins af van de waar- den in tabel 7.6a en 7.6b uit CUR 198. De methode in CUR 198 waarbij het negatieve effect van een veranderlijke belasting wel, en het positieve effect niet wordt meegenomen (figuur 8b) is maatgevend. De schematisatie met schaak- bordbelasting leidt tot gunstigere resultaten. De verklaring is dat bij een schaakbordbelasting een klein deel van de belasting buiten het maat- gevende glijvlak ligt en de aanhechtsterkte vergroot. Bij een landhoofd gefundeerd op gewapende grond ligt achter het landhoofd meestal voldoende dekking om de bovenbelasting voor de aanhech- ting te kunnen garanderen. Alleen de mogelijkheid van een grote ontgraving achter het landhoofd (bijvoorbeeld bij de vervanging van de overgangs- constructie), gecombineerd met een belast brug- dek kan aanleiding zijn om de bovenbelasting op de aanhechting niet mee te nemen. Dit onder- streept het belang om alle relevante belastings- combinaties mee te nemen. Stap 8: Controle vervorming gewapende grond REKKEN IN DE WAPENING Ta bel 4.5 van CUR 198 geef t de toelaatbare rekken na oplevering van de gewapende-grondconstructie: 0,5 % voor landhoofden met een hooggeplaatste fundering en 1,0 % voor overige keermuren. Paragraaf 4.4 van CUR 198 geeft de analytische berekeningsmethode. Deze analytische methode is gericht op het berekenen van de extra rek na oplevering tot einde levensduur. De methode neemt aan dat de trekkracht in de wapening gedurende de levensduur constant is. De berekende rekken zijn dus de rekken die optreden ten gevolge van het kruipgedrag van de wapening. Vreemd is dat getoetst wordt op rekken en niet op vervormingen. Bij lange wapeningslagen, waar- bij over een grote lengte trekkracht wordt gemobiliseerd, zijn bij een zelfde rek de horizon- tale vervormingen tijdens de levensduur groter dan bij kortere wapening. BELASTING Bij welke belasting moeten de rekken nu eigenlijk bepaald worden? CUR 198 geeft aan dat het de momentane belasting betreft, terwijl bij grond- keringen vaak de maximale karakteristieke waarde wordt genomen. Bij kunststof wapening is de axiale stijfheid bij een korte-duurbelasting circa 1,5 keer groter dan bij een lange-duurbelasting. Ook na een aantal jaren kruip reageert kunststof wapening bij een belastingverhoging stijver. Het is daarom onlogisch om de vervormingen te berekenen bij de maximale belasting die gedurende de levensduur zelden (of nooit) aanwezig is. De auteurs van dit artikel vinden het logischer om, conform CUR 198, voor de rekberekening de momentane belasting toe te passen, en niet de maximale belasting. In OVS00056-7.1, art 4.5.4 is een momentane factor voor spoorverkeer opgenomen van 0,25. In analogie daarmee, lijkt het logisch om bij spoorbereden constructies de rekken te toetsen bij de karakteristieke (SLS) waarde van de permanente belasting verhoogd met 25% van de veranderlijke belasting. Dit is dus conform CUR 198. Bij het bepalen van de rek kunnen we er het beste vanuit gaan dat de belasting bij oplevering gelijk Figuur 7 – Strookbelasting met rechte en geknikte glijvlakken in het gewapend massief (stap 6.1; lokale inwendige stabiliteit) Figuur 8 – Uniforme belasting (a) met en (b) zonder het positieve effect van de bovenbelasting op de aanhechtingssterkte versus (c) met positief effect schaakbordbelasting op de aanhechtingssterkte (unity check stap 6.2) 76 GEOKUNST MAART 2021 is aan de permanente belasting (zonder gebruiks- belasting) en dat gedurende de hele levensduur de belasting met 25% van de veranderlijke belasting toeneemt. Deze benadering is beter dan er vanuit gaan dat de gebruiksbelasting al bij de oplevering aanwezig is, tenzij tijdens de realisatie er vol- doende lang een overhoogte is aangebracht van minimaal 25% van de veranderlijke belasting. VERLOOP TREKKRACHT IN WAPENING CUR 198 geeft verschillende aanwijzingen van hoe rek verloopt in de wapening: –Figuur 4.3 van CUR 198 geeft het K a-model waarmee het verloop van de axiale kracht in de wapening moet worden berekend. –Figuur 7.7 van CUR 198 vergelijkt de rekken berekend met bovengenoemd K a-model en de Active Culmann wedge methode. Beide modellen geven geen rekken in de onderste wapeningslaag, wat zou betekenen dat deze wapeningslaag overbodig is. In deze figuur zijn overigens alleen rechte glijvlakken beschouwd vanuit de oorsprong. Niet voor niets is daarom voorgeschreven dat voor veiligheidsklasse RC3 naast een analytische berekening ook een EEM-berekening vereist is. Het tweede deel van deze serie artikelen over CUR 198 zal ingaan op EEM-berekeningen. De berekening van het verloop van de trekkrachten, en dus de rekken in de wapening op basis van glijvlakken is erg logisch. De methode is als volgt: bereken voor elk glijvlak de unity check voor hori- zontaal evenwicht en het snijpunt tussen wapening en maatgevend glijvlak. De trekkracht in dat snij- punt is dan minimaal gelijk aan (unity check) maal (het minimum van aanhechting en langeduur-trek- sterkte). Figuur 9 geeft het resultaat hiervan voor alle maatgevende glijvlakken uit de inwendige stabiliteit, stap 6.1 en stap 6.2 voor de doorsnede uit figuur 8a. In de grafieken geven de markers de gemobiliseerde trekkracht weer voor een glijvlak, de stippellijn de maximale capaciteit, dus het minimum van de aanhechting en de treksterkte. Nog beter zou het zijn om ook de compound stabiliteit mee te nemen in de analyse. De compound stabiliteit berekenen wil zeggen: reke- nen met elk willekeurig glijvlak dat minimaal één wapeningslaag snijdt, dus ook cirkelvormige of logspiraalvormige glijvlakken. De gemobiliseerde trekkracht in de wapeningslaag is dan de kracht die noodzakelijk is om een stabiliteitsfactor van precies 1,0 te verkrij gen. Bij rekenvoorbeeld 1 uit CUR 198 heeft dat door de relatief goede ondergrond geen meerwaarde, maar bij constructies op slappere ondergrond geeft dit wel een beter verloop in de optredende trekkrachten in de geogrids. De berekende maximale trekkrachten in figuur 9 laten zien dat voor een gelijkmatig verdeelde uniforme belasting een aanvullende beschouwing met interne knikpunten overbodig is, aangezien de trekkrachten berekend met en zonder inwendige knikpunten niet significant verschillen. In het tweede artikel van deze serie volgt een vergelijkbare analyse voor strookbelastingen. Conclusies en aanbevelingen Met de herziening van CUR 198 is een grote stap gezet naar eenduidigheid. Aanvullend geeft de Active Culmann wedges methode, gebaseerd op Culmann (1875) de ontwerper de mogelijkheid om complexere geometrieën te analyseren. Bij geometrieën met enigszins uniforme boven- belasting volstaat de Active Culmann wedges methode met alleen een knikpunt aan de achter- zijde van het gewapende grondmassief. Bij strook- belastingen heeft de mate van concentratie en spreiding van de belasting invloed op de trek- krachten, vooral bovenin het gewapende massief. In deze gevallen is het wenselijk om voor de globale inwendige stabiliteit het knikpunt van de wig ook binnen het gewapende massief te variëren en veel combinaties voor het geknikte verloop te analyseren. Aandachtpunten voor de toetsing van de lokale en globale inwendige stabiliteit zijn: –Grote discontinuïteiten zoals lijnlasten moeten worden vermeden in de berekening, en worden vervangen door strookbelastingen met een oppervlak; –Bij strookbelastingen moeten bij de inwendige stabiliteit (zowel lokaal als globaal (stap 6.1 en 6.2)) ook knikpunten in de gewapende grond worden beschouwd. Voor stap 6.2 is dat al voor- geschreven door CUR 198, voor stap 6.1 is dat een aanbeveling van de auteurs van dit artikel. Aandachtspunten voor het controleren van de vervormingen van de gewapende grond zijn het verschil in belasting bij oplevering en einde levensduur. Bronnen –Culmann, Karl, 1875. Die graphische Statik. 2nd edition. Zürich: Meyer and Zeller. – CUR 198 (2017). Ontwerprichtlijn kerende con- structies van gewapende grond. www.crow.nl/publicaties/kerende-constructies- van-gewapende-grond. – CUR 198 (2021). Ontwerprichtlijn kerende con- structies van gewapende grond, CROW, CRW C198:2021. Deze versie is in productie en wordt begin 2021 gepubliceerd. – OVS00056-7.1 versie 004 (2016). Ontwerpvoor- schrift Baanlichaam en Geotechniek. ProRail. – Van Eekelen, S.J.M., Peters, M.G.J.M., 2017. Herziening Ontwerprichtlijn CUR 198 Kerende constructies van gewapende grond. Geotechniek, december 2017, 65-69. Noten 1In CUR 198 (paragraaf 3.5.3, zowel 2017 als 2021) staat aangegeven hoe we lijnlasten in analogie met de Tie back wedge methode kunnen spreiden over de diepte. De auteurs van dit artikel vinden echter dat lijnlasten in de praktijk over een bepaald opper- vlak aangrijpen en dat die lasten als een verdeelde belasting op een bepaald oppervlak van het maai- veld direct in de Culmann methode meegenomen moeten worden. ! 77 GEOKUNST MAART 2021 Figuur 9 – Rekenvoorbeeld 1 van CUR 198 met gemobiliseerde axiale trekkrachten in acht wapeningslagen op basis van de snijpunten van de wapeningslagen en de maatgevende glijvlakken die volgen uit de bereke- ningen voor rekenstappen 6.1 en 6.2 (ULS) . Situatie met uniforme bovenbelasting van 36 kN/m 2uit figuur 8a. Zonder inwendige knikpunten Met inwendige knikpunten 25 COLUMN ja ar vakblad Geotechniek 25 GEOTECHNIEK 25 JAAR: TIJDEN ZIJN VERANDERD Het vaktijdschrift Geotechniek ontstond in de jaren negentig, achteraf gezien een periode van ongebreideld optimisme. Het was – zo lezen we in een artikel in het dagblad Trouw – het tijdperk van de komst van het internet, mobiele telefoons, de aankondiging van de euro, commerciële televisie en reality tv. Two Unlimited vatte het credo van het decennium perfect samen in hun grootste hit: There’s no limit. De muur was gevallen, de Twin Towers stonden nog, de toe- komst zag er fantastisch uit. Maar hoe passen het vakgebied geotechniek en het vaktijdschr ift Geotechniek in dat plaatje? Te r u g k i j k e n d o p d i e t i j d i s d e c o n c l u s i e : e i g e n l i j k h e e l g o e d . En dat wordt geïllustreerd door de succesvolle initiatieven om boortunnels te bouwen in de samendrukbare Nederlandse ondergrond, dat internationaal uit te dragen en een vaktijd- schrift over geotechniek op te starten. To t b e g i n j a r e n n e g e n t i g w a s i n N e d e r l a n d e e n t u n n e l i n f e i t e een afzinktunnel. Ondertussen werden er elders tunnels geboord en in Japan ook in samendrukbare grond. Nieuws- gierigheid naar de Japanse ervaringen leidde er begin 1991 toe dat een Nederlandse rapporteursmissie onder leiding van prof. Arnold Verruijt naar Japan vertrok voor een studiereis. De deelnemers ontdekten in Japan dat het boren van tunnels technisch gezien ook voor Nederland een optie is. Voordeel van deze methode is dat minder overlast voor de omgeving werd verwacht dan bij een afzinktunnel. Daarom is deze bouw- methode kort na deze missie met veel enthousiasme in Neder- land opgepakt. Enkele jaren later – in 1995 – vond in Kopenhagen de 11 e Europese Geotechniek Conferentie plaats. De Nederlandse delegatie deed daar voor de vierde keer een poging om deze conferentie – die eens in de vier jaar wordt georganiseerd – naar Nederland te halen en dankzij het optimisme en de inspannin- gen van de gehele Nederlandse geotechnische branche lukte dat dit keer. In 1999 vond de zeer succesvolle conferentie in Amsterdam plaats met als onderwerp Geotechnical Enginee- ring for Transportation Infrastructure. Dit onderwerp geeft aan waar Nederland op dat moment mee bezig was: het verbeteren van de infrastructuur, zoals de aanleg van de Betuwelijn en de HSL en de voorbereiding van nieuwe metrolijnen in Amsterdam en Rotterdam…. There was no limit. In datzelfde jaar,1995, onderzocht de afdeling Geotechniek van het KIVI de mogelijkheid van een tijdschrift over geotech- niek. De bloeiende economie, de uitdaging van het aanleggen van boortunnels, de vele infrastructuurprojecten in het vooruitzicht en een portie optimisme leidden tot het besluit om door Uitgeverij Educom het vaktijdschrift Geotechniek te laten starten. Begin 1997 kwam het eerste nummer van Geotechniek uit met o.a. de artikelen Boortunnels in Nederland en Kan de HSL over slappe bodem rijden? Inmiddels gaat Geotechniek de 25ste jaargang in. De infra- structuur in Nederland is sinds de jaren negentig sterk verbeterd, er is een groot aantal tunnels geboord en de HSL rijdt. De tijden zijn echter veranderd. Voor optimisme is op dit moment misschien wat minder plaats, maar dat zal zeker terugkeren. De jaren negentig hebben laten zien dat je met gefundeerd optimisme een vaktijdschrift kunt starten dat onder de energieke en deskundige leiding van uitgever Robert Diederiks al bijna 25 jaar met veel plezier in Nederland en België wordt gelezen. ! Ir. Geerhard Hannink Voorzitter van de redactieraad 1996-2007Directeur Hannink Consult 7 GEOTECHNIEK MAART 2021 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 Inleiding Het faalmechanisme piping wordt gedefinieerd als de ontwikkeling van geultjes onder dijken als gevolg van de geleidelijke verwijdering van zandig materiaal door stromend grondwater. Hoewel de grondwaterstroming de drijvende kracht is van erosie in geultjes, vindt transport van korrels plaats, indien de zogenaamde wandschuifkrachten hun kritische waarden overschrijden. Daarom bepalen zowel de aandrijf- als weerstandskrachten de erosie en het sedimenttransport in de geultjes en daarmee piping. Hierin zijn drie fasen karak- teristiek: Fase 1 kenmerkt het kwelproces (geen erosie); Fase 2 vertegenwoordigt de terugschrij- dende erosie waarin zandmeevoerende wellen optreden; en in fase 3 overschrijden de afmetingen van de geultjes hun kritische waarden, resulterend in het bezwijken van de dijk (of dam). Het voorgestelde piping-model, Shields-Darcy (hierna SD-model genoemd), benadert de 2D- grondwaterstroming naar de geultjes voor een homogene en isotrope zandlaag. Op basis van de afvoer- of debietverdeling in de zandlaag wordt een weerstandsvergelijking afgeleid voor het voorspellen van het (toelaatbare) verhang over de dijk. Deze vergelijking bestaat uit twee termen: de Shields-term en de Darcy-term. Het kritieke stadium van erosie wordt beschreven met het uitgebreide Shields-diagram voor lami- naire stroming. De spreiding van de gegevens tussen de boven- en ondergrens is voornamelijk toe te schrijven aan verschillende definities van het begin van bewegen. Hier wordt de bovengrens of de opmars van de korrels gesimuleerd, waarbij de niet-uniformiteit van zand met een probabilis- tische erosiebenadering wordt gemodelleerd. Voor prak tijkco ndities kan de voorgestelde weer- standsvergelijking tot de Shields-term worden vereenvoudigd; met andere woorden, de Darcy- term kan voor grote afmetingen van de zandlaag worden verwaarloosd. In dergelijke gevallen hangt het toelaatbare verhang voornamelijk af van de intrinsieke bodemeigenschappen en is dus verge- lijkbaar met de rekenregel van Bligh. Dit artikel is een reflectie van het manuscript ‘Influence of erosion on piping in terms of field conditions’ gepubliceerd in de Journal of Hydraulic Research, https://doi.org/10.1080/00221686.2020.1786741. Modelaannames Deze paragraaf bespreekt de uitgangspunten voor het opstellen van de weerstandsvergelijking. De stroming in de zandlaag en in de geultjes wordt geschematiseerd, waarbij aandacht aan 2D- en 3D- effecten wordt besteed. Het begin van bewegen treedt op, indien de aandrijfkracht de kritische waarde overschrijdt en wordt hier met het uit- gebreide Shields-diagram gemodelleerd. Verschillende onder zoekers hebben in het labora- torium zogenaamde ‘hole-type’ testen uitgevoerd. Hierin is de zandlaag met een plaat afgedekt. In deze afdekplaat zelf bevindt zich een kunstmatig gat, dat varieert van 1 cm tot 10 cm. Indien het verhang een kritische waarde overschrijdt, dan komt hier een zandwatermengsel uit. Het blijkt, dat het gemeten kritische verhang ongeveer 2/3 van het kritisch verhang zonder gat is. Daarom strekt het tot de aanbeveling om de verschillen tussen enerzijds ‘hole-type’ testen en anderzijds ‘area-type’, ‘ditch-type’ en ‘slope-type’ testen nader te onderzoeken. Hier beschouwen we het faalmechanisme piping zonder vooraf gemaakte verticale gaten. Indien de grenspotentiaal wordt overschreden, barst de deklaag van klei op. Omdat de gevormde verticale scheurtjes of opbarstkanaaltjes aanzien- lijk kleiner zijn dan de hierboven beschreven verticale gaten, heerst in de kleilaag een hydrosta- tische drukverdeling. Ofschoon de wateroverdruk in het bovenste deel van de zandlaag door het opbarsten is afgenomen, is ze onvoldoende groot. De verticale omhooggestuwde waterstroom verza- melt zich dan tussen de zand- en de kleilaag, waardoor de kleilaag op het scheidingsvlak gaat drijven. Berekeningsresultaten van bijv. DGeoFlow laten zien, dat bij kleinschalige testen het lokale verhang bij de kop van de geultjes sterk gekromd is en op die locatie het grootst is. Dit betekent, dat per eenheid van lengte de intreepunten van de geultjes meer water aantrekken dan het midden- deel van de geultjes. Dit is toe te schrijven aan 3D- effecten in de stromingsrichting. Zij zijn relevant, omdat ze lokaal de geultjessnelheid verhogen en dus het erosieproces versnellen, echter de kritische Figuur 1 – Uitgebreide Shields-diagram. S HIELDS- D ARCY MODEL: GRONDWATER- STROMINGSMODEL BEREKENT KRITISCH VERVAL BIJ PIPING VOOR PRAKTIJKCONDITIES Gijs HoffmansWaterbouwkundig specialistHoffmans Advice 9 GEOTECHNIEK MAART 2021 10 GEOTECHNIEK MAART 2021 geultjesafvoer nabij de uitstroming (zie vgl. (14) bepaalt uiteindelijk piping. Omdat deze afvoer met goottesten is geijkt, is de invloed van 3D- stroming indirect in het SD-model verdisconteerd (zie ook de Reynoldscoë fficiënt in vgl. (16). Laboratoriumexperimenten toonden ook aan, dat het lokale verhang nabij de uittreepunten van de geultjes sterk gebogen is. Dit duidt erop, dat de verticale instroming hier net zoals bij de kop van de geultjes relatief groot is en dus zijn de stroom- snelheden nabij de uitstroming ook hoger. Hoewel dit leidt tot een lokaal snellere erosie, zijn 3D- invloeden zoals eerder o pgemerkt in de Reynolds- coëfficiënt verwerkt. De instroming van het grondwater vanuit de zandlaag naar de geultjes langs de gehele 3D- omtrek van de geultjes draagt bij aan het erosie- mechanisme. De breedte van het 3D-invloeds- gebied loodrecht op de stromingsrichting blijkt op basis van experimenteel onderzoek 0,3 m of 300 keer de geultjeshoogte te zijn. De invloed van deze transversale 3D-effecten zijn in de onbekende coëfficiënten van het SD-model gekalibreerd en gevalideerd. Evenzo wordt opgemerkt, dat de bijdrage van meanderende en vlechtende geultjes met inbegrip van de intree- en uittreeverliezen indirect in de modellering zit. Sedimenttransport vertegenwoordigt de hoeveel- heid bewegende zandkorrels, meestal als gevolg van de trekkende waterstroom in de geultjes. Het Shields-diagram illustreert hoe de dimensieloze kritische bodem- of wandschuifspanning of de kritische Shields-parameter, een functie is van een dimensieloze diameter van de zandkorrel. Deze schuifspanning is vereist voor het begin van bewe gen. Figuur 1 toont het uitgebreide Shields-diagram voor zowel laminaire als turbulente stromingen. Bij de huidige modellering van piping, zoals bij- voorbeeld in DGeoFlow, is geen aandacht besteed aan het brede bereik tussen de onder- en boven- grenzen van de kritische wandschuifspanning (zie ook de streeplijn en de getrokken lijn in figuur 1), die af en toe deeltjesbewegingen vertegenwoor- digen op respectievelijk sommige locaties en de opmars van zandkorrels. Verschillende onderzoekers hebben proeven uitgevoerd, waarbij erosie werd onderzocht in water onder invloed van laminaire stroming. Deze experimenten toonden een rede- lijke overeenkomst met de hier toegepaste boven- grens. Weerstandsmodellering Deze paragraaf beschrijft een gelineariseerde 2D-weerstandsvergelijking, die de basis van het SD-model vormt. Meestal wordt de grondwater- stroming in watervoerende lagen met Darcy’s wet berekend. Volgens zijn hypothese is de filter- snelheid (u f) in een permeabele laag gelijk aan het product van de doorlatendheid (K) en de gradiënt (S) (Darcy: u f= KS en de afvoer is: Q = BDKS). Het omgekeerde van het product van de doorlatendheid en het bevochtigde gebied (BD) wordt hier gedefinieerd als de kwelweerstand {! = (BDK)- 1} analoog aan de elektrische weer- stand in de wet van Ohm. In de zandlaag worden twee zones gedefinieerd (Figuur 2): één dicht bij de geultjes (zone A waar ter hoogte van de geulintreepunten een knik in de hydraulische gradiënt is) en één ver weg van de geultjes (zone B waar de hydraulische gradiënt geen knik heeft). Daarom wordt in zone B aan- genomen dat de stroomlijnen horizontaal zijn, terwijl ze in zone A gekromd zijn, wat zowel een horizontale als een verticale gradiënt genereert. Hier zijn deze verhangen lineair. De hydraulische dijkgradiënt (S dike ) is onderverdeeld in twee rech- ten: de gemiddelde hydraulische gradiënt in de geultjes, of de hydraulische geultjesgradiënt (Spipe) en de gemiddelde hydraulische gradiënt stroomopwaarts van de geultjes, of de hydrauli- sche zandgradiënt (S sand ). De gradiënt S dike wordt met !als geultjeslengte en L als kwelweglengte gegeven als (figuur 3): (1) De grondwaterstroom stroomopwaarts van de geultjes wordt aangenomen horizontaal te zijn en daarom is de hydraulische zandgradiënt constant. In het invloedsgebied van de geultjes (zone A, onder de geultjes) berekenen we de grondwater- stroming naar de geultjes, uitgaande van een lineair verhang in de geultjes. Dit houdt in dat er Vo o r h e t v o o r s p e l l e n v a n f i l te r s n e l h e d e n i n e e n co m p l e x e o n d e rg ro n d v a n zandlagen wordt meestal de Laplace-vergelijking toegepast. In bijvoorbeeld het model DGeoFlow wordt naast de grondwaterstroming, ook de geultjesstroming direct onder de ondoordringbare dijk berekend. Bij het faalmechanisme piping bereiken de geultjes boven in de zandlaag hun kritische afmetingen en groeien daarna in de lengte- en dwarsrichting naar de rivieroever. Wanneer het uitruimingsproces start, zal de dijk of dam binnen enkele uren bezwijken. Deze publicatie beschrijft het piping-model Shields-Darcy voor een watervoerende laag, waarin de gemiddelde korrelgrootte varieert van 0,1 mm tot 0,3 mm. De hierin geschematiseerde afvoeren aan de rivierzijde, aan de landzijde en in de ondergrond worden met Ohm’s wet en de continuïteitsvergelijking bepaald. Vo o r v e l d o m s t a n d i g h e d e n l e i d t d e v e rk re g e n w e e r s t a n d s v e rg e l i j k i n g to t een analytische formule, die met Bligh’s rekenregel vergelijkbaar is. SAMENVATTING Figuur 2 – Schematisering van grondwater- stroming in twee zones Figuur 3 – Schematise- ring van de weerstanden in de zandlaag en in de geul- tjes. geen grondwater in zone A naar buiten stroomt. Omdat vanuit zone B geen grondwater naar de geultjes toestroomt, beïnvloedt deze stroming het mechanisme piping niet, dus voor piping is uitsluitend zone A relevant. In de volgende para- graaf wordt vergelijking (1) besproken in relatie tot de afvoerverdeling in de zandlaag. Afvoerverdeling in het Shields–Darcy model Onder de dijk is de druk in de geultjes kleiner dan onder homogene omstandigheden, wanneer er een lineair drukverloop is tussen de rivier en het achterland. Daarom zal een bepaalde hoeveelheid water de geultjes binnendringen als gevolg van horizontale stroming van stroomopwaarts en verticale stroming van onder de geultjes. In de zandlaag zijn de volgende afvoeren te onderschei- den (zie ook figuur 3): –Horizontale grondwaterafvoer (Q 1= Q 1,A + Q 1,B ) aan de rivierzijde; –Horizontale grondwaterafvoer (Q 2) aan de land- zijde; –Geultjesafvoer (Q p,h) nabij de intreepunten; –Horizontale grondwaterafvoer (Q s,h) in zone A; –Verticale grondwaterafvoer (Q s,v) in zone A; en –Geultjesafvoer (Q p,m ) aan de landzijde. De grondwaterstroming in de zandlaag en de stroming in de geultjes zijn hier beide laminair. Meestal wordt bij het modelleren van de grond- waterstroming de wet van Darcy en de continuï- teitsvergelijking opgelost, wat bekend staat als de oplossing van de Laplace-vergelijking. Voor het beschrijven van de grondwaterafvoer in zandlagen wordt hier de wet van Ohm gebruikt en wordt geschreven in termen van afvoer (Q), gradiënt (S) en weerstand ( !), of met de vergelijking Q = S/ !. Daarom zijn de afvoeren Q 1en Q 2: (2) en (3) De horizontale kwelweerstand in zone A ( !s,A ) en in zone B ( !s,B) zijn: (4) en (5) Hierin is B de breedte van de dijk dwars op de doorsnede, D ref is de referentiedikte van zone A, D is de zandlaagdikte en K is de doorlatendheid. Het wederom toepassen van Ohm’s wet geeft voor de geultjesafvoer (Q p,m ) aan de landzijde met !p als de overall geultjesweerstand: (6) Beschouwen we de afvoerverdeling in zone A, dan kan Q p,m ook worden gegeven door: (7) Op basis van de continuïteitsvergelijking is de geultjesafvoer: (8) Fysisch gezien is zone B irrelevant voor het voor- spellen van piping, omdat de afvoeren Q 1,B of Q 2 niet bijdragen aan de grootte van het toelaatbare verhang. Daarom kunnen de afvoeren Q 1en Q 2 herschreven worden met Q 1,*, Q 2,*en Q *als hypo- thetische afvoeren: (9) en (10) en dus de geultjesafvoer is: (11) Ofschoon deze vooraf gemaakte hypothese de afvoeren Q 1, Q 2en Q p,m niet veranderen, moet het gevolg plausibel zijn. In de wiskunde wordt deze redeneertrand vaak toegepast. Analoog aan verge- lijkingen 2, 3, 6 en 7 kunnen de hypothetische af- voeren worden geschreven als: (12) en (13) Hoewel de elliptische geultjes vlechtend en/of meanderend zijn, kunnen ze schematisch worden weergegeven als een breed rechthoekig geultje analoog aan het wiskundige piping model van Sellmeijer. Dit is een realistische aanname, omdat het verschil tussen de hydraulische stralen (R) voor beide configuraties marginaal is. Merk op dat voor een rechthoek geldt R = 1/2!pen voor een ellips: R!!" pwaarin "pde hoogte van de geultjes vertegenwoordigt. Vandaar dat vergelijking (1) kan worden weergegeven door het volgende, met q p,m (= Q p,m /B) als geultjesafvoer per eenheid van breedte: (14) Hierin wordt de overall kwelweerstand !sgeschre- ven als (Figuur 4): (15) Vergelijking (14) beschrijf t de hydraulische dijk- gradiënt op een conceptuele manier: S dike kan namelijk nog steeds niet worden berekend in termen van intrinsieke bodemeigenschappen en/of afmetingen van de zandlaag. De introductie van de hypothetische afvoeren leidt tot weerstandsver- gelijking (15), waarin de grootte van de trans- missiviteit (= BDK) voor twee uiterste gevallen hieronder wordt besproken. Voor kleinschalige proeven is de grondwateraf vo er aan de rivierzijde ongeveer gelijk aan de geultjes- afvoer aan de landzijde (of Q 2#0). Daarom is de referentiedikte ongeveer gelijk aan de zandlaag- dikte (D ref # D) en draagt de kwelweerstand in de zandlaag dus volledig bij aan de kritische dijk- gradiënt ( !s,A ! !s; zie ook figuur 4) en als gevolg daarvan zijn de termen aan de rechterkant van vergelijking (14) beide relevant voor de grootte van S dike . Voor IJkdijk en veldwaarnemingen zijn de grond- waterafvoeren Q 1en Q 2echter vergelijkbaar (Q p,m << Q 1! Q2), en een relatief klein deel van de zandlaagdikte is dus belangrijk voor het erosiepro- ces (Dref << D en dus !s,A !!p; zie ook figuur 4). Merk op dat voor praktijksituaties S dike !Ssand = Figuur 4 – Kenmerkende weerstanden als functie van de zandlaagdikte. 11 MAART 2021 GEOTECHNIEK 12 GEOTECHNIEK MAART 2021 Qp,m (!s+ !p) en S dike !Spipe = Q p,m •!p. De introductie van hypothetische afvoeren en de gehanteerde uitgangspunten hebben geleid tot een weerstandsvergelijking met een verrassend resultaat, omdat voor daadwerkelijke dijken de afmetingen van de zandlaag irrelevant zijn voor de grootte van het toelaatbare verhang. De dijk- gradiënt wordt immers bij dit type dijk geheel door de korreleigenschappen (S pipe ) bepaald evenals bij de rekenregel van Bligh. Het wiskundig model DGeoFlow voorspelt een licht gebogen zandgradiënt. S sand neemt in de stromingsrichting toe en bereikt een maximum nabij de intreepunten. Di t betekent dat de bere- kende filtersnelheden in de zandlaag toenemen. Recent onderzoek heeft aangetoond, dat voor praktijkcondities de geultjesafvoer in DGeoFlow veelal gelijk genomen wordt aan het intredende grondwater, dus er stroomt nauwelijks grondwater naar het achterland. Omdat de vigerende reken- regel voor piping hiermede op gebaseerd is, wordt een irrealistisch beeld van de werkelijkheid gegeven, immers tijdens hoogwater treden niet alleen zandmeevoerende wellen op, maar inun- deert ook het achterland of wordt nat door kwel- lend water. Hoewel in bovenstaande analyse alle relevante afvoeren in de zandlaag en in de geultjes zijn beschreven met geaccepteerde kennis, raden we aan om ze te controleren met berekeningsresul- taten van DGeoFlow, maar dan wel met realistische randvoorwaarden op verschillende tijdstappen, wanneer de geultjes naar de rivier groeien. In de volgende paragraaf wordt de erosie in de geultjes besproken met Shields, het deel van het Shields- diagram dat de laminaire stroming beschrijft. Shields benadering Het Shields-diagram is uitgebreid toegepast voor het bepalen van het begin van bewegen van niet alleen zandkorrels maar ook van overige deeltjes zoals bakeliet, bariet, polystyreen, ijzererts, enzo- voorts. De drempel van korrelbeweging wordt bepaald door een evenwicht tussen de aandrijf- kracht en de weerstandskracht. De bewegings- initiatie wordt eveneens beïnvloed door de vorm van de korrel, zoals hoekig of afgerond. Deze laatste effecten zijn echter niet specifiek in het Shields-diagram verwerkt. Voor fijn zand, gegeven een gemiddelde korrel- grootte d 50= 0,1 mm (of D *!2,1), is de kritische (dimensieloze) Shields-parameter "tur,c = 0,07 voor turbulente stromingen. Door drukschommelingen langs de wand bewegen korrels in de geultjes gemakkelijker in turbulente stromingen dan in laminaire stromingen. Aangezien deze turbulentie- effecten niet direct in het Shields-diagram zijn opgenomen, is voor het begin van bewegen van zandkorrels onder invloed van laminaire stromings- omstandigheden "congeveer twee keer groter dan onder turbulente condities. Figuur 1 toont de exper imentele gegevens van verschillende onderzoekers als functie van de dimensieloze D *parameter. De experimentele curve van Shields voor uiterst grof zand, zoals d50= 1,0 mm (of D *> 20), wordt ook getoond. De bovengrens van het experimentele bereik in het laminaire regime is de opmars van korrels of het initiëren van rimpelpatronen nabij de bodem. De spreiding van de gemeten Shields-parameter zoals weergegeven in het uitgebreide Shields-diagram is ongeveer een factor twee voor zowel laminaire als turbulente stromingsomstandigheden. In de waterbouwkunde wordt voor het ontwerpen van bodembeschermingen bijvoorbeeld voor de rivierbodem rondom brugpijlers en kribben, een ondergrens van de kritische Shields-parameter gekozen. Indien experimenten inzicht geven in de ondergrens van erosie, kan de omvang van geutjes- erosie worden bepaald en zo kunnen zandmeevoe- rende wellen worden voorspeld. In het uiterste geval kan erosie zodanig worden beperkt dat er geen zandmeevoerende wellen optreden. Modelleren van praktijkcondities Vo o r ve l d o m s t a n d i g h e d e n i s d e ove r a l l g e u l t j e s - weerstand aanzienlijk groter dan de kwelweer- stand !s<< !p; zie ook figuur 4). Bijgevolg is de kritische dijkgradiënt ongeveer gelijk aan de kritische geultjesgradiënt (zie ook vergelijking [14]): (16) met (17) en (18) waarbij d 15 de zandkorreldiameter is waarvoor 15% van de zandkorrels fijner is dan d 15, g (= 9.81 m s -2) is de zwaartekracht, D *is de dimensieloze korreldiameter, #Re, !(= 6) is de Reynoldscoëffi- ciënt, $s/$–1 !1.65 met $ als de dichtheid van water, $sis de dichtheid van het zand, % is de kine- matische viscositeit en "!am,c is de kritische Shields-parameter gerelateerd aan d 50. De onbekenden in vergelijking 14 of 16 zijn gekali- breerd met meer dan 50 testen, die in het labora- torium zijn uitgevoerd. Ongeveer 50 gootexperi- menten en bepaalde veldomstandigheden zijn gebruikt voor respectievelijk validatie en verifica- tie. Het combineren van vergelijkingen (16), (17) en (18) met %= 1.33·10 -6m2s-1geeft: (19) waarbij c v,d (!1 – d 15/d50) de variatiecoëfficiënt is, die is gedefinieerd als de verhouding tussen & (standaardafwijking van korrelgrootte) en ' (gemiddelde korrelgrootte). In het Nederlandse rivierengebied bestaat de ondergrond uit twee typen zand. In het beneden- rivierengebied is het zand geclassificeerd als fijn tot matig fijn en in het bovenrivierengebied als grof tot uiterst grof. In Zuid-Nederland (Limburg) bevatten de watervoerende lagen grindhoudend zand en fijn grind. Voor het kalibreren en valideren van zowel SD- als Sellmeijer II-modellen is zand gebruikt met een gemiddelde deeltjesgrootte variërend van 0,1 mm tot 0,3 mm. Daarom zijn vergelijkingen (16) en (19) geldig voor het bereik van fijn tot matig fijn zand waarin c v,d < 0,5. Deze analyse laat zien hoe voor praktijkomstandig- heden de Shields-term zowel erosie als piping regelt. Daarom is bij dijken het kritieke stadium van piping vooral afhankelijk van de intrinsieke bodemeigenschappen (gemiddelde korrelgrootte en de doorlatendheid via d 15) en dus zijn de afme- tingen van de zandlaag van ondergeschikt belang. Conclusies Deze publicatie beschrijft een weerstandsvergelij- king voor het voorspellen van piping in relatie tot bepaalde karakteristieke afvoeren in de zandlaag. Voor kleinschalige proeven is de kritische dijk- gradiënt gebaseerd op zowel de geultjes- als kwelweerstand, en dus is deze gradiënt een functie van verschillende parameters. Voor veldomstandigheden hangt de kritische dijk- gradiënt echter grotendeels af van de intrinsieke bodemeigenschappen en dus is de grootte van de geometrie van de zandlaag van ondergeschikt belang voor het berekenen van piping. Voor deze gevallen wordt geconcludeerd, dat de effecten van de doorlatendheid gemodelleerd worden door de kleinere korrelgrootte d 15of door de variatie- coëfficiënt. Evenzo is voor dit type condities het SD model vergelijkbaar met de piping-rekenregel van Bligh, omdat de Creep-factor omgekeerd gerelateerd is aan de korrelgrootte. Het lijkt erop dat de huidige rekenregel van Sellmeijer geen realistisch toelaatbaar verhang voor piping voorspelt, omdat al het intredend grondwater vanuit de rivier naar de zandmee- voerende wel stroomt. Het is daarom zeer aan- bevelingswaardig om het model DGeoFlow te herijken met realistische randvoorwaarden en de resultaten met het in de literatuur geaccepteerde SD-model te vergelijken. ! Inleiding Het faalmechanisme piping wordt gedefinieerd als de ontwikkeling van geultjes onder dijken als gevolg van de geleidelijke verwijdering van zandig materiaal door stromend grondwater. Hoewel de grondwaterstroming de drijvende kracht is van erosie in geultjes, vindt transport van korrels plaats, indien de zogenaamde wandschuifkrachten hun kritische waarden overschrijden. Daarom bepalen zowel de aandrijf- als weerstandskrachten de erosie en het sedimenttransport in de geultjes en daarmee piping. Hierin zijn drie fasen karak- teristiek: Fase 1 kenmerkt het kwelproces (geen erosie); Fase 2 vertegenwoordigt de terugschrij- dende erosie waarin zandmeevoerende wellen optreden; en in fase 3 overschrijden de afmetingen van de geultjes hun kritische waarden, resulterend in het bezwijken van de dijk (of dam). Het voorgestelde piping-model, Shields-Darcy (hierna SD-model genoemd), benadert de 2D- grondwaterstroming naar de geultjes voor een homogene en isotrope zandlaag. Op basis van de afvoer- of debietverdeling in de zandlaag wordt een weerstandsvergelijking afgeleid voor het voorspellen van het (toelaatbare) verhang over de dijk. Deze vergelijking bestaat uit twee termen: de Shields-term en de Darcy-term. Het kritieke stadium van erosie wordt beschreven met het uitgebreide Shields-diagram voor lami- naire stroming. De spreiding van de gegevens tussen de boven- en ondergrens is voornamelijk toe te schrijven aan verschillende definities van het begin van bewegen. Hier wordt de bovengrens of de opmars van de korrels gesimuleerd, waarbij de niet-uniformiteit van zand met een probabilis- tische erosiebenadering wordt gemodelleerd. Voor prak tijkco ndities kan de voorgestelde weer- standsvergelijking tot de Shields-term worden vereenvoudigd; met andere woorden, de Darcy- term kan voor grote afmetingen van de zandlaag worden verwaarloosd. In dergelijke gevallen hangt het toelaatbare verhang voornamelijk af van de intrinsieke bodemeigenschappen en is dus verge- lijkbaar met de rekenregel van Bligh. Dit artikel is een reflectie van het manuscript ‘Influence of erosion on piping in terms of field conditions’ gepubliceerd in de Journal of Hydraulic Research, https://doi.org/10.1080/00221686.2020.1786741. Modelaannames Deze paragraaf bespreekt de uitgangspunten voor het opstellen van de weerstandsvergelijking. De stroming in de zandlaag en in de geultjes wordt geschematiseerd, waarbij aandacht aan 2D- en 3D- effecten wordt besteed. Het begin van bewegen treedt op, indien de aandrijfkracht de kritische waarde overschrijdt en wordt hier met het uit- gebreide Shields-diagram gemodelleerd. Verschillende onder zoekers hebben in het labora- torium zogenaamde ‘hole-type’ testen uitgevoerd. Hierin is de zandlaag met een plaat afgedekt. In deze afdekplaat zelf bevindt zich een kunstmatig gat, dat varieert van 1 cm tot 10 cm. Indien het verhang een kritische waarde overschrijdt, dan komt hier een zandwatermengsel uit. Het blijkt, dat het gemeten kritische verhang ongeveer 2/3 van het kritisch verhang zonder gat is. Daarom strekt het tot de aanbeveling om de verschillen tussen enerzijds ‘hole-type’ testen en anderzijds ‘area-type’, ‘ditch-type’ en ‘slope-type’ testen nader te onderzoeken. Hier beschouwen we het faalmechanisme piping zonder vooraf gemaakte verticale gaten. Indien de grenspotentiaal wordt overschreden, barst de deklaag van klei op. Omdat de gevormde verticale scheurtjes of opbarstkanaaltjes aanzien- lijk kleiner zijn dan de hierboven beschreven verticale gaten, heerst in de kleilaag een hydrosta- tische drukverdeling. Ofschoon de wateroverdruk in het bovenste deel van de zandlaag door het opbarsten is afgenomen, is ze onvoldoende groot. De verticale omhooggestuwde waterstroom verza- melt zich dan tussen de zand- en de kleilaag, waardoor de kleilaag op het scheidingsvlak gaat drijven. Berekeningsresultaten van bijv. DGeoFlow laten zien, dat bij kleinschalige testen het lokale verhang bij de kop van de geultjes sterk gekromd is en op die locatie het grootst is. Dit betekent, dat per eenheid van lengte de intreepunten van de geultjes meer water aantrekken dan het midden- deel van de geultjes. Dit is toe te schrijven aan 3D- effecten in de stromingsrichting. Zij zijn relevant, omdat ze lokaal de geultjessnelheid verhogen en dus het erosieproces versnellen, echter de kritische Figuur 1 – Uitgebreide Shields-diagram. S HIELDS- D ARCY MODEL: GRONDWATER- STROMINGSMODEL BEREKENT KRITISCH VERVAL BIJ PIPING VOOR PRAKTIJKCONDITIES Gijs HoffmansWaterbouwkundig specialistHoffmans Advice 9 GEOTECHNIEK MAART 2021 10 GEOTECHNIEK MAART 2021 geultjesafvoer nabij de uitstroming (zie vgl. (14) bepaalt uiteindelijk piping. Omdat deze afvoer met goottesten is geijkt, is de invloed van 3D- stroming indirect in het SD-model verdisconteerd (zie ook de Reynoldscoë fficiënt in vgl. (16). Laboratoriumexperimenten toonden ook aan, dat het lokale verhang nabij de uittreepunten van de geultjes sterk gebogen is. Dit duidt erop, dat de verticale instroming hier net zoals bij de kop van de geultjes relatief groot is en dus zijn de stroom- snelheden nabij de uitstroming ook hoger. Hoewel dit leidt tot een lokaal snellere erosie, zijn 3D- invloeden zoals eerder o pgemerkt in de Reynolds- coëfficiënt verwerkt. De instroming van het grondwater vanuit de zandlaag naar de geultjes langs de gehele 3D- omtrek van de geultjes draagt bij aan het erosie- mechanisme. De breedte van het 3D-invloeds- gebied loodrecht op de stromingsrichting blijkt op basis van experimenteel onderzoek 0,3 m of 300 keer de geultjeshoogte te zijn. De invloed van deze transversale 3D-effecten zijn in de onbekende coëfficiënten van het SD-model gekalibreerd en gevalideerd. Evenzo wordt opgemerkt, dat de bijdrage van meanderende en vlechtende geultjes met inbegrip van de intree- en uittreeverliezen indirect in de modellering zit. Sedimenttransport vertegenwoordigt de hoeveel- heid bewegende zandkorrels, meestal als gevolg van de trekkende waterstroom in de geultjes. Het Shields-diagram illustreert hoe de dimensieloze kritische bodem- of wandschuifspanning of de kritische Shields-parameter, een functie is van een dimensieloze diameter van de zandkorrel. Deze schuifspanning is vereist voor het begin van bewe gen. Figuur 1 toont het uitgebreide Shields-diagram voor zowel laminaire als turbulente stromingen. Bij de huidige modellering van piping, zoals bij- voorbeeld in DGeoFlow, is geen aandacht besteed aan het brede bereik tussen de onder- en boven- grenzen van de kritische wandschuifspanning (zie ook de streeplijn en de getrokken lijn in figuur 1), die af en toe deeltjesbewegingen vertegenwoor- digen op respectievelijk sommige locaties en de opmars van zandkorrels. Verschillende onderzoekers hebben proeven uitgevoerd, waarbij erosie werd onderzocht in water onder invloed van laminaire stroming. Deze experimenten toonden een rede- lijke overeenkomst met de hier toegepaste boven- grens. Weerstandsmodellering Deze paragraaf beschrijft een gelineariseerde 2D-weerstandsvergelijking, die de basis van het SD-model vormt. Meestal wordt de grondwater- stroming in watervoerende lagen met Darcy’s wet berekend. Volgens zijn hypothese is de filter- snelheid (u f) in een permeabele laag gelijk aan het product van de doorlatendheid (K) en de gradiënt (S) (Darcy: u f= KS en de afvoer is: Q = BDKS). Het omgekeerde van het product van de doorlatendheid en het bevochtigde gebied (BD) wordt hier gedefinieerd als de kwelweerstand {! = (BDK)- 1} analoog aan de elektrische weer- stand in de wet van Ohm. In de zandlaag worden twee zones gedefinieerd (Figuur 2): één dicht bij de geultjes (zone A waar ter hoogte van de geulintreepunten een knik in de hydraulische gradiënt is) en één ver weg van de geultjes (zone B waar de hydraulische gradiënt geen knik heeft). Daarom wordt in zone B aan- genomen dat de stroomlijnen horizontaal zijn, terwijl ze in zone A gekromd zijn, wat zowel een horizontale als een verticale gradiënt genereert. Hier zijn deze verhangen lineair. De hydraulische dijkgradiënt (S dike ) is onderverdeeld in twee rech- ten: de gemiddelde hydraulische gradiënt in de geultjes, of de hydraulische geultjesgradiënt (Spipe) en de gemiddelde hydraulische gradiënt stroomopwaarts van de geultjes, of de hydrauli- sche zandgradiënt (S sand ). De gradiënt S dike wordt met !als geultjeslengte en L als kwelweglengte gegeven als (figuur 3): (1) De grondwaterstroom stroomopwaarts van de geultjes wordt aangenomen horizontaal te zijn en daarom is de hydraulische zandgradiënt constant. In het invloedsgebied van de geultjes (zone A, onder de geultjes) berekenen we de grondwater- stroming naar de geultjes, uitgaande van een lineair verhang in de geultjes. Dit houdt in dat er Vo o r h e t v o o r s p e l l e n v a n f i l te r s n e l h e d e n i n e e n co m p l e x e o n d e rg ro n d v a n zandlagen wordt meestal de Laplace-vergelijking toegepast. In bijvoorbeeld het model DGeoFlow wordt naast de grondwaterstroming, ook de geultjesstroming direct onder de ondoordringbare dijk berekend. Bij het faalmechanisme piping bereiken de geultjes boven in de zandlaag hun kritische afmetingen en groeien daarna in de lengte- en dwarsrichting naar de rivieroever. Wanneer het uitruimingsproces start, zal de dijk of dam binnen enkele uren bezwijken. Deze publicatie beschrijft het piping-model Shields-Darcy voor een watervoerende laag, waarin de gemiddelde korrelgrootte varieert van 0,1 mm tot 0,3 mm. De hierin geschematiseerde afvoeren aan de rivierzijde, aan de landzijde en in de ondergrond worden met Ohm’s wet en de continuïteitsvergelijking bepaald. Vo o r v e l d o m s t a n d i g h e d e n l e i d t d e v e rk re g e n w e e r s t a n d s v e rg e l i j k i n g to t een analytische formule, die met Bligh’s rekenregel vergelijkbaar is. SAMENVATTING Figuur 2 – Schematisering van grondwater- stroming in twee zones Figuur 3 – Schematise- ring van de weerstanden in de zandlaag en in de geul- tjes. geen grondwater in zone A naar buiten stroomt. Omdat vanuit zone B geen grondwater naar de geultjes toestroomt, beïnvloedt deze stroming het mechanisme piping niet, dus voor piping is uitsluitend zone A relevant. In de volgende para- graaf wordt vergelijking (1) besproken in relatie tot de afvoerverdeling in de zandlaag. Afvoerverdeling in het Shields–Darcy model Onder de dijk is de druk in de geultjes kleiner dan onder homogene omstandigheden, wanneer er een lineair drukverloop is tussen de rivier en het achterland. Daarom zal een bepaalde hoeveelheid water de geultjes binnendringen als gevolg van horizontale stroming van stroomopwaarts en verticale stroming van onder de geultjes. In de zandlaag zijn de volgende afvoeren te onderschei- den (zie ook figuur 3): –Horizontale grondwaterafvoer (Q 1= Q 1,A + Q 1,B ) aan de rivierzijde; –Horizontale grondwaterafvoer (Q 2) aan de land- zijde; –Geultjesafvoer (Q p,h) nabij de intreepunten; –Horizontale grondwaterafvoer (Q s,h) in zone A; –Verticale grondwaterafvoer (Q s,v) in zone A; en –Geultjesafvoer (Q p,m ) aan de landzijde. De grondwaterstroming in de zandlaag en de stroming in de geultjes zijn hier beide laminair. Meestal wordt bij het modelleren van de grond- waterstroming de wet van Darcy en de continuï- teitsvergelijking opgelost, wat bekend staat als de oplossing van de Laplace-vergelijking. Voor het beschrijven van de grondwaterafvoer in zandlagen wordt hier de wet van Ohm gebruikt en wordt geschreven in termen van afvoer (Q), gradiënt (S) en weerstand ( !), of met de vergelijking Q = S/ !. Daarom zijn de afvoeren Q 1en Q 2: (2) en (3) De horizontale kwelweerstand in zone A ( !s,A ) en in zone B ( !s,B) zijn: (4) en (5) Hierin is B de breedte van de dijk dwars op de doorsnede, D ref is de referentiedikte van zone A, D is de zandlaagdikte en K is de doorlatendheid. Het wederom toepassen van Ohm’s wet geeft voor de geultjesafvoer (Q p,m ) aan de landzijde met !p als de overall geultjesweerstand: (6) Beschouwen we de afvoerverdeling in zone A, dan kan Q p,m ook worden gegeven door: (7) Op basis van de continuïteitsvergelijking is de geultjesafvoer: (8) Fysisch gezien is zone B irrelevant voor het voor- spellen van piping, omdat de afvoeren Q 1,B of Q 2 niet bijdragen aan de grootte van het toelaatbare verhang. Daarom kunnen de afvoeren Q 1en Q 2 herschreven worden met Q 1,*, Q 2,*en Q *als hypo- thetische afvoeren: (9) en (10) en dus de geultjesafvoer is: (11) Ofschoon deze vooraf gemaakte hypothese de afvoeren Q 1, Q 2en Q p,m niet veranderen, moet het gevolg plausibel zijn. In de wiskunde wordt deze redeneertrand vaak toegepast. Analoog aan verge- lijkingen 2, 3, 6 en 7 kunnen de hypothetische af- voeren worden geschreven als: (12) en (13) Hoewel de elliptische geultjes vlechtend en/of meanderend zijn, kunnen ze schematisch worden weergegeven als een breed rechthoekig geultje analoog aan het wiskundige piping model van Sellmeijer. Dit is een realistische aanname, omdat het verschil tussen de hydraulische stralen (R) voor beide configuraties marginaal is. Merk op dat voor een rechthoek geldt R = 1/2!pen voor een ellips: R!!" pwaarin "pde hoogte van de geultjes vertegenwoordigt. Vandaar dat vergelijking (1) kan worden weergegeven door het volgende, met q p,m (= Q p,m /B) als geultjesafvoer per eenheid van breedte: (14) Hierin wordt de overall kwelweerstand !sgeschre- ven als (Figuur 4): (15) Vergelijking (14) beschrijf t de hydraulische dijk- gradiënt op een conceptuele manier: S dike kan namelijk nog steeds niet worden berekend in termen van intrinsieke bodemeigenschappen en/of afmetingen van de zandlaag. De introductie van de hypothetische afvoeren leidt tot weerstandsver- gelijking (15), waarin de grootte van de trans- missiviteit (= BDK) voor twee uiterste gevallen hieronder wordt besproken. Voor kleinschalige proeven is de grondwateraf vo er aan de rivierzijde ongeveer gelijk aan de geultjes- afvoer aan de landzijde (of Q 2#0). Daarom is de referentiedikte ongeveer gelijk aan de zandlaag- dikte (D ref # D) en draagt de kwelweerstand in de zandlaag dus volledig bij aan de kritische dijk- gradiënt ( !s,A ! !s; zie ook figuur 4) en als gevolg daarvan zijn de termen aan de rechterkant van vergelijking (14) beide relevant voor de grootte van S dike . Voor IJkdijk en veldwaarnemingen zijn de grond- waterafvoeren Q 1en Q 2echter vergelijkbaar (Q p,m << Q 1! Q2), en een relatief klein deel van de zandlaagdikte is dus belangrijk voor het erosiepro- ces (Dref << D en dus !s,A !!p; zie ook figuur 4). Merk op dat voor praktijksituaties S dike !Ssand = Figuur 4 – Kenmerkende weerstanden als functie van de zandlaagdikte. 11 MAART 2021 GEOTECHNIEK 12 GEOTECHNIEK MAART 2021 Qp,m (!s+ !p) en S dike !Spipe = Q p,m •!p. De introductie van hypothetische afvoeren en de gehanteerde uitgangspunten hebben geleid tot een weerstandsvergelijking met een verrassend resultaat, omdat voor daadwerkelijke dijken de afmetingen van de zandlaag irrelevant zijn voor de grootte van het toelaatbare verhang. De dijk- gradiënt wordt immers bij dit type dijk geheel door de korreleigenschappen (S pipe ) bepaald evenals bij de rekenregel van Bligh. Het wiskundig model DGeoFlow voorspelt een licht gebogen zandgradiënt. S sand neemt in de stromingsrichting toe en bereikt een maximum nabij de intreepunten. Di t betekent dat de bere- kende filtersnelheden in de zandlaag toenemen. Recent onderzoek heeft aangetoond, dat voor praktijkcondities de geultjesafvoer in DGeoFlow veelal gelijk genomen wordt aan het intredende grondwater, dus er stroomt nauwelijks grondwater naar het achterland. Omdat de vigerende reken- regel voor piping hiermede op gebaseerd is, wordt een irrealistisch beeld van de werkelijkheid gegeven, immers tijdens hoogwater treden niet alleen zandmeevoerende wellen op, maar inun- deert ook het achterland of wordt nat door kwel- lend water. Hoewel in bovenstaande analyse alle relevante afvoeren in de zandlaag en in de geultjes zijn beschreven met geaccepteerde kennis, raden we aan om ze te controleren met berekeningsresul- taten van DGeoFlow, maar dan wel met realistische randvoorwaarden op verschillende tijdstappen, wanneer de geultjes naar de rivier groeien. In de volgende paragraaf wordt de erosie in de geultjes besproken met Shields, het deel van het Shields- diagram dat de laminaire stroming beschrijft. Shields benadering Het Shields-diagram is uitgebreid toegepast voor het bepalen van het begin van bewegen van niet alleen zandkorrels maar ook van overige deeltjes zoals bakeliet, bariet, polystyreen, ijzererts, enzo- voorts. De drempel van korrelbeweging wordt bepaald door een evenwicht tussen de aandrijf- kracht en de weerstandskracht. De bewegings- initiatie wordt eveneens beïnvloed door de vorm van de korrel, zoals hoekig of afgerond. Deze laatste effecten zijn echter niet specifiek in het Shields-diagram verwerkt. Voor fijn zand, gegeven een gemiddelde korrel- grootte d 50= 0,1 mm (of D *!2,1), is de kritische (dimensieloze) Shields-parameter "tur,c = 0,07 voor turbulente stromingen. Door drukschommelingen langs de wand bewegen korrels in de geultjes gemakkelijker in turbulente stromingen dan in laminaire stromingen. Aangezien deze turbulentie- effecten niet direct in het Shields-diagram zijn opgenomen, is voor het begin van bewegen van zandkorrels onder invloed van laminaire stromings- omstandigheden "congeveer twee keer groter dan onder turbulente condities. Figuur 1 toont de exper imentele gegevens van verschillende onderzoekers als functie van de dimensieloze D *parameter. De experimentele curve van Shields voor uiterst grof zand, zoals d50= 1,0 mm (of D *> 20), wordt ook getoond. De bovengrens van het experimentele bereik in het laminaire regime is de opmars van korrels of het initiëren van rimpelpatronen nabij de bodem. De spreiding van de gemeten Shields-parameter zoals weergegeven in het uitgebreide Shields-diagram is ongeveer een factor twee voor zowel laminaire als turbulente stromingsomstandigheden. In de waterbouwkunde wordt voor het ontwerpen van bodembeschermingen bijvoorbeeld voor de rivierbodem rondom brugpijlers en kribben, een ondergrens van de kritische Shields-parameter gekozen. Indien experimenten inzicht geven in de ondergrens van erosie, kan de omvang van geutjes- erosie worden bepaald en zo kunnen zandmeevoe- rende wellen worden voorspeld. In het uiterste geval kan erosie zodanig worden beperkt dat er geen zandmeevoerende wellen optreden. Modelleren van praktijkcondities Vo o r ve l d o m s t a n d i g h e d e n i s d e ove r a l l g e u l t j e s - weerstand aanzienlijk groter dan de kwelweer- stand !s<< !p; zie ook figuur 4). Bijgevolg is de kritische dijkgradiënt ongeveer gelijk aan de kritische geultjesgradiënt (zie ook vergelijking [14]): (16) met (17) en (18) waarbij d 15 de zandkorreldiameter is waarvoor 15% van de zandkorrels fijner is dan d 15, g (= 9.81 m s -2) is de zwaartekracht, D *is de dimensieloze korreldiameter, #Re, !(= 6) is de Reynoldscoëffi- ciënt, $s/$–1 !1.65 met $ als de dichtheid van water, $sis de dichtheid van het zand, % is de kine- matische viscositeit en "!am,c is de kritische Shields-parameter gerelateerd aan d 50. De onbekenden in vergelijking 14 of 16 zijn gekali- breerd met meer dan 50 testen, die in het labora- torium zijn uitgevoerd. Ongeveer 50 gootexperi- menten en bepaalde veldomstandigheden zijn gebruikt voor respectievelijk validatie en verifica- tie. Het combineren van vergelijkingen (16), (17) en (18) met %= 1.33·10 -6m2s-1geeft: (19) waarbij c v,d (!1 – d 15/d50) de variatiecoëfficiënt is, die is gedefinieerd als de verhouding tussen & (standaardafwijking van korrelgrootte) en ' (gemiddelde korrelgrootte). In het Nederlandse rivierengebied bestaat de ondergrond uit twee typen zand. In het beneden- rivierengebied is het zand geclassificeerd als fijn tot matig fijn en in het bovenrivierengebied als grof tot uiterst grof. In Zuid-Nederland (Limburg) bevatten de watervoerende lagen grindhoudend zand en fijn grind. Voor het kalibreren en valideren van zowel SD- als Sellmeijer II-modellen is zand gebruikt met een gemiddelde deeltjesgrootte variërend van 0,1 mm tot 0,3 mm. Daarom zijn vergelijkingen (16) en (19) geldig voor het bereik van fijn tot matig fijn zand waarin c v,d < 0,5. Deze analyse laat zien hoe voor praktijkomstandig- heden de Shields-term zowel erosie als piping regelt. Daarom is bij dijken het kritieke stadium van piping vooral afhankelijk van de intrinsieke bodemeigenschappen (gemiddelde korrelgrootte en de doorlatendheid via d 15) en dus zijn de afme- tingen van de zandlaag van ondergeschikt belang. Conclusies Deze publicatie beschrijft een weerstandsvergelij- king voor het voorspellen van piping in relatie tot bepaalde karakteristieke afvoeren in de zandlaag. Voor kleinschalige proeven is de kritische dijk- gradiënt gebaseerd op zowel de geultjes- als kwelweerstand, en dus is deze gradiënt een functie van verschillende parameters. Voor veldomstandigheden hangt de kritische dijk- gradiënt echter grotendeels af van de intrinsieke bodemeigenschappen en dus is de grootte van de geometrie van de zandlaag van ondergeschikt belang voor het berekenen van piping. Voor deze gevallen wordt geconcludeerd, dat de effecten van de doorlatendheid gemodelleerd worden door de kleinere korrelgrootte d 15of door de variatie- coëfficiënt. Evenzo is voor dit type condities het SD model vergelijkbaar met de piping-rekenregel van Bligh, omdat de Creep-factor omgekeerd gerelateerd is aan de korrelgrootte. Het lijkt erop dat de huidige rekenregel van Sellmeijer geen realistisch toelaatbaar verhang voor piping voorspelt, omdat al het intredend grondwater vanuit de rivier naar de zandmee- voerende wel stroomt. Het is daarom zeer aan- bevelingswaardig om het model DGeoFlow te herijken met realistische randvoorwaarden en de resultaten met het in de literatuur geaccepteerde SD-model te vergelijken. ! 25 ja ar vakblad Geotechniek Piet Lubking Gepensioneerd vml. consultant Deltares, associate professor Unesco-IHE CORRELATIES TER BEPALING VAN ONTWERPPARAMETERS HISTORISCHE ONTWIKKELING Honderd jaar geleden werden in Nederland hevige debatten gevoerd over de geotechnische oorzaken van de spoorwegramp bij Weesp. In de pas opge- richte Commissie voor Bouwgrondonderzoek (de zogenoemde Bouwgrondcommissie) die was inge- steld naar aanleiding van de heftige reacties op het rapport van de eerdere Commissie van Onderzoek (direct na de ramp ingesteld), werd fanatiek en toch beschaafd gediscussieerd over de mogelijk opgetreden mechanismen, de grondparameters die misschien een rol hadden gespeeld en vooral hoe bij toekomstige spoordijken te handelen om een dergelijke catastrofe te voorkomen. Werkelijke expertise met betrekking tot deze problematiek ontbrak, maar de boeiende speculaties hierover kunnen worden beschouwd als de start van grond- mechanica en geotechniek in Nederland. Zij behel- zen dezelfde vragen die altijd en overal door geotechnici moeten worden beantwoord: hoe modelleer ik het vervormings- en bezwijkgedrag van de grond waarop, waarin en waarmee wordt ge- bouwd? En verder: hoe bepaal ik de parameters van dat grondmodel? Rechtstreekse meting van die ontwerpparameters stond nog in de kinderschoenen en bleek, ook in latere jaren, meestal kostbaar en tijdrovend. Met correlatieve bepalingen op basis van simpele classi- ficatie/identificatie- en indexmetingen bestond nog weinig ervaring. In de loop van100 jaar, en zeker in de 25 jaar dat het vakblad Geotechniek bestaat, heeft de geotechniek grote vorderingen gemaakt op de genoemde terreinen van modellering en parame- terbepaling. De discipline heeft zich ontwikkeld van een vage, anekdotische, ietwat mystieke en vaak romantische ervaringsdiscipline tot een realistische, analytische en bijna exacte wetenschap. De methode Potter In de beginjaren werd de grondmechanica voor- namelijk aangeduid als (letterlijk en figuurlijk) “terra incognita”; vrijwel alle kennis op dat gebied moest nog worden ontwikkeld door avonturiers die met eenvoudige rekenmodellen en primitieve parameterbepalingen het grondgedrag trachtten te voorspellen. Vanwege de onbekendheid met de eigenschappen van het ongrijpbare materiaal “grond” hing er rond het vakgebied een waas van romantiek en geheimzinnigheid dat in de huidige Harry-Potterromans en -films niet zou misstaan. De beoefenaren van de geotechnische discipline werden dan ook niet zelden beschouwd als tovenaars, die de duistere en mystieke ondergrond met onorthodoxe en tot dan toe onbekende metho- den trachtten te bezweren. De daarbij optredende onzekerheden waren dermate groot dat in de bouw- praktijk vaak werd gesproken van “gokmechani- sche” in plaats van grondmechanische adviezen. De gehanteerde grondparameters voor geotech- nische adviezen waren vaak gebaseerd op het “Fingerspitzengefühl” van de ervaren adviseur en werden al snel geassocieerd met heilige orakeltaal. Een jonge, onervaren geotechnicus waande zich regelmatig in sprookjesland, een universum waar oudere, wijze tovenaars problemen oplosten door achteloos een toverformule te mompelen of in de grond te prikken met een toverstafje dat zij liefkozend betitelden als hun sondeerwandelstokje. Dat zo’n wandelstokje iets zou kunnen voorspellen over begaanbaarheid of draagvermogen van staal- funderingen was nog wel plausibel, maar dat de benodigde lengte en draagkracht van heipalen er ook mee kon worden vastgesteld grensde aan het bovennatuurlijke. Net als een echte illusionist beschikte de magiër-van-d ienst in dat geval echter steevast over voorkennis in de vorm van een eerder op die plaats uitgevoerde diepsondering. Ook kwam het voor dat een jong ingenieur, die voor een bepaalde parameterwaarde te rade ging bij een orakelende oudere collega, werd getrakteerd op de volgende tovenaars-act. Na enig peinzen schoof het orakel de onderste lade van zijn bureau voorzichtig open, rommelde enige tijd in de daarin opgehoopte papieren en sprak uiteindelijk plechtig het verlos- sende woord: “Neem maar 3,75”. Op de vraag naar de herkomst van dat getal antwoordde de wonder- doener enigszins geïrriteerd: “Neem nou maar 3,75, dan zul je zien dat alles goedkomt! “ Als het nieuws- gierige jonkie later ging kijken wat zich dan wel in die geheimzinnige bureaulade bevond, trof hij slechts kladpapier en directiememo’s aan. Bij een andere gelegenheid, toen bij een grondonderzoek onvoldoende tijd beschikbaar bleek om zekere ontwerpparameters uit de gebruikelijke langdurige laboratoriumproeven te bepalen, suggereerde een tweede doorgewinterde tovenaar om als alternatief het in Duitsland ontwikkelde “Fensterverfahren” toe te passen. En op de vraag wat dat dan inhield was het antwoord: “Dan kijk ik vijf minuten uit het raam en openbaren de waarden zich vanzelf.” ! Figuur 1a+b – Voorbeeld een toverspreukcorrelatie volgens Potter :”kleisterkte ! ééntiende van de sondeerweerstand” inclusief de later gerealiseerde verificatie. 15 GEOTECHNIEK MAART 2021 COLUMN 25 GEOTECHNIEK: EEN VAK IN VERANDERING VRAAGT OM DIALOOG 25 To e n i k i n 1 9 9 1 b e g o n m e t l e s g e v e n a a n d e K U L e u v e n , v e r t e l d e ik bij het begin van de cursus aan de studenten dat Geo- techniek bestaat uit de kennis van: –de lokale geologie; –de regels van de grondmechanica; –de beschikbare uitvoeringsmethodes, en dat deze drie elemen ten even belangrijk zijn. Tijdens de laatste decennia is er in de praktijk veel veranderd: –De kennis van de lokale geologie is meer en meer overge- dragen aan databanken en aan au tomatische interpretatie. Parate kennis o.a. betreffende de wijze waarop lagen zijn afgezet krijgt steeds minder aandacht. –De regels van de grondmechanica zijn vervat in Eurocodes en nationale normen. Detaillistische kennis van de regels is belangrijker geworden dan inzicht. –De beschikbare uitvoeringsmethodes hebben een enorme evolutie gekend, die nog steeds aan de gang is. Er worden alsmaar meer nieuwe uitvoeringsmethodes ontwikkeld waarbij niemand nog weet in welke mate het resultaat door de uitvoering wordt beïnvloed. Het zou me zeer verheugen indien tijdens het jubileumjaar van het vakblad Geotechniek eens zou worden nagedacht over het belang van deze drie elementen. Daarbij zou de vraag moeten gesteld worden of we niet allemaal erg ingewikkeld aan het maken zijn. Het boek “Complexiteit en de waarde van de praktijkkennis” van Govert D. Geldof kan daarbij als leidraad fungeren. In dit boek wordt de pro- blematiek van de grondwaterbeheersing behandeld maar de beschreven gedachtegang kan gemakkelijk over gezet worden op het vakgebied van de Geotechniek. Het staat vast dat, voor wat het vakgebied van de Geo- techniek betreft, de ondergrond altijd complex zal blijven. Ook met nieuwe onderzoeksmethodes en data verwerking- systemen valt daar maar weinig aan te veranderen. De beschikbare data worden gemakkelijker toegankelijk, maar de complexiteit blijft. De regels van de grondmechanica zijn nu vervat in Eurocodes en in zeer performante rekenmodellen. Het gevolg daarvan is dat het werkgebied zeer specialistisch geworden is en daardoor dikwijls ook zeer ingewikkeld. De complexiteit van de grond is evenwel niet verminderd. Performante reken- modellen zijn zeker nuttig voor een back analyse van metingen op constructies. De vraag is of dergelijke modellen altijd nuttig zijn voor ontwerpberekeningen. Een conclusie van Govert D. Geldhof is dat er meer nood is aan dialoog dan aan discussies. Hij verwoordt dit als volgt: “Kort door de bocht: bij discussies willen mensen – net als bij een debat – van elkaar winnen en dragen de betrokkenen argumenten aan om het gelijk te kunnen claimen. Beelden verscherpen zich. In een dialoog luistert men naar elkaar. Men wisselt verhalen uit en probeert zich in elkaar in te leven. Ervaringskennis stroomt. De beelden passen zich dan aan elkaar aan”. Het zou mooi zijn indien er tijdens het jubileumjaar van het Vakblad Geotechniek een dialoog tot stand zou kunnen komen tussen alle bij het vakgebied betrokken partijen: ingenieurs geologen, uitvoerders van grondonderzoek, ontwikkelaars van software, ontwerpers, uitvoerders van funderingen, controlebureaus. Het publiceren en bespreken van een aantal schadegevallen zou daarbij de kers op de taart kunnen vormen. ! COLUMN Ir. em.prof. Jan Maertens Associate Professor Katholieke Universiteit LeuvenDirecteur Jan Maertens BVBA ja ar vakblad Geotechniek 13 GEOTECHNIEK MAART 2021 Het dijktraject tussen het buurtschap Koehool en het Lauwersmeer is onderdeel van de noordelijke Friese Waddenzeedijk en is als primaire kering in het beheer van Wetterskip Fryslân. Het water- schap heeft dit dijktraject ten behoeve van hun zorgplicht en de verkenning beoordeeld met het huidige wettelijke beoordelingsinstrumentarium (WBI). Uit de beoordeling volgt dat de waterkering over het gehele traject niet voldoet aan de veilig- heidsnorm, zoals opgenomen in de Waterwet. Het dijktraject is vervolgens opgenomen in de programmering van het Hoogwaterbeschermings- programma (HWBP) om versterkt te worden. Voor de versterking van de dijk loopt een verkenning waarin de veiligheidsopgave wordt vastgesteld en alternatieven worden ontwikkeld om te komen tot een voorkeursalternatief. Een deel van het dijktraject (circa 11 km) bestaat uit een zogenaamde ‘groene dijk’; een dijk met een grasbekleding op het hele buitentalud (figuur 1). Deze dijk heeft een flauw talud van gemiddeld 1:6 en onder de grasbekleding ligt een kleibekleding met een laagdikte van ongeveer 1,5 m. De groene dijk ligt achter een hooggelegen voorland (Noard- Fryslân!Bûtendyks) met daarop zomerkades, waar- door er onder dagelijkse omstandigheden geen water tegen de dijk staat. De groene dijk is in de jaren ‘80 getest met Delta- gootproeven en op basis van de testresultaten toen goedgekeurd. De grasbekleding weerstond stormcondities met een significante golfhoogte van 1,57 m zonder noemenswaardige schade [ref. 1]. Het resultaat van deze proeven is nu niet meer bruikbaar voor de beoordeling van de dijk, vanwege de gewijzigde norm en de daardoor toe- genomen hydraulische belastingen. De significante golfhoogte in een maatgevende storm in het illustratiepunt is nu circa 2,5 m. Beschikbaar instrumentarium Het WBI bevat een gedetailleerde toets voor het beoordelen van een grasbekleding op het faal- mechanisme grasbekleding erosie buitentalud (GEBU). Een grasbekleding die belast wordt door zowel golfklappen als golfoploop, wordt beoor- deeld op golfklapbelasting, omdat dit maatgevend is. Falen van de grasbekleding door golfklapbelas- ting is gedefinieerd als het moment waarop de onderliggende kleilaag geërodeerd is. De belasting op de bekleding bestaat uit een combinatie van golfhoogte en belastingduur. Gedurende de storm varieert zowel het deel van het talud dat belast wordt als de golfhoogte. Met name het deel van het talud in de zone tussen de waterstand en een halve golfhoogte onder dit peil wordt belast. De belastingduur wordt gedefini- eerd als de tijd waarin het beschouwde punt van de grasbekleding in deze zone ligt (figuur 2). Voor het bepalen van de veiligheid van de gras- bekleding met onderliggende kleilaag is het programma BM Gras Buitentalud beschikbaar. Hiermee kan de gebruiker een semi-probabilisti- sche beoordeling uitvoeren. Het talud is opge- deeld in verticale segmenten (standaard 0,10 m) en de storm is opgedeeld in tijdstappen (standaard 0,25 uur). Per tijdstap wordt beoordeeld of segmenten belast worden door golven en zo ja, dan wordt de faalfractie bepaald voor elk belast segment. De faalfractie is de verhouding tussen de belastingduur en de standtijd van de bekleding. Het resultaat van de analyse is een cumulatieve faalfractie per segment aan het eind van de storm. Wanneer de cumulatieve faalfractie op een locatie op het talud groter is dan 1, faalt de bekleding. De sterkte van de bekleding is dus uitgedrukt in een standtijd, dit is de tijd dat de bekleding een bepaalde golfhoogte kan weerstaan voordat de bekleding faalt. Voor de kleibekleding is de standtijd uitgedrukt in een reststerkte. De rest- sterkte van de kleibekleding (t rs) is afhankelijk van de erosiesnelheid (R e) en de dikte van de kleilaag (dc). De reststerkte van een kleibekleding, na beschadiging van de graslaag, wordt gegeven door de formule [ref. 6]: De dikte van de klei en graslaag (d c) wordt vermin- derd met 0,2 m om initiële erosie door schade aan de grasbekleding mee te nemen. Deze definitie van de reststerkte is toepasbaar tot een erosiediepte van 0,5 m, omdat bij grotere erosiedieptes andere processen kunnen gaan spelen. Klei op meer dan 0,5 m onder het maaiveld heeft daardoor in deze schematisatie van de werkelijkheid geen effect op de standtijd van de bekleding. 18 GEOTECHNIEK MAART 2021 Figuur 1 – Locatie groene dijk, groen gearceerde dijktraject (km 26,50 - km 37,90). EEN TOETS OP MAAT VOOR DIJKEN MET GRASBEKLEDING IN DE GOLFKLAPZONE REKENMODEL VOOR HET BEPALEN VAN DE FAALKANS VAN KLEIBEKLEDING DOOR GOLFKL APPEN ir. Mark Klein BretelerDeltaresSpecialist waterkeringen ir. Paul BuringWetterskip Fr yslânWaterbouwkundig ingenieur ir. Emma SirksWitteveen+BosSpecialist waterkeringen De erosiesnelheid (R e) van een kleilaag door golf- belasting is recht evenredig met de golfhoogte (Hs) en de taludhelling (tan !) conform onder- staande relatie [ref. 9]: Vanaf een golfhoogte van 0,5 m ontstaat er een erosiesnelheid. De erosiesnelheid neemt toe met zowel de golfhoogte als de taludhelling. In de WBI-software BM Gras Buitentalud is deze relatie toegepast met een vaste waarde van de talud- helling (tan != 1/3). Het resultaat van de beoordeling van de groene dijk in de gedetailleerde toets met BM Gras Buitentalud is een cumulatieve faalfractie van 6 à 7. De dijk voldoet conform het beschikbare instrumentarium dus ruim niet aan de norm. Ontwikkelde rekenmodel voor toets op maat Het beschikbare instrumentarium doet geen recht aan de karakteristieken van de groene dijk, met een relatief flauw talud (1:6) en dikke kleilaag (1,5 m). Om deze reden is door het projectteam een rekenmodel ontwikkeld waarmee een toets op maat op de groene dijk uitgevoerd kan worden. Het rekenmodel is opgezet om volledig probabilis- tisch de faalkans van een kleibekleding te bepalen. Een vergelijking van deze faalkans met de faal- kanseis laat zien of de dijk voldoet aan de norm. Het ontwikkelde rekenmodel bestaat uit twee modules: een probabilistische module en een erosiemodule. De probabilistische module stuurt de erosie- module aan voor elke mogelijke combinatie van hydraulische belastingen en erosiecoëfficiënt. Gegeven de betreffende hydraulische belastingen en erosiecoëfficiënt, geeft de erosiemodule als binaire uitkomst het wel of niet falen van de dijk. De faalkans van het dijkprofiel is gelijk aan de som van de kans van alle combinaties waarbij falen van de kleilaag optreedt. EROSIEMODULE De erosiemodule berekent de erosie van de klei- laag tijdens een gegeven storm. Hierbij wordt geen sterkte toegekend aan de grasbekleding. Conform de methode in het WBI kan namelijk aan een grasbekleding met een gesloten zode vanaf een golfhoogte van 1,25 m geen sterkte ontleend worden. In de maatgevende storm treedt deze golfhoogte al snel op en is de bijdrage van de grasbekleding aan de sterkte dus verwaarloosbaar verondersteld. Golfklappen op een grasbekleding en onderlig- gende kleilaag zorgen voor erosie waarbij rond de waterstand een erosieterras ontstaat. Het erosie- profiel wordt geconstrueerd conform de uitgangs- punten in Kaste en Klein Breteler [ref. 4]. Een schets met de vorm van het erosieprofiel en de definitie van een aantal parameters staat in figuur 3. De erosiediepte van het terras ten opzichte van de stilwaterlijn (d t) is afhankelijk van het erosievolume (V e). De taludhelling van het erosie- terras ( !t) is variabel in de tijd. De taludhelling van de klif ( !k= 45°) is constant, net als de originele taludhelling van het profiel ( !). Het beschreven erosieprofiel met erosieterras en klif ontstaat rondom de waterstand op het moment van belasten. Gedurende een storm varieert de waterstand en varieert hierdoor ook de locatie van het erosieterras. De invloed van het aanwezige erosieprofiel op de bijkomende erosie in de volgende tijdstap is meegenomen conform de methode van Kaste en Klein Breteler in [ref. 4]. Het erosieprofiel in de belaste zone heeft een reduce- rend effect op de erosiesnelheid, omdat golven door het aanwezige erosieterras energie verliezen en daardoor minder erosie veroorzaken (figuur 4). Voor de erosiesnelheid van de kleibekleding is de formule van Mourik [ref. 1] gebruikt (formule 1). Deze formule is geschikt voor het bepalen van de erosiediepte bij een dikkere kleilaag dan 0,5 m, omdat in deze aanpak rekening wordt gehouden met het aanwezige erosieprofiel, uitgedrukt in het aanwezige erosievolume (V e). De erosiesnelheid in een bepaalde tijdstap is daarnaast afhankelijk van de erosiecoëfficiënt van de kleibekleding (c e), de oorspronkelijke taludhelling (tan !) en de golfcondities (H sen T P). De formule van Mourik is afgeleid op basis van experimenteel onderzoek in de Deltagoot en numerieke berekeningen. Onzekerheden in het rekenmodel worden in rekening gebracht door een variatie op de erosie- coëfficiënt van de kleibekleding (voor klei: "(c e) = 0,55; V(c e) = 0,25). Het geldigheidsgebied van de formule van Mourik is begrensd voor de signifi- cante golfhoogte (0,9 ! Hs ! 1,5 m) en taludhelling (1:5! !!tan! !!!1:3, zonder berm). Voor het gebruik van deze formule buiten dit geldigheidsgebied is de onzekerheid over de toe- SAMENVATTING 19 GEOTECHNIEK MAART 2021 Onderdeel van het dijktraject Koehool-Lauwersmeer is ‘de groene dijk’, een grasdijk met een flauw talud en een kleilaag van ongeveer 1,5 m onder de grasbekleding. Voor het beoordelen van de veiligheid van deze grasbekleding is het beschikbare instrumentarium te conservatief. Daarom is door het projectteam een rekenmodel ontwikkeld, waarmee de groene dijk met een toets op maat beoordeeld is in een nadere veiligheidsanalyse. In het model worden zowel de belastingen op de dijk als de sterkte van de dijk probabilis- tisch meegenomen, resulterend in een faalkans in lijn met de overstromings- kansbenadering van het WBI. Het ontwikkelde rekenmodel is ook toepasbaar op andere locaties. Figuur 2 – Belastingduur golfklapbelasting [ref. 8]. Figuur 3 – Schematische weergave erosieprofiel [ref. 5]. pasbaarheid van de formule verwerkt in de variatie van de erosiecoëfficiënt. In een analyse van Klein Breteler [ref. 7] is een inschatting gemaakt van de grootte van deze onzekerheid als functie van de golfhoogte en de taludhelling: talud 1:3 tot 1:5: V(c e) = max (0,25;0,35 *Hm0–0,28) talud 1:6: V(c e) = max (0,29;0,35 *Hm0–0,24) talud 1:7: V(c e) = max (0,32;0,35 *Hm0–0,21) talud 1:8: V(c e) = max (0,34;0,35 *Hm0–0,19) De gemiddelde waarde van de erosiecoëfficiënt is constant: "(ce) = 0,55. Voor tussenliggende taludhellingen is lineair geïnterpoleerd tussen de verschillende variatiecoëfficiënten van de omliggende taludhellingen. De formule is niet toegepast voor taludhellingen steiler dan 1:3 of flauwer dan 1:8. De golfhoogte is niet begrensd. In elke tijdstap wordt een nieuw erosieprofiel geconstrueerd op basis van het aanwezige erosie- profiel uit de vorige tijdstap en het bijkomende erosievolume op basis van de formule van Mourik. Aan het eind van elke tijdstap controleert het model of de kleibekleding faalt. De kleilaag faalt wanneer het erosieprofiel de dikte van de kleilaag doorsnijdt of wanneer het erosieprofiel de buiten- kruinlijn doorsnijdt. Deze laatste faaldefinitie is toegevoegd vanwege de beperkte kruinbreedte. PROBABILISTISCHE MODULE De probabilistische analyse is uitgevoerd met numerieke integratie. Aan de belastingenkant zijn combinaties van hydraulische belastingen (water- standen en golfcondities) meegenomen met hun kans van voorkomen. Aan de sterktekant is de erosiecoëfficiënt van de kleibekleding probabilis- tisch meegenomen. Overige parameters (talud- helling, kleilaagdikte, faseverschil getij en storm- opzet) zijn constant (deterministisch) veronder- steld. De probabilistiek van de hydraulische belastingen is bepaald op basis van de HR-database met productieberekeningen per locatie en de kans van voorkomen van de basisstochasten: windrichting, windsnelheid en waterstand. De correlatie tussen windsnelheid en waterstand is meegenomen door het opstellen van een bivariaat correlatiemodel volgens de methode zoals beschreven door Geerse [ref. 2]. Ook de modelonzekerheid in de golf- hoogte en de golfperiode en de correlatie tussen deze onzekerheden zijn meegenomen. De modelonzekerheid is meegenomen door het toepassen van een modelonzekerheidsfactor gedefinieerd door een gemiddelde en een stan- daardafwijking. Deze factor verschilt voor de golfhoogte en de golfperiode en is overgenomen uit het rapport van Smale [ref. 10]. De modelon- zekerheid van zowel de golfhoogte als de golf- periode wordt in de probabilistische module gediscretiseerd in 5 onzekerheidswaarden voor iedere golfparameter conform de voorgeschreven wijze (‘methode 2’) in de Hydra-NL systeemdocu- mentatie [ref. 3]. De kansen behorende bij de modelonzekerheden van golfhoogte en golfperiode zijn niet onafhan- kelijk. Zonder het toepassen van een correlatie tussen deze parameters treden onrealistische golf- steilheden op, tot wel 30 %. Op basis van Smale [ref. 10] is een correlatiecoëfficiënt van 0,37 met een normale bivariate verdeling tussen deze twee variabelen aangehouden. De kansen zijn berekend door dubbele integratie over de kansdichtheids- functie tussen de grenzen behorende bij deze 25 intervallen. De resulterende kans van voorkomen van de 25 combinaties van modelonzekerheden van golfhoogte (H s) en golfperiode (T m-1,0 ) staat in figuur 5. Per combinatie is de kans van voor- komen met een getal en een kleurindicatie aan- gegeven. De som van alle kansen in dit raster is gelijk aan 1. Om de onzekerheid in de erosiecoëfficiënt mee te nemen in de probabilistische analyse, wordt het erosiemodel voor elke belastingcombinatie van de hydraulische belastingen met zeven verschillende waarden voor de erosiecoëfficiënt uitgerekend. Gekozen is voor het gebruiken van waarden voor de erosiecoëfficiënt behorende bij de onderschrij- dingskansen: 0,3; 0,5; 0,7; 0,8; 0,9; 0,95 en 0,99. De gebruikte intervallen zijn kleiner naarmate de waarden voor de erosiecoëfficiënt groter worden, omdat de kans op het falen van de dijk voor grotere erosiecoëfficiënt groter is. De kansverdeling van de erosiecoëfficiënt van de kleibekleding (ce-waarde) is daarbij afhankelijk van de golf- hoogte en taludhelling vanwege de toepassing van de formule van Mourik buiten het geldigheids- gebied. De normale verdeling van de klei- erosie- coëfficiënt varieert dus per belastingcom-binatie en tijdens een storm, omdat de golfhoogte varieert tijdens een storm. Resultaat nadere veiligheidsanalyse Het ontwikkelde rekenmodel is als toets op maat toegepast in de nadere veiligheidsanalyse van de groene dijk. Voor elk uitvoerpunt van de hydrauli- sche database langs de groene dijk is een represen- tatief profiel van de dijk gemaakt; ongeveer om de 250 m. Elke doorsnede heeft een lokale talud- helling, oriëntatie, hoogte van het voorland en kleilaagdikte. Op elke doorsnede is het reken- model toegepast om de faalkans van de kleilaag en dus de faalkans van de dijk op het faalmechanisme grasbekleding erosie buitentalud te bepalen. Per profiel zijn ongeveer 150.000 combinaties van belastingen en sterkte beschouwd. Het aantal combinaties per profiel is gelijk aan het aantal productieberekeningen in de HR-database, maal het aantal discretisatiestappen voor de model- onzekerheid van de golfhoogte (5) en de golf- periode (5), en de klei-erosiecoëfficiënt (7). Per combinatie van belasting en sterkte volgt of de bekleding faalt of niet. De som van de kans van voorkomen van de combinaties waarbij de bekleding faalt, resulteert in de faalkans van het profiel. Ook bepaalt het rekenmodel het erosie- profiel in het illustratiepunt (figuur 6). Het illustra- tiepunt is hier gedefinieerd als de combinatie van hydraulische belastingen en erosiecoëfficiënt met de grootste kans van voorkomen, gegeven dat de dijk faalt. 20 GEOTECHNIEK MAART 2021 Figuur 5 – Discretisatie van de kansdichtheidsfunctie voor de gecorreleerde modelonzekerheden golfhoogte en golfperiode. Figuur 4 – Gecorrigeerd erosieprofiel aan het eind van de huidige tijdstap [ref. 4]. 21 GEOTECHNIEK MAART 2021 Het resultaat van de nadere veiligheidsanalyse is dat een deel van de dijk (zo’n 5 km) voldoet aan de faalkanseis horend bij de signaleringswaarde in 2023. Dat resultaat verschilt sterk van het resul- taat uit de gedetailleerde toets, waar het gehele dijktraject ruim was afgekeurd. Voor de verkenning is de veiligheid van de dijk in zichtjaar 2073 beschouwd, het einde van de ontwerplevensduur van de versterking. Uit deze analyse volgt dat een deel van de groene dijk (zo’n 6 km) voldoet aan de faalkanseis horend bij de ondergrens. Het resultaat is vergelijkbaar met het resultaat uit de analyse van zichtjaar 2023 bij de signaleringswaarde. Dit is te verklaren doordat de norm voor de ondergrens weliswaar een factor 3 lichter is, maar de verwachte zeespiegelstijging dit positieve effect compenseert doordat erosie hoger op het talud plaatsvindt. De hogere water- stand en de hoger gelegen erosieprofielen leiden tot meer gevallen waarbij de dijk faalt doordat het erosieprofiel de buitenkruinlijn doorsnijdt. In een gevoeligheidsanalyse is de uitkomst van de nadere veiligheidsanalyse onderzocht op gevoeligheid voor de golfhoogte en de kleilaag- dikte. In de POV Waddenzeedijken is namelijk aangetoond dat het meenemen van de aanwezige ruwheid van het voorland leidt tot een lagere golfhoogte [ref. 11]. De gevoeligheid van het resultaat voor de golfhoogte staat in figuur 7 voor een aantal locaties en zichtjaren. Met een golf- hoogtereductie van 15% zou het gehele traject voldoen. De gevoeligheid van het resultaat voor de klei- laagdikte is interessant, omdat het een ontwerp- parameter is: hoeveel extra klei is nodig om de dijk goed te keuren? Uit figuur 8 volgt dat de dijk voldoet wanneer zo’n 0,25 m extra klei aangebracht wordt. Op basis van de uitkomst is het projectover- stijgend waardevol om de klei-erosiecoëfficiënt in de Deltagoot te beproeven. De klei-erosiecoëf- ficiënt heeft namelijk een grote invloed op de erosiesnelheid en daarmee de faalkans van de dijk. In de erosiemodule is de onzekerheid over de toepasbaarheid van de formule van Mourik buiten het geldigheidsgebied verwerkt in onzekerheids- toeslagen in de verdeling van de klei-erosie- coëfficiënt. Hoe verder de golfhoogtes en talud- hellingen van het beproefde bereik afliggen, hoe groter de standaardafwijking van de klei-erosie- coëfficiënt. Door het uitvoeren van erosietesten op een kleibekleding met grotere golfhoogtes (tussen de 1,5 m en 2,5!m) kan de onzekerheid in de klei-erosiecoëfficiënt voor golfhoogtes in deze range verkleind worden. To e p a s s i n g s m o g e l i j k h e d e n buiten projectgebied Het ontwikkelde rekenmodel kan met een paar aanpassingen toegepast worden op andere loca- ties met een gras- met kleibekleding in de golf- klapzone. Toepassing is interessant wanneer de bekleding afgekeurd wordt in de gedetailleerde toets, en er meer sterkte aanwezig is dan mee- genomen kan worden in deze toets, zoals een grotere kleilaagdikte of een flauwer talud. De probabilistiek van de hydraulische belastingen moet per project bepaald worden op dezelfde wijze als is toegepast voor de groene dijk. Waar in de Waddenzee alleen de basisstochasten wind- richting, windsnelheid en waterstand relevant zijn, moeten op andere locaties indien van toepas- sing bijvoorbeeld ook de rivierafvoer en toestand van keringen meegenomen worden. Wanneer relatief lage golven aanwezig zijn, kan het nuttig zijn om de sterkte van de grasbekleding mee te nemen. Een grasbekleding met een gesloten zode draagt bij aan de sterkte tot een golfhoogte van 1,25 m. To t s l o t k a n h e t r e k e n m o d e l u i t g e b r e i d w o r d e n met een erosiemodel voor de zandkern. Na erosie van de kleilaag ligt er immers nog een zandlichaam en treedt er nog geen overstroming op. De reststerkte van de zandkern kan meege- nomen worden in een toets op maat. Op dat moment moet ook de interactie met andere faalmechanismen worden onderzocht, zoals macrostabiliteit binnenwaarts. Referenties [1] Burger A.M. (1984). Sterkte van het buiten- beloop van een ‘groene dijk’ tijdens een super- stormvloed onderzoek naar het gedrag van een met gras begroeide dijk langs de Friese Wadden- Figuur 6 – Erosieprofiel bij illustratiepunt. Figuur 7 – Gevoeligheids- analyse golfhoogtereductie. Figuur 8 – Gevoeligheidsanalyse kleilaagdikte kust, tussen de Noorderleegpolder en Holwerd. (Band A en B). [2] Geerse C. (2004). Bivariate correlatiemodellen met exponentiele en asymptotische exponentiele marginale verdelingen. [3] Hydra-NL (2018). Systeemdocumentatie - versie 2.5. [4] Kaste D. en Klein Breteler M. (2015). Reken- model voor kleierosie bij variërende waterstand. [5] Klein Breteler M. e.a. (2012). Erosie van een dijk na bezwijken van de steenzetting door golven - SBW reststerkte; analyse Deltagootproeven. [6] Klein Breteler M. (2015). Residual strength of grass on clay in the wave impact zone - Basis for safety assessment method of WTI-2017, product 5.10. [7] Klein Breteler M. (2019). Benodigde veilig- heidsmarge voor reststerkteberekeningen. [8] Ministerie van Infrastructuur en Waterstaat (2019). Schematiseringshandleiding Grasbekle- ding (versie 4.0). [9] Mourik G.C. (2020). Prediction of the erosion velocity of a slope of clay due to wave attack - pro- duct 5.21. [10] Smale A.J. (2018). Correlation between model uncertainties wave height and wave period. [11] POV Waddenzeedijken (2020). Effectiviteit Voorlanden HR - Samenvat tende rappor tage. ! Formules (1) EROSIESNELHEID Formule van Mourik voor het bepalen van de erosiesnelheid, uit Mourik [ref. 9] Vo o r H s> 0,4m: Vo o r : H s<0,4m: Parameter Eenheid Toelichting m3/m/uur erosiesnelheid -erosiecoëfficiënt klei: "(c e) = 0,55; V(c e) = 0,25 keileem: "(c e) = 0,35; V(c e) = 0,27 m3/m erosievolume per meter dijk In de methode van Kaste en Klein Breteler wordt hier het gecorrigeerde erosievolume uit de voorgaande tijdstap gebruikt (V e0,corr ) msignificante golfhoogte -taludhelling van het oorspronkelijke profiel van de dijk -golfsteilheid, gebaseerd op de significante golfhoogte en de golfperiode bij de piek van het spectrum (T p) 22 GEOTECHNIEK MAART 2021 Ingenieursbureau van topklasse Witteveen+Bos levert met ruim 1.200 medewerkers adviezen en ontwerpen op het gebied van water, infrastructuur, milieu en bouw. Daarmee behoren we tot de top 10 van de Nederlandse ingenieurs- bureaus. We zetten onze topexpertise in om complexe vraagstuk- ken op te lossen en zijn een betrokken partner voor onze opdracht- gevers. Onze visie daarbij is dat we een advies- en ingenieurs- bureau van topklasse willen zijn. Topklasse betekent voor ons: zelf heel goed zijn in je vak, samenwerken met andere toppers en werken in een cultuur van ondernemerschap en vertrouwen. Multidisciplinaire en grensverleggende projecten Ty p e r e n d v o o r o n z e w e r k w i j z e i s d e m u l t i d i s c i p l i n a i r e p r o j e c t - aanpak. We hebben zeven vestigingen in Nederland en zijn in totaal in elf landen actief. Onze advieswerkzaamheden omvatten het gehele traject van planstudie, ontwerp en engineering, besteksvoorbereiding tot en met de uitvoeringsbegeleiding en projectmanagement. Zo leveren een bijdrage aan de Ooster- weelverbinding in Antwerpen, Ring Utrecht en Ruimte voor de Rivier-projecten. Ook zijn we actief in het buitenland met projecten als Masterplan Jakarta en drinkwaterprojecten in Afrika. Ruimte voor talent en ambitie Wij hechten sterk aan onze bedrijfscultuur, waarin elke mede- werker het beste uit zichzelf haalt, de talenten ten volle benut en maximale klantwaarde biedt. We bieden je een podium waarop je je kunt ontwikkelen en je ambities waar kunt maken. Kies je voor een baan bij Witteveen+Bos, dan kies je voor afwisseling en uitdaging in projecten die uitdagend en grensverleggend zijn. Nieuwsgierig geworden? Bezoek dan www.w itteveenbos.com, en ont dek de mogelijkheden van stagelopen, afstuderen of werken. Ieder jaar organiseren we diverse business courses. 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 25 25 ja ar vakblad Geotechniek 35 GEOTECHNIEK MAART 2021 COLUMN OUDE BEKENDE, NIEUWE TIJD In 1997 werd het kennisplatform en blad Geotechniek opgericht. Ik was destijds net 1 jaar begonnen aan mijn studie Te c h n i s c h e A a r d w e t e n s c h a p p e n i n D e l f t . D e s t i j d s m e t h e t p l a n om na een Master in Ingenieursgeologie in het buitenland te gaan werken, in de tunnelbouw in bergachtige gebieden. Puzzelen met geologische kaarten, zoeken naar breuksystemen in het veld, shotcreten, hoe rock bursts te voorkomen, dat was pas ‘echte’ geotechniek! Inmiddels weet ik: hoewel minder zichtbaar, doen de geotech- nische uitdagingen in onze laaglanden hier zeker niet voor onder. Onze klei- en veengronden zijn misschien nog wel lastiger te beheersen dan de ondergrond in die bergachtige gebieden, ook na 100 jaar geotechniek. In ons vakgebied zijn ook na een eeuw nog steeds veel details in grondgedrag die we onvoldoende begrijpen of kunnen voorspellen. Bovendien stellen we telkens strengere eisen, bijvoorbeeld aan lange-termijn gedrag, omgevingshinder of circulariteit. Naar mijn mening is er dan ook nog voldoende ruimte voor nog eens 100 jaar onderzoek. De laatste jaren zien we daarnaast een snelle ontwik- keling van digitalisering; het ontsluiten van grote hoe- veelheden data, bijvoorbeeld uit satellietmetingen of de BRO, en het gebruik van data sciences om hier inzichten uit te halen. Recenter zijn de ontwikkelingen op het gebied van para- metrisch ontwerpen; iets dat het ontwerpproces ingrijpend zal veranderen, en waarin Nederland een van de koplopers is. De nieuwe generatie geotechnisch adviseur is vaak ook parttime programmeur, die via open source platforms ontwik- kelingen deelt. Zie bijvoorbeeld de GEOLIB ontwikkelingen, waarbij vrijwel de gehele markt betrokken is, en de Digital Engineering Community, waarin verschillende aannemers gezamenlijk software ontwikkelen. Delen van en bouwen op elkaars kennis, en toch blijven concurreren. Een boeiend experiment. Digitalisering biedt nieuwe kansen, maar het begrip van de basis van de geotechniek, zoals grondonderzoek en begrip van materiaalmodellen, blijft even belangrijk. Hier ligt ook in de toekomst de meerwaarde van een geotechnisch ingenieur. De vraag naar geotechnisch adviseurs is de afgelopen jaren daarbij alleen maar gegroeid. Voor het delen van nieuwe ontwikkelingen en er varingen van projecten hebben wij als geotechnici in België en Nederland een uniek platform; het eigen vakblad Geotechniek. Wij zijn als Kivi Geotechniek trots dat ons vakblad en kennisplatform de afgelopen 25 jaar zo’n centrale rol heeft gekregen in het delen van geotechnische kennis, ervaring en ontwikkelingen in Nederland en België. Als Afdeling heeft Kivi Geotechniek de komende jaren echter ook een grote uitdaging om het dalende ledental te keren. Aan ons de taak om aan jonge ingenieurs duidelijk te maken hoe invloedrijk de Afdeling Kivi Geotechniek is. Als klankbord en aanspreekpunt voor normen en richtlijnen, internationale technische commissies en Chartered Engineers bijvoorbeeld en daarnaast als organisator van de Geotechniekdag, de CGF-modules, PAO cursusprogramma’s, lezingen en project- excursies. Wij werken ook binnen Kivi aan een geo-community, die een levendige online ontmoetingsplek moet gaan worden voor het vakgebied. Daarover later dit jaar meer. Om al deze dingen te blijven doen hebben we jullie hulp nodig, zodat we ook de komende 25 jaar een platform en vakblad als Geotechniek in stand blijven houden! Ik heb er alle vertrouwen in. To t s l o t n a m e n s K i v i G e o t e c h n i e k e e n s p e c i a a l d a n k w o o r d aan Robert Diederiks, die de afgelopen 25 jaar ons allemaal telkens achter de broek aan zat om onze artikelen op tijd aan te leveren, en daarnaast onvermoeibaar organisaties en bedrijven blijft werven om ons vakblad te ondersteunen. Geen eenvou- dige opgave; dank daarvoor Robert! ! Bas Vos Voorzitter Kivi Geotechniek / Engineering Management (Geotechnical), Project manager digitization developments Hydronamic BV- Royal Boskalis Westminster nv Inleiding Dit artikel presenteert een serie schaalproeven en de numerieke simulatie daarvan. De proeven zijn uitgevoerd in het laboratorium van Deltares en zijn eerder beschreven in Wittekoek (2020). Dit artikel is het derde in een serie in Geokunst over geogrid- verankerde damwanden: –Detert et al. (2019) beschreven voor- en nadelen, voorbeeldprojecten en het onderzoeksprogramma dat deels in dit artikel wordt beschreven. –Van Duijnen et al. (2020) beschreven monitoring en numerieke analyse van een full-scale test bij Windpark Krammer. Een geogrid-verankerde damwand heeft zowel overeenkomsten met gewapende grond met een wandpaneel over de volle hoogte, als met een traditioneel verankerde damwand. Een verschil met een verankerd wandpaneel is de inbedding of inklemming. Het verschil met een traditioneel verankerde damwand is het aantal ankers en het feit dat de geogrids ook actief zijn binnen de actieve grondwig tijdens vervorming van de damwand. Kleine schaalproeven Figuur 1 laat de proefopstelling zien van de schaal- proeven. De proefbak is vrij smal (10 cm), 52,5 cm lang en 30 cm hoog. In de bak is een 10 mm dikke aluminium model-damwand geplaatst. Deze is al dan niet verankerd met een of twee geogrids, en representeert alleen het bovenste deel van een damwand. Het onderste deel van de damwand wordt verondersteld diep in de draagkrachtige grond te zijn geïnstalleerd. De damwand kan vrij horizontaal bewegen over de bodem van de proefbak. Het model-geogrid heeft een korte-duur stijfheid van 191 kN/m bij 2% axiale rek en een korte-duur treksterkte van 16,2 kN/m bij een maximale rek van 13,5%. Aan de actieve zijde van de damwand is de proefbak gevuld met Baskarp B15 zand. Dit is slecht gegradeerd zand. waarvan de eigenschappen zijn gegeven in Tabel 1. Het zand is verdicht tot een relatieve dichtheid van ongeveer 70%. De passieve zijde is gemodelleerd met een 10 cm breed siliconen blok met een stijfheid van 159 kPa bij een rekniveau tot minstens 8% (8 mm). ir. Britt Wittekoek Deltares, TU Delft dr. ir. Suzanne J.M. van EekelenDeltares ing. Jarno TerwindtDeltares 66 GEOKUNST GEOGRID-VERANKERDE DAMWANDEN DEEL 3: EXPERIMENTEN EN NUMERIEKE ANALYSE MAART 2021 Figuur 1 – Proefopstelling. a. Overzicht. dr. ir. Mandy KorffDeltares, TU Delft dr. Oliver DetertHuesker SyntheticGmbH, Duitsland ir. Joris van den BergHuesker Synthetic BV Raoul Hölter, MSc.Ruhr-Universität Bochum, Duitsland dr.-Ing Diethard KönigRuhr-Universität Bochum, Duitsland d. Verbinding geogrid-damwand in de proeven. c. Watercontainer op strip als bovenbelasting. b. Bovenaanzicht en dwarsdoorsneden. Ta bel 1 – Eigenschappen van het Baskarp B15 zand gebruikt in de proeven. Parameter Symbool Waarde Relatieve dichtheid [%] ID 63 – 83 Mediaan van de korrelgrootte [mm] D50 0,137 Uniformiteitscoëfficiënt [-] D60/D10 1,6 Wrijvingshoek [°] !sectriax 451 Residuele wrijvingshoek [°] !r e st r i a x 34 Dilatantie hoek [°] "t r i a x 15 Cohesie [kPa] C 0,6 Secant Young’s modulus bij steundruk 100 kPa [MPa] E50 72,4 Exponent in stijfheidsrelatie [-] M 0,54 Poisson ratio [-] # 0,25 ing. Piet G. van DuijnenGeoTec Solutions 67 GEOKUNST MAART 2021 SAMENVATTING Het is relatief nieuw om geogrids te gebruiken om damwanden te verankeren. Een serie proeven in het laboratorium van Deltares laat zien hoe deze geogrid verankering werkt en hoe deze methodiek zich verhoudt tot CUR166 (CRW C166 damwandconstructies). De proeven zijn gesimuleerd met 2D Plaxis-sommen. We zien hoe de locatie van de bovenbelasting, de lengte van de geogrids en het aantal geogrids bepalend zijn voor de draagkracht van de constructie. De resultaten geven inzicht in het stabiliserende effect van het geogrid, en de effectieve lengte van het geogrid; dat wil zeggen: langs welke delen van het geogrid wordt de geogrid-grondwrijving gemobiliseerd? Britt Wittekoek studeerde bij Deltares en de TU Delft op af op dit onderzoek en schreef er een journal paper over (Wittekoek et al., 2021). Suzanne van Eekelen schreef op basis hiervan dit artikel. Achter de damwand is een plexiglas strookbelas- ting aan gebracht. Deze is 10 cm lang en bijna even breed als de proefbak. Deze wordt belast met een (blauwe) container die langzaam wordt gevuld met water. Geeft de strookbelasting een druk van 10 kPa, dan komt dat overeen met 1 kN per m damwand (1 kN/m). De strookbelasting is zo vormgegeven dat deze de verticale en horizontale vervorming van de grond kan volgen. De wrijving tussen zand en wand is geminimali- seerd met een doorzichtig siliconen vel met glijmiddel tussen zand en wand. Paragraaf 3.1 gaat in op de invloed van de geringe breedte van de bak en de wandwrijving. Ta bel 2 geef t een over zicht van de proeven. Gedurende de proeven zijn er continu foto’s ge maakt om de verplaatsingen te volgen met behulp van PIV (Particle Image Velocimetry). De resultaten met het programma GeoPIV-GR (Stanier et al., 2015) kwamen goed overeen met die van het handmatig volgen van de meetpunten. Resultaten kleine schaalproeven REPRODUCEERBAARHEID EN VALIDATIE VAN DE PROEVEN In de meeste proeven kantelt de damwand, zoals getoond in figuur 2a. Deze proeven blijken goed reproduceerbaar zoals te zien in figuur 2c. In!de proeven met de langste geogrids (180 mm) biedt het geogrid zoveel weerstand dat het bezwijk- patroon verandert. De damwand kantelt niet meer voorover, zoals bijvoorbeeld in Test 13, figuur 2a, maar schuift onderuit (Test 45, figuur 2b). De damwandteen verplaatst daarbij pas bij een boven- belasting hoger dan 2,9 kN/m over de bodem. Dat geeft meer wrijving, en het stick-slip gedrag heeft dan meer invloed dan bij de kortere geo- grids. Hierdoor wordt de reproduceerbaarheid minder. Dat is te zien in figuur 2d. Alle proeven met het 180 mm geogrid in figuur 3 laten eenzelfde gekromd glijvlak zien. Dit glijvlak is langer dan het rechte actieve glijvlak dat zou ont- staan als er geen geogrid an ker zou zijn of en korter geogrid, zoals getoond voor de testen 12 en 13 met het geogrid in figuur 3. In twee van de drie proeven met het 180 mm geogrid ontstond bij lage belastingen eerst het rechte, actieve glijvlak. Bij verdere belasting ontstond het bolle glijvlak. De invloed van de wandwrijving in de smalle proefbak Ta bel 2 – Proevenserie Te s t 2 Aantal Lengte Geogrid Verticale Afstand tussen Relatieve geogrids geogrid(s) bevestigd afstand tussen strookbelasting dichtheid (mm) aan bovenzijde en damwand I D(%) 3 damwand? damwand en (mm) geogrid (mm) 12/13 1110 Ja 50 30 67 / 71 14/15 1 110 Ja 50 60 73/ 74 16/17/45 1180 Ja 50 30 68 /74/76 18/19 1180 Ja 50 130 74 /73 20/21 2 180 (boven) Ja 50 en 120 130 71 /64 110 (onder) 22/23 2 180 (boven) Ja 50 en 120 30 74 /78 110 (onder) 28 160 Ja 50 30 81 30 160 Ja 50 84 78 31 160 Nee, los50 30 68 41/ 42 1180 Nee, los50 30 75/76 43/44 1 110 Nee, los 50 30 69/76 47 0- Ja - 84 75 48 0- Ja - 30 71 51 1130 Nee, los50 30 67 52 1130 Ja 50 30 65 Figuur 2 – Last-vervorming van proeven met (links) 110 mm geogrid en (rechts) 180 mm geogrid. De belasting staat op 30 mm van de damwand. IDis de relatieve dichtheid van het zand. kan relatief groot zijn en door de smalle bak kan er boogwerking ontstaan tussen de twee wanden. Wittekoek (2020) en Wittekoek et al. (2021) hebben deze invloed geanalyseerd door de wrijving langs de wand te meten en me t analytisc he berek eningen. Bovendien zijn in Wittekoek et al. (2021) de proef- resultaten vergeleken met proeven in een acht keer bredere bak. De vorm van de glijvlakken in beide bakken blijkt gelijk. Daarmee is aangetoond dat de smalle-bakproeven voldoende betrouwbaar zijn om de resultaten kwalitatief te analyseren. DE LOCATIE VAN DE STROOKBELASTING De locatie van de strookbelasting bepaalt het bezwijkpatroon. Figuur 4 laat dit zien: de twee glijvlakken beginnen bij de binnen- en buitenteen van de strookbelasting. Zij delen de grondmassa in drie verschillende rekzones: –Zone I is stabiel en ligt tussen de damwand en het secundaire glijvlak 1B; –Zone II is de instabiele actieve zone en glijdt over het kritische glijvlak 1A; –Zone III is stabiel en ligt buiten het kritische glijvlak 1A. Figuur 4 laat nog een derde glijvlak zien tussen de twee andere glijvlakken. Dit glijvlak ontstond op het laatste moment in slechts één proef. Bij de (identieke) proef 18 is dit derde glijvlak niet waar- genomen, zodat hier niet verder op ingegaan wordt. Figuur 5 toont de invloed van de locatie van de strookbelasting. We zien stijver gedrag als de belasting verder van de damwand staat. Dat komt doordat de glijvlakken langer worden. Bovendien kan de belasting beter (dieper) spreiden als de belasting verder van de damwand staat. Het verschil tussen figuur 5a en b is opmerkelijk. Als de belasting op 84 mm van de damwand staat, valt het 6 cm korte geogrid helemaal in zone I. Toch neemt de draagkracht toe in vergelijking met de situatie zonder geogrid. Het geogrid heeft dus een bijdrage. Bij langere geogrids heeft de positie van de bovenbelasting minder invloed, zoals te zien in figuur 5c en d. GEOGRID-LENGTE Een langer geogrid geeft meer weerstand en dus een hogere bezwijkbelasting. Figuur 6a laat dat zien. Het langste geogrid, van 180 mm, laat initieel een stijver gedrag zien dan de kortere geogrids. Figuur 6b toont het rechte glijvlak dat bij alle geogrid-lengtes ontstaat. Voor het langste geo- grid van 180 mm (Test 45) ontstaat er echter bij hogere belasting een gekromd glijvlak. Alleen bij dit geogrid snijdt het schuifvlak het geogrid. Het initieel rechte glijvlak is daardoor niet het kritische. Het geogrid wordt beter geactiveerd en de oriëntatie van het glijvlak bij de kruising met het geogrid verandert. Het glijvlak wordt daardoor gekromd en langer. 68 GEOKUNST MAART 2020 Figuur 3 – Glijvlakken van proeven met (a) 110 mm geogrid en (b) 180 mm geogrid. De belasting staat op 30 tot 130 mm van de damwand. (De rechte glijvlakken zijn hier heel goed in overeenstemming met de hoek die bij een actief glijvlak wordt verwacht, 45+phi/2=67.5 graden, zie groene lijn). ab Figuur 5 – Invloed van de locatie van de bovenbelasting. a) zonder geogrid; b) 60 mm geogrid; c) 110 mm geogrid en d) 180 mm geogrid. Figuur 4 – Glijvlakken bij een bovenbelasting van ~4 kN/m, dat is op 2/3 van de test. Te s t 1 9 . 1A: kritisch glijvlak, 1B: secondair glijvlak. 69 GEOKUNST MAART 2020 EEN TWEEDE GEOGRID Figuur 7 vergelijkt de vervormingen die optreden bij één en twee geogrids. Tot een belasting van 3,0 kN/m zijn de vervormingen gelijk. Boven de 4,0 kN/m is de damwand in beide testen instabiel geworden en verschoven langs de bodem. Bij deze hogere belastingen beperkt het tweede geogrid de vervormingen. We zouden verwachten dat Y meer zakt dan Z, maar dat is niet zo: punt Z zakt meer dan punt Y. Het tweede geogrid maakt dit verschil groter. Blijkbaar belemmeren de geogrids de zetting van de bovengelegen grond. Beide geogrids vergroten dus de globale stabiliteit. Figuur 8 laat zien dat het tweede geogrid de vorm van het glijvlak verandert. Het wordt wijder en dus langer. VERBINDING GEOGRID-DAMWAND Bij vier proeven is het geogrid niet aan de damwand bevestigd, zie figuur 9. We zien het volgende: –Het bevestigen van het geogrid aan de damwand vergroot de draagkracht; –Korte losse geogrids ( ! 130 mm) dragen niet of nauwelijks bij aan de draagkracht; –Korte verbonden geogrids ( ! 130 mm) vergroten de draagkracht, ondanks het feit dat de geogrids geheel in zones I en II zitten. Zone I en II worden dus alleen geactiveerd als de geogrids vast zitten aan de damwand; –Korte geogrids ( ! 130 mm) dragen niet bij door de grond te wapenen. Als ze dat wel zouden doen, dan zou de situatie met een kort los geogrid meer draagvermogen hebben dan de situatie zonder geogrid; –De toegenomen draagkracht door het vastmaken van korte geogrids ( ! 130 mm) aan de damwand duidt op de aanwezigheid van het membraan effect 4; –Het losse 180 mm geogrid draagt bij aan de draagkracht, ook al zit het niet aan de damwand vast. De draagkracht ontstaat door de pull-out weerstand in zones I en III; –De totale weerstand van het geogrid bestaat dus uit bijdragen van het membraan effect (zone I), wrijvingsweerstand (zones I en II) en pull-out weerstand (zones I en III). Numerieke simulatie MODEL De proeven zijn gesimuleerd met 2D Plaxis (versie 2019), zie figuur 10. Het zand werd beschreven met het Hardening Soil model, het siliconen blok is lineair elastisch. Wittekoek (2020) en Wittekoek et al. (2021) geven de details van het model. Tabel 3 tot en met Tabel 5 geven de berekeningsdetails. Wittekoek et al. (2021) tonen aan dat het model de proeven goed simuleert. Figuur 6 – Invloed geogrid-lengte. Bovenbelasting op 30 mm. Op de achtergrond van de rechtergrafiek de schuifrekken van Test 45 (180 mm geogrid). Figuur 7 – Last-verplaatsingsgedrag bij 1 of 2 geogrids, bovenbelasting op 30 mm. Tests 45 en 22. Beide hebben een geogrid van 180 mm op dezelfde hoogte, test 22 heeft een tweede geogrid, 110 mm lang. Figuur 8 – Glijvlakken bij 1 of 2 geogrids. Figuur 9 – Verschil tussen losse geogrids en geogrids die verbonden zijn met de damwand. EEN OF TWEE GEOGRIDS Het kritieke glijvlak in figuur 11a kromt zich om het onderste geogrid en heroriënteert loodrecht op het bovenste geogrid. Ziegler (2010) vond dit ook met experimenten en numerieke berekeningen. Figuur 11b toont dat het membraan-effect van het tweede geogrid de axiale belasting in de damwand met maar liefst 27% verhoogt, bij een bovenbelas- ting van 3 kN/m. Hierdoor reduceert de verticale druk nabij de damwand, en dus ook de horizontale druk tegen de damwand. Door het tweede orde effect neemt, bij verticale verplaatsing, de horizontale kracht in het geogrid toe, en daarmee ook de ankerkracht. Die ankerkracht moet wel opgenomen kunnen worden. Het membraan- effect ontstaat daarom alleen als het geogrid voldoende lang is. TREKKRACHT EN WRIJVINGSKRACHT Figuur 12 toont de berekende deformatie bij twee geogrids. De grijze lijnen zijn de glijvlakken. De!damwand glijdt over de bodem en kantelt naar achteren (zoals in figuur 2b). Het bovenste geogrid vervormt als een hangmat. De!achterzijde van het onderste geogrid zakt mee met de grond. Figuur 13 toont dat de trekkracht in het geogrid zich eerst vooral in zone I, dichtbij de damwand, ontwikkelt. Boven de 5 kN/m ontstaan er glijvlak- ken en dan wordt het geogrid over een grotere lengte geactiveerd; de trekkracht in zone II neemt toe. Figuur 14 en figuur 15 tonen de ontwikkeling van de wrijving langs de geogrids. In zone II ontwikkelt de wrijving zich vooral langs de onderzijde van beide geogrids. In zone III gebeurt dat vooral langs de bovenzijde van het geogrid. Langs het 180 mm geogrid ontwikkelt 40% van de wrijving zich langs de bovenzijde van het geogrid, en 60% langs de onderzijde. Van Duijnen et al. (2020) constateerden ook dat de wrijving zic h langs één zijde tegelijk ontwikkelt, en dat dat vooral de onderzijde is. Ta bel 3 – Materiaaleigenschappen Baskarp B15 zand numeriek model Parameter Symbool Waarde Soortelijk gewicht [kN·m -3] $unsat 16,3 Vo id ratio [-] einit , emin , emax 0,579; 0,385; 0,8 Secant Young’s modulus [kN·m -2] E50ref 5 72,4·10 3 Oedometer stijfheid [kN·m -2] Eoedref 85,0·10 3 Belasten/ontlasten stijfheid [kN·m -2] Eurref 443·10 3 Macht m 0,54 Effectieve cohesie [kN·m -2] c’ 0,6 Effectieve wrijvingshoek [°] !’ 45 Poisson ratio (belasten/ontlasten) [-] #‘ur 0,2 Dilatantie hoek [°] " 16,5 Horizontale gronddrukcoëfficient [-] K0NC 0,5 6 Ta bel 4 – Parameters overige onderdelen numeriek model Materiaal Parameter Symbool Waarde Support damwand Axiale stijfheid [kN] EA 5500 Geogrid Axiale stijfheid [kN·m -1] EA 191 Damwand Axiale stijfheid [kN·m -1] EA 700·10 3 Buigstijfheid [kNm 2·m-1] EI 5,83 Belastingsplaat Axiale stijfheid [kN·m -1] EA 73,5·10 3 Buigstijfheid [kNm 2·m-1] EI 5,6 Siliconen blok Soortelijk gewicht [kN·m -3] $unsat 10,5 Vo id ratio [-] einit 0,5 Yo u n g ’ s m o d u l u s [ k N · m -2] E’ 159 Poisson ratio [-] #‘u 0,495 Ta bel 5 – Materiaaleigenschappen van de interfaces numeriek model Interface Interface Interface Interface reductie- cohesie wrijvingshoek dilatantiehoekcoëfficiënt Rint [-] c’int [kPa] %int‘ [°] "int [°] Belastingsplaat-zand 0,29 0,17 16,2 0 Geogrid-zand 1 0,6 38,7 10,7 Damwand-zand 0,667 0,4 33,1 0 Damwand-silicone blok 0,5/1 7 -- 0 Zand- proefbakbodem 0,29 0,17 16,2 0 Damwand-proefbakbodem 0,5 - - 0 Silicone block-proefbakbodem 0,5 - - 0 70 GEOKUNST MAART 2020 Figuur 10 – Model 2D numerieke berekeningen. De activering van het onderste geogrid en (een gedeelte van) het bovenste geogrid is per testconfiguratie aangepast. Figuur 11 – Numerieke resultaten; 1 geogrid van 180 mm of 2 geogrids van 180 en 110 mm (a) glijvlakken (b) axiale kracht in de damwand. Bovenbelasting 3 kN/m. 71 GEOKUNST MAART 2020 Vergelijking met ontwerprichtlijnen Het onderzoek van dit artikel draagt bij aan het doel om CUR166 (2012) uit te breiden met ont- werpregels voor geogrid-ankers. We vergelijken de conclusies van dit onderzoek met de huidige ontwerprichtlijnen: – Volgens CUR166 ligt de effectieve ankerlengte achter de actieve zone. De proeven en berekeningen in dit artikel tonen dat dit een conservatieve aan- name zou kunnen zijn voor geogrid-ankers onder een strookbelasting. – Om in de actieve zone weerstand te mobiliseren moet er zakking optreden. Deze treedt alleen op indien, na het aanbrengen van de verankering, aan de passieve zijde wordt ontgraven, of indien er een bovenbelasting wordt aan- gebracht. Geogrid ankers doorsnijden het actieve glijvlak en daarmee veranderen ze de glijvlakken. Dat is anders bij conventionele ankers. Het geogrid biedt daardoor een stabili- serend effect. – Het membraan-effect verhoogt de axiale kracht in de damwand (figuur 11). Hierdoor reduceert de verticale druk dichtbij de damwand, en dus ook de horizontale druk tegen de damwand. Hierdoor verbetert de totale stabiliteit van de damwand. De damwand moet worden getoetst op de hogere axiale kracht. – De numerieke resultaten laten zien dat de wrijving óf langs de bovenzijde, óf langs de onderzijde van het geogrid wordt gemobiliseerd. Dit is in overeenstemming met Van Duijnen et al. (2020) en met CUR198 (2017 en 2021), die de wrijving maar aan één zijde meeneemt. Conclusies Dit artikel presenteert proeven en de simulatie daarvan over geogrid-verankerde damwanden met een strookbelasting. In aanvulling op de conclusies in het vorige hoofdstuk concluderen we uit de proeven: – Er ontstaan twee glijvlakken die de grond in drie zones verdelen (figuur 4): zone I (tussen dam- wand en zone II), zone II (actieve zone) en zone III (weerstandbiedende zone). – De glijvlakken beginnen bij de randen van de strookbelasting. De strookbelasting in relatie tot de lengte van de geogrids bepaalt waar weer- stand langs het geogrid wordt gemobiliseerd. – De weerstand langs de geogrids in zones I en II wordt alleen gemobiliseerd als het geogrid vast zit aan de damwand. Deze weerstand is gerela- teerd aan het membraan-effect in zone I en wrijvingsweerstand in zone II en wordt vooral geactiveerd door verticale grondverplaatsing in zone II. – De weerstand in zone III is het pull-out mecha- nisme, waarbij het geogrid uit de grond wordt getrokken door de damwand of door glijdende grond in zone II. – Een langer geogrid geeft meer weerstand. Vooral het deel in zone III is effectief. Een langer geo- grid geeft meteen vanaf het begin van een proef een stijver gedrag. Figuur 12 – Numerieke resultaten; deformatiepatroon bij twee geogrids. Figuur 13 – Numerieke resultaten; gemobiliseerde trekkracht in het 180 mm bovenste geogrid. Figuur 14 – Numerieke resultaten; gemobiliseerde wrijvingskracht bij een bovenbelasting van 5 kN/m. Figuur 15 – Numerieke resultaten; waar wordt wrijving langs het geogrid gemobiliseerd? 72 GEOKUNST MAART 2020 – Een glijvlak verandert als het een geogrid snijdt: daar wordt het glijvlak verticaler en het glijvlak wordt daardoor wijder en langer. Dit vergroot de globale stabiliteit. – Een tweede geogrid vergroot de globale stabiliteit. Uit de numerieke simulaties volgen de volgende conclusies: – Grond onder een geogrid geeft wrijvingsweer- stand in zone II. – Grond boven een geogrid geeft wrijvingsweer- stand in zone III, achter de actieve zone II. – De grond in zone I geeft geen wrijvingsweerstand. – Heel korte geogrids kunnen wel enige weerstand geven in zone I (figuur 5). Dank De auteurs zijn dankbaar voor de financiële en praktische steun van TKI-PPS financiering van het ministerie van Economische Zaken, Deltares, TU Delft, Geotec Solutions, GMB Haven en Industrie, Huesker BV, Huesker GmbH, Ruhr-Universität Bochum Germany en Voets Gewapende Grond- constructies BV. Bronnen – CUR 166 (2012) Damwandconstructies, inclusief errata 2014.CRW C166, ISBN 9037600638, CROW, Netherlands. – CUR 198 (2017). Ontwerprichtlijn kerende con- structies van gewapende grond. www.crow.nl/ publicaties/kerende-constructies-van-gewapende- grond. – CUR 198 (2021). Ontwerprichtlijn kerende con- structies van gewapende grond, CROW, CRW C198:2021. Deze versie is in productie en wordt begin 2021 gepubliceerd. – Detert, O., Lavasan, A., van den Berg, J., van Duijnen, P. König, J.D., Hölter, R. en van Eekelen, S. (2019). Geogrid-verankerde damwanden. Deel 1: voorbeeldprojecten en onderzoeksopzet. Geokunst, Geotechniek, November 2019, 60-64. – Lubking, P. (1997). Soft soil correlaties. GeoDelft rapport BAGT 569, voor de combinatie Stichting Speurwerk Baggertechniek. – Stanier, S.A., Blaber, J., Take, W.A. and White, D.J. (2015). Improved image-based deformation measurement for geotechnical applications. Canadian Geotechnical Journal, doi: 10.1139/ cgj-2015-0253. – Van Duijnen, P.G., Detert, O., Lavasan, A.A., van der Berg, J., Hölter, R., König, D. en van Eekelen, S.J.M. (2021). Geogrid-anchored sheet pile walls: field test and numerical analyses. Proceedings van de 7th European Geosynthetics Conference (EuroGeo7). Warsaw, Polen. – Van Duijnen, P.G., Detert, O., Lavasan, A.A., van der Berg, J., R., König, D. Hölter, en van Eekelen, S.J.M. (2020). Geogrid-verankerde damwanden. Deel 2: full-scale test. Geokunst, Geotechniek, Maart 2020, 53-57. – Wittekoek, B. (2020). Analysis of the behaviour of geogrid-anchored sheet pile walls. Small-scale experiments and 2D Plaxis analysis. MSc thesis TU Delft. https://repository.tudelft.nl/ islandora/object/uuid%3A94cf64cc-ff09- 4fbe-bde8-42d914b3c7d0. – Wittekoek, B. van Eekelen, S.J.M., Terwindt, J., Korff, M., van Duijnen, P.G., Detert, O. (2021). Geogrid-anchored sheet pile walls subjected to strip footing surcharge load. Geosynthetics Inter- national. Onder review. – Ziegler, M. (2010). Investigation of the Confining Effect of Geogrid Reinforced Soil with Plane Strain Model Wall Tests. Aachen, Germany: Rheinische Westfälische Technisc he Hochschule Aachen (RWTH). Noten1 Dit is de plane strain waarde (11/9 x triaxiaalwaarde), waarbij de triaxiaalwaarde is bepaald uit triaxiaalproeven met een vergelijkbare dichtheid (59-93%), en een vergelijk- bare verticale rek (0,5-1,8%) en spanningsniveau (ca 20-60 kPa) als gevonden in de proeven.2Dit artikel geeft resultaten van de proeven met de vet- gedrukte nummers. De niet-vetgedrukte proeven bevestigden ofwel de observaties uit proeven met eenzelfde configuratie, of zijn niet gebruikt voor het trekken van een van de hierin opgenomen conclusies. De ontbrekende testnummers zijn proeven geweest, waarvan de I Dte hoog was om mee te nemen voor verdere analyse.3 Deze waarden van de relatieve dichtheid I Dkomen overeen met een verdichtingsgraad V grtussen de 96 en 100% van de maximale standaard Proctor dichtheid, met een gemiddelde van 98,3%, want V gr= 84/(100-0.2*I D) (Lubking, 1997).4Het mechanisme, waarbij het geogrid-anker met de grond mee naar beneden wordt getrokken door een bovenbelas- ting, wordt aangeduid als het ‘membraaneffect’. Deze term beschrijft het gedrag van het geogrid dat krachten opneemt door vervorming van het geogrid zelf en deze overdraagt op de damwand.5Referentiedruk 100 kPa.6Een relatief hoge waarde voor K 0om de verdichting in rekening te brengen.7Interface reductie coëfficiënt damwand – silicone blok: Kleine schaalproeven: 0,5 en voor de brede proeven (Wittekoek et al., 2021): 1 omdat de damwand aan het silicone blok is gelijmd. Deze parameter blijkt geen invloed te hebben. ! 06 - 29 27 28 01 info Kwast Consult te Houten Contact kwastconsult.nl www.kwastconsult.nl@ 06 - 29 27 28 01 info Kwast Consult te Houten kwastconsult.nl www.kwastconsult.nl Kwast Consult te Houten

Jaargang 24, 2020 - nummer 3 Special Project Rijnland Route

Inleiding Voor het door Comol5 te realiseren Knooppunt Hofvliet, de verbinding van de nieuwe N434 met Rijksweg A4, zijn drie hoge terpen benodigd om de N434, met behulp van twee Fly-overs (KW20 en KW21), over de A4 te laten kruisen. In figuur 1 is de locatie van het Knooppunt Hofvliet weergegeven. Vanaf de Star tschacht (K W17)/Toerit-oost (K W18) (aan de westzijde) tot het Knooppunt Hofvliet (aan de oostzijde) zijn tevens een Werkterrein, voor de realisatie van de Startschacht/Toerit-oost, en het Tunnellogistiek terrein op de slappe bodem gerealiseerd. De bodem ter plaatse van de Oost- vliet-, Hof- en Spekpolder bestaat uit lagen veen en humeuze klei met op sommige locaties een totale dikte van 10 m, zie figuur 2. Bovendien is er hier sprake van een tussenzandlaag. De combinatie van een maximale ophoging van 9 m voor de terp aan de westzijde van het knooppunt, de uitdagende uitvoeringsplanning en zeer slappe bodemopbouw heeft ervoor gezorgd dat ter plaatse van de hoog- ste delen van de terpen paalmatrassen toegepast worden. Het als eerste gerealiseerde Paalmatras Hofvliet-West dient tevens als fundering voor een Slurry Treatment Plant (STP), die benodigd is voor het boren van de tunnels (N434). De STP behandelt de vrijgekomen grond, die door een boorspoeling wordt getransporteerd uit de TBM. Deze paal- matras Hofvliet-West is de grootste paalmatras, naast de twee overige te realiseren paalmatrassen, die zich ter plaatse van de bestaande A4 bevinden, aan de noord- en zuidoostzijde van het Knooppunt Hofvliet. Dit artikel behandelt naast de toegepaste risico- benadering en observational method, de ontwerp- kwaliteit en het ontwerp en de realisatie van het Werkterrein, het Tunnellogistiek terrein en de Paal- matras Hofvliet-West. Risicobenadering en Observational method De door de opdrachtgever voor de aanbesteding onderkende hoofdrisico’s (EMVI-criteria) zijn: - Percelen zijn niet (tijdig) beschikbaar voor start werkzaamheden; - Schade aan bestaande of nieuwe constructies, dan wel ongemak door weggebruiker, door slechte bodemgesteldheid/zettingen ter plaatse van Knooppunt Hofvliet. Te v e n s i s v o o r a f g a a n d a a n d e w e r k z a a m h e d e n e e n inventarisatie van de overige van toepassing zijnde risico’s gemaakt. De monitoring is opgezet door het ontwerpteam gedurende het opstellen van het ontwerp. De site-engineering (uitvoeringsbegeleiding) maakte tevens onderdeel uit van het ontwerpteam om de lijnen zo kort mogelijk te houden. Voor en gedurende de uitvo ering van de ophoog- werkzaamheden werd in nauw overleg binnen Comol5 (ontwerp en realisatie) besloten om waar nodig bij te sturen in het ontwerp naar aanleiding van de actuele situatie gedurende de realisatie: - Het herzien van de veiligheidsbenadering voor de beschouwing van de stabiliteit van de ophoog- slagen; - Het bepalen op basis van evaluatie van de zak- bakenmetingen of er wordt voldaan aan de rest- zettingseisen en hierop anticiperen voor kritieke locaties in de uitvoeringsplanning; - Het bijstellen van het geotechnisch ontwerp, naar aanleiding van de herziening van de grondpara- meters, op basis van de resultaten van het aanvul- lend laboratoriumonderzoek (stabiliteit en zetting). Kwaliteit geotechniek Voor de k waliteitsborging van het geotechnisch ontwerp is door Deltares een audit ten aanzien van geotechniek en het geotechnisch risicomanage- ment voor een aantal specifiek onderdelen uitge- voerd. Het doel van deze zogenaamde GeoRisico- Scan 2.0 was het behalen van het ‘Geo-OK+-label, die als maatstaf dient voor de kwaliteit van het Figuur 1 – Overzicht ontwerp eindsituatie Knooppunt Hofvliet (A4-N434) in relatie tot de Tunnellogistiek. (Bron: Google Earth) Figuur 2 – Sonderingen ter plaatse van Knooppunt Hofvliet met en zonder tussenzandlagen. 36 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 TUNNELLOGISTIEK OP EN NAAST EEN PAALMATRAS IN DE POLDER ing. N. KalleTe a m l e i d e r G e o t e c h n i e k G W W –Comol5 / Arthe civil & structure b.v. ir. B. L ietaert Adviseur Geotechniek GWW –Comol5 / Dredging International ir. W.P. MunstermanAdviseur Geotechniek GWW –Comol5 / Arthe civil & structure b.v. Georisicomanagement in het project. Hiervoor zijn onder andere het Geotechnisch Basis- rapport met grondonderzoek en grondparameters, het Definitief en Uitvoeringsontwerp voor de maatgevende hoge terpen en het monitoringsplan beoordeeld. De gevolgde processtappen en vastlegging van de inhoudelijke beheersing zijn voor het project aantoonbaar correct uitgevoerd, waarmee de hoogste score van het “Geo-OK+-label” is behaald. Werkterrein Star tschacht (KW17)/Toerit-oost (KW18) en werkwegen Voor het realiseren van de Star tschacht, ten beh o e v e van de tunnelboormachine, en Toerit-oost zijn onder andere een werkterrein, opslagterreinen, keten en werkwegen gerealiseerd. De draagkracht, stabiliteit en zettingen zijn beschouwd voor de diverse belastingen, waaronder een diepwand- en ankerpalenstelling (maximaal 170 ton). Hiervoor is gedurende een periode van 3 maanden het ter- rein voorbelast. Hierbij is rekening gehouden met de gebruiksperiode van het werkterrein, de water- kerende functie van de diepwand (restzettingseis van 0,10 m in verband met de sleufstabiliteit en benodigde hoogte) en de benodigde drooglegging van 0,7 m. De drooglegging is van belang voor de maximaal toegestane restzetting van het terrein. De kraan voor het inhijsen van het TBM-graafwiel stond op een op palen gefundeerde vloer. Er is bij het ontwerp van de diepwand en damwand rekening gehouden met het raakvlak bestaande uit de beoordeling van de invloed van het aangelegde werkterrein (verticale en horizontale belasting). Vanwege de werkzaamheden voor een te realiseren overkluizing voor twee te verleggen Gasunie- leidingen (12” en 30”) kon het werkterrein voor de To e r i t - o o s t n i e t d i r e c t i n z i j n g e h e e l w o r d e n a a n - gelegd. In een relatief laat stadium is onder hoge tijdsdruk zodoende de oostelijke uitbreiding van het werkterrein gerealiseerd. Hiervoor is de invloed op de Gasleidingen met behulp van D-Settlement en Plaxis 2D beschouwd en getoetst aan de door de Gasunie vastgestelde verplaatsingscriteria. Het grondgedrag is in Plaxis 2D gemodelleerd met het model Hardening soil en er is rekening gehouden met het tijdsafhankelijk gedrag van de grond (klei en veen). Tevens is de stabiliteit van de ophogingen in Plaxis 2D beschouwd. De indeling van het Werk- terrein en Tunnellogistiek terrein zijn op basis van de berekeningsresultaten aangepast. In eerste Figuur 3 – Overzicht met beschouwde delen aardebaan (schematische weergave). Figuur 4 – Overzicht indeling Westelijk deel Tunnellogistiek terrein. Figuur 5 – Overzicht voorbelastings- maatregel Westelijk deel Tunnellogistiek terrein. 37 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 SAMENVATTING Vo o r h e t re a l i s e re n v a n b o o r t u n n e l s i s Tu n n e l l o g i s t i e k v a n g ro o t b e l a n g . U i t - dagend was de aanleg van een Tunnellogistiek terrein in een polder met zeer slappe bodemopbouw. Het terrein bestaat uit vele constructies met hieraan gestelde eisen. Integrale samenwerking binnen de disciplines - tunnel, kunst- werken, realisatie en GWW - is belangrijk gebleken en heeft geleid tot een goed functionerend Tunnellogistiek terrein. Er is voor gezorgd dat alles volgens uitvoeringsplanning gereed was en de risico’s en raakvlakken zijn goed beheerst. Op dit moment functioneert het paalmatras deels nog als fundering van een Slurry Treatment Plant. Begin 2022 worden de aardebanen gereali- seerd, zodat uiteindelijk het verkeer erover kan rijden. instantie was namelijk een opslag met een relatief zware belasting nabij de gasleidingen gepland. Tunnellogistiek terrein met TBM Mucking areas Voor het boren van de tunnels is een Tunnellogist i e k terrein tussen de Toerit-oost (KW18) en het paal- matras Hofvliet-West (zie figuur 3) gerealiseerd. Op het terrein bevindt zich alle benodigde logis- tiek voor het tunnelboren, waaronder tevens een aantal werkwegen. Er werden criteria ten aanzien van de tunnelsegmentenopslag, loodsen, keet, water- tank, waterdepot, hydraulisch transportleidingen en cementfabriek gesteld. Het terrein heeft bij- voorbeeld een gebruiksduur van 2 jaar, de rest- zetting en restzettingsverschillen van de segmen- tenopslag dienen beperkt te zijn, het terrein dient voldoende draagvermogen voor de verschillende belastingen te bieden en er dient rekening te worden gehouden met de rijbanen van de N434 in de eindsituatie. Het westelijk deel van het Tunnellogistiek terrein (zie figuur 4) is meer dan 8 maanden voorbelast met deels verticale drainage (zie figuur 5). Deze maat- regelen waren benodigd om aan de restzettings- eisen van de N434 in de eindsituatie te voldoen. Het terrein is hierbij verdeeld in 5 gebieden met verschillende uiteindelijk rustende belastingen en restzettingseisen. Voor deze gebieden zijn ophogingen met totale hoogten variërend van 3 tot 6 m zand aangebracht (inclusief voorbelasting). De benodigde ophogingen voor de eindsituatie zijn 1 tot 3 m. Er zijn zettingen van meer dan 2 m opgetreden. De indeling van het Tunnellogistiek terrein (waar- onder locatie wegen, depots en tunnelsegmenten- opslag) is in overleg met ontwerp geotechniek afgestemd. Voor het ontwerp waren tevens de stabiliteit en de drooglegging van het terrein van belang. Er is daarnaast rekening gehouden met de invloed van de voorbelasting op de in aanbouw zijnde constructie van Toerit-oost (KW18). De horizontale en verticale belastingen op de gerealiseerde funderingspalen zijn hiervoor beschouwd. Voor de cement fabriek is gezien de 4 silo’s met een hoogte van meer dan 28 m (grote belastingen door onder meer wind) ervoor gekozen deze te funderen op palen. Uiteindelijk zijn deze cementfabriek en de Slurry Treatment Plant gefundeerd op het paalmatras de enigste constructies, die niet zijn gefundeerd op staal. Het oostelijk deel van het Tunnellogistiek terrein wordt gebruikt voor twee zogenaamde TBM Muc king Areas (grond- en stenendepots met verschillende korrelgrootten), die vrijkomen uit de op het paalmatras Hofvliet-West gefundeerde Slurry Tr e a t m e n t P l a n t ( z i e f i g u u r 6 ) . Te r p l a a t s e v a n d e TBM Mucking Areas wordt de geboorde grond tijdelijk opgeslagen voordat deze verder wordt afgevoerd. De TBM Mucking Area I, voor zandig materiaal, heeft in het bovenaanzicht de vorm van een banaan vanwege de roterende transportband (conveyer belt), die de grond aanvoert. De hoogte hiervan is maximaal 6 m (in een driehoekige vorm). Het materiaal van de TBM Mucking Area I wordt na verloop van tijd getransporteerd naar de nabij gelegen Meeslouwerplas. Ter plaatse van TBM Mucking Area I is in een korte periode voorbelas- ting inclusief verticale drainage toegepast (zie 7). Deze voorbelasting is aangebracht om de stabili- teit van het depot gedurende het relatief snel storten, gedurende het tunnelboren, te kunnen garanderen. TBM Mucking Area II voor keien, grind en de fijne fractie uit de centrifuge-units van de Slurry Treat- ment Plant, is kleiner qua oppervlakte en beduidend minder hoog dan TBM Mucking Area I. Hiervoor was geen maatregel benodigd. Te v e n s z i j n o p h e t t e r r e i n e e n M i x i n g u n i t ( m e n g - eenheid), Soil pressing unit (grondpers) en Water- tank gerealiseerd. Voor het ontwerp van de tunnellogistieke co n- structies zijn de draagkracht, stabiliteit, zetting, Figuur 6 – Overzicht indeling Oostelijk deel Tunnellogistiek terrein. Figuur 7 – Overzicht voorbelastings- maatregel Oostelijk deel Tunnellogistiek terrein. Figuur 8 – Overzichtstekening van de ringdijk met voorbelasting rondom het paalmatras. 38 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Figuur 9 – Schematische weergave van de dimensies van de voorbelasting. Figuur 11 – Ontwerp paalmatras Knooppunt Hofvliet: contouren vlekkenkaart met ophogingen groter of gelijk aan 4,5 m en tussenzandlaag zijn m.b.v. GIS gecombineerd. Figuur 10 – Dwarsprofiel met het Plaxismodel van het paalmatras Knooppunt Hofvliet. Aan beide zijdes hiervan zijn de contouren van de voorbelasting te zien. Figuur 12 – Overzicht ligging Kwadranten 1 t/m 7 en de contouren van het paalmatrassysteem Hofvliet-West. drooglegging, belastingen op de funderingspalen voor de transportband en de invloed op het naast- gelegen paalmatras beschouwd. Het oostelijk deel van het tunnellogistiek terrein zal na de realisatie van de boortunnels plaats- maken voor de resterende voorbelasting (tot 5 m hoogte) ten behoeve van de rijbanen van de N434. Paalmatras Hofvliet-West met Slurry Treatment Plant VOORBELASTING Er is uitgegaan van de toepassing van paalmatras- sen v oor ophogingen groter of gelijk aan 4,5 m (figuur 9). Dit betekent dat de terpen voor de aarde- banen zijn voorbelast voor ophogingen kleiner dan 4,5 m. Deze ophogingen bevinden zich zowel in de aansluitingen op het paalmatras in de lengte- richting als de taluds in de dwarsrichting van de aardebaan (flanken paalmatras). Om ervoor te zorgen dat de horizontale verplaatsing van de cohesieve lagen ter plaatse van de eerste palen- rijen binnen de perken blijft, is rondom het paal- matras een voorbelasting (inclusief verticale drainage) in de vorm van een ‘ringrijk’ toegepast met een hoogte van 6 m (figuur 10). Ter plaatse van het westelijke landhoofd van de fly-over KW20 was de voorbelasting echter 10 m hoog. Deze ring- dijk met voorbelasting heeft 3 maanden zettingen geforceerd (figuur 8). Aangezien uit het grondonderzoek bleek dat de dimensies en consistentie van de zandlaag erg grillig zijn is de ligging van deze zandlaag in kaart gebracht. Het bleek dat in het Holocene pakket er een aantal zandlagen elkaar afwisselden c.q. in elkaar overliepen: ten eerste een zogenaamde tussenzandlaag (i.e. jonge wadafzettingen op circa NAP-6,0 m tot NAP-10,0 m, zie figuur 2) die uitwigt ter plaatse van het paalmatras (figuur 11). Te v e n s w a s e r e e n d i e p e r e z a n d l a a g m e t r e l a t i e f lage qc-waardes (< 10MPa) aangetroffen, voor- namelijk tussen NAP-10 m en NAP-16 m. Deze zandlaag maakt onderdeel uit van oudere Holo- cene wadafzettingen, die hier en daar zeer diepe geulen (tot NAP-18 m) in het meer vastgepakte Pleistocene zand (met een gemiddeld niveau op NAP-13 m) hebben uitgesleten. Deze heterogeniteit van de geologie en de hoogte van de ophogingen (groter of gelijk aan 4,5 m) ter plaatse van het paalmatras zijn gecombineerd in Figuur 11. Na deze variabelen te hebben gecombineerd is het oppervlak van het paalmatras in 7 kwadranten opgedeeld met elk een eigen ontwerpniveau en dus maximale ophoging (variërend van 3,2 tot 9,5 m). Bij de bepaling van de verticale draagkracht van de geprefabriceerde betonpalen heeft elk kwadrant een uniform paalpuntniveau en dus paal- lengte verkregen. Bij een orthogonaal stramien met een hart op hart-afstand van 2,25 m, waarvan de stramienlijnen parallel tot semi-parallel aan de bovenliggende wegassen zijn ontworpen, zijn bovendien voor elk kwadrant de bijbehorende sterktes van de geokunststofwapening in zowel de lengterichting als de dwarsrichting ontworpen (figuur 14). In totaal heeft het Paalmatras Hofvliet-West 2.540 stuks palen en een oppervlakte van 12.173 m 2. Bovendien is er circa 4,0 km geotextiel in de dwars- richting en 3,4 km geogrid in de lengterichting aan- gebracht. Slurry Treatment Plant Te r p l a a t s e v a n d e w e s t z i j d e / t u n n e l z i j d e v a n h e t paalmatras Hofvliet-West dient, gedurende het boren van de tunnelbuizen door de TBM, een Slurry Treatment Plant (STP) in bedrijf te zijn. Aan- gezien deze uit zware onderdelen bestaande in- stallatie op een zettingsvrij oppervlak dient te staan, is ervoor gekozen om de STP op het paalma- tras te installeren. De locatie van de STP op het paalmatras is in figuur 12 aangegeven met een zwart gestippelde lijn. Tijdens het ontwerp is ge- verifieerd of de belastingen van de afzonderlijke zware STP-onderdelen, zoals hoge silo’s (bento- niet- en kalkpoeder), grote tanks (water-, slurry- en 39 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 bentonietmengsel), niet het totale eigen gewicht van de aardebaan, wegfundering en asfalt in de eindsituatie op het paalmatras, zullen overschrij- den, waarbij rekening is gehouden met de maxi- male draagkracht van het paalmatras per kwadrant. Uitvoeringsaspecten Hoewel ter plaatse van de te heien palen reeds was voorbelast, was het niet mogelijk om deze voor- belasting af te graven tot aan het aanlegniveau van het paalmatras op NAP-2,0 m in verband met de stabiliteit van de heistelling. Vanwege deze reden zijn de palen geheid met een oplanger. Door het heien met een oplanger, zou de nauwkeurigheid van de locatie van de palen mogelijk in het geding kunnen komen, aangezien de paalkoppen niet geschouwd konden worden. Echter, door de hei- toleranties in zowel het horizontale vlak (maximaal ± 10 cm) als in verticale richting (maximaal ± 5 cm) duidelijk voor te schrijven zijn, ondanks het gebruik van een oplanger, de heiwerkzaamheden goed verlopen. Na het afgraven van de werkvloer tot aan boven- kant paal bestond er een kans dat de werkvloer op het aanlegniveau van NAP-2,0 m te nat zou worden door de opbolling van de grondwaterstand. Grote oppervlaktes van het paalmatras bleven echter tijdens het uitrollen van de geokunststofwapening droog. Op een aantal locaties was het iets te nat, zodat bemaling toegepast is om een droge werk- vloer te creëren. Daarnaast heeft een relatief droge herfst meegeholpen aan deze gunstige werkomstandigheden! Paaldeksel en oplegrubber Tijdens de realisatie bleek een forse heiknobbel aanwezig te zijn op de paalkop (figuur 13 links). Hierdoor zou na installatie van de paaldeksel op de paalkop, de paaldeksel scheef kunnen komen te liggen, met grote piekspanningen tot gevolg. Daarom is besloten om een oplegrubber toe te passen op de paalkop met een opening in het mid- den, die over de heiknobbel van de paalkop heen valt (figuur 13 rechts). Conclusies Bij het realiseren van boortunnels vanuit een start- schacht is naast het ontwerp en de realisatie van de boortunnels, tevens de bijbehorende Tunnel- logistiek van groot belang. Uitdagend bij de Rijn- landRoute was de aanleg van een Tunnellogistiek terrein in een polder met een zeer slappe bodem- opbouw onder grote tijdsdruk. Tevens bleek dat een Tunnellogistiek terrein uit vele verschillende constructies bestaat met hieraan gestelde eisen en vele raakvlakken met objecten. De integrale samenwerking binnen de verschillende disciplines (tunnel, kunstwerken, realisatie en GWW) is van groot belang gebleken en heeft geleid tot een goed functionerend tunnellogistiek terrein. De hands-on mentaliteit bij het ontwerp en site-engi- neering heeft er bovendien voor gezorgd dat alles volgens uitvoeringsplanning gereed was en de risico’s en raakvlakken zodoende aantoonbaar voldoende zijn beheerst. Op dit moment functioneert een derde deel van het paalmatras nog als fundering van de Slurry Tr e a t m e n t P l a n t . B e g i n 2 0 2 2 z u l l e n d e a a r d e b a n e n ter plaatse van het westelijk deel van Knooppunt Hofvliet worden gerealiseerd (figuur 15), zodat het paalmatras zijn uiteindelijke doel kan gaan dienen: er kan dan uiteindelijk verkeer over gaan rijden! ! Figuur 13 – Links: weergave van de grootte van de heiknobbel op de geprefabriceerde betonpalen. Rechts: installatie van de paaldeksels op de paalkoppen met daar tussen het oplegrubber met opening. Figuur 14 – Het uitrollen van de geokunststofwapening voor het paalmatras Knooppunt Hofvliet West. Figuur 15– 3D Palenveld onder het paalmatras Knooppunt Hofvliet West afkomstig uit het BIM. 40 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 35 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 ir. H. Mort ier Integraal ontwerpmanagerDIMCO De RijnlandRoute is de nieuwe wegverbinding tussen Katwijk, via de A44, naar de A4 bij Leiden. Met deze nieuwe route wordt gebouwd aan de economische versterking van de regio waarbij de bereikbaarheid en leefbaarheid van het gebied wordt verbeterd. De huidige verkeersknelpunten worden opgelost en een goede doorstroming in de regio Holland Rijnland gegarandeerd. Twee van de drie deelprojecten van de RijnlandRoute zijn inmid- dels in uitvoering. Het project N434/A44/A4, waarvan de geboorde tunnel deel uitmaakt, wordt uitgevoerd door aannemerscombinatie Comol5, het project N206 Tjalmaweg door Boskalis. Het derde project van de Rijnlandroute, de N206 Europaweg, is nog in voorbereiding. De verwach- ting is dat de RijnlandRoute eind 2022 gereed is. De regie van het project wordt gevoerd in een samenwerkingsverband tussen Provincie Zuid- Holland en Rijkswaterstaat. Deze twee partners staan ook samen met Holland Rijnland en de gemeentes Leiden, Voorschoten, Katwijk en Was- senaar in voor de financiering van het project. De meeste werken in de RijnlandRoute zijn onder- deel van het deelproject N434/A44/A4 waar de artikelen in dit katern over handelen. In deze inlei- ding gaan we in vogelvlucht over het project waarbij we enerzijds verwijzen naar reeds eerder gepubli- ceerde literatuur en anderzijds, voor de geotech- nisch interessante topics jullie graag lekker maken voor de navolgende artikelen van dit katern. De nieuwe verbindingsweg N434 sluit aan op de bestaande snelwegen A4 en A44 met de respectie- velijke knooppunten Hofvliet en Ommedijk. Knoop- punt Hofvliet wordt uitgevoerd met onder andere twee fly-overs met een lengte van 300 m en 220 m. De constructieve aspecten van deze eyecatchers worden uitvoerig toegelicht in [1]. De terpen naar de landhoofden van deze fly-overs werden vanaf een bepaalde terphoogte uitgevoerd op een paal- matrasfundatie. Ontwerp en uitvoering hiervan worden toegelicht in ‘Tunnellogistiek op en naast een paalmatras in de polder’. Voor knooppunt Ommedijk is voor een onderlangse kruising geko- zen. Deel van deze onderdoorgang is de eco- passage en fietspad. De geringe hoogte van het vrije profiel maakte het mogelijk af te stappen van een traditionele betonnen U-bak op palen naar een folieconstructie. Detaillering van deze oplos- sing vindt u terug in ‘Schoorpalen en gewapend onderwaterbeton rondom diepgelegen water- leiding & Een complexe folieconstructie’. Verd er bestaat de nieuwe N434 nog uit een circa 1,4 km lange open bak en een 2,5 km lange geslo- ten tunnel waarvan 2,25 km door gemechani- seerde boortechniek wordt uitgevoerd. Ontwerp van de lining en dwarsverbindingen is uitvoerig terug te vinden in [2], [3], [4] en [5], terwijl alle details over ontwerp en uitvoering van de schachten gepubliceerd wordt in [6]. In deze artikelenreeks willen we vooral focussen op de opgedane erva- ringen bij de eerste tunneldrive met speciale aandacht voor de startfase en het ondertunnellen van het Rijn-Schiekanaal. Vo o r d e o p e n b a k co n s t r u c t i e w e rd e e n o nt w e r p gemaakt waarbij enkel onderwaterbeton werd toegepast in de twee diepst gelegen moten waar de waterkelder en het aquaduct zijn gesitueerd. Daar op deze plaats ook een bestaande water- leiding op te geringe diepte aanwezig was, diende het onderwaterbeton plaatselijk gewapend uit- gevoerd te worden in combinatie met schoor en te lood staande palen. Het overgrote deel van de open bak kon zonder toepassing van onderwater- beton uitgevoerd worden. Hiervoor werd een uit- gekiend systeem van bemaling met retour- leidingen ontworpen en na een uitvoerige test in het werk geimplementeerd. In navolgende pagina’s wordt dit uitvoerig toegelicht. Referenties [1] Nass, Westerbeek, Boeters, Prakken: De eye- catchers van de RijnlandRoute, Cement 03/2019 [2] Mortier, Peerdeman, van der Put: Boren tussen de A4 en de A44, Cement 05/2017 [3] Mortier, Brugman, Schubert: The difference is in the detail, Tunnels and Tunneling November 2018 [4] Mortier, Brugman, Peerdeman, Schubert: The RijnlandRoute bored tunnel – continuously impro- ving the mechanized tunneling process, proceed- ings ITA-WTC2019 [5] Liem, Vervoort, Brugman, Partovi: Safety ap- proach for lining calculation s applying a 3D-conti- nuum model, proceedings ITA-WTC2019 [6] Mortier, Peerdeman: Shaft design for the RijnlandRoute bored tunnel, Structural enginee- ring International 04/2020. ! DE RIJNLANDROUTE ONDERWEG Figuur 1 – Overzicht N434 met knooppunten Hofvliet en Ommedijk. ir. B. PeerdemanIntegraal ontwerpmanager Comol5 / Royal HaskoningDHV ir. M.H.A. BrugmanOntwerpleider Boortunnel - Comol5 / Arthe civil & structure b.v. 45 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Voor de realisatie van de verd iepte ligging en de toeritten van de N434 wordt grotendeels gebruik gemaakt van een bemaling voor het verkrijgen van een droge bouwkuip. Voor het ontwerp is ge- bruik gemaakt van de expertise van LamersWater. De realisatie is in handen van een combinatie bestaande uit Voorham en Bouten Geotron. Lamers- Water verzorgt ook ondersteuning in de realisatie- fase. Zoals eerder beschreven bestaat de nieuwe verbin- dingsweg N434 uit ca. 2,0 km verdiepte ligging en toeritten. De oostelijke toerit (zijde A4) heeft een lengte van 330 m. De westelijke toerit en de verdiepte ligging zijn ca. 1,5 km. De constructie betreft een in-situ betonconstructie op een paal- fundatie. De betonconstructie is verdeeld in moten van 25 m. In totaal zijn er 81 moten. De betonconstructie wordt gerealiseerd in een damwandkuip, met uitzondering van de schachten waar diepwanden zijn toegepast. De damwandkuip bestaat uit compartimenten van ca. 200 meter lang. Dit is gedaan voor een optimale inzet van materiaal en materieel enerzijds en beheersing van risico’s anderzijds. Er zijn in totaal 20 comparti- menten. Voor de diepste compartimenten van de toeritten en het Aquaduct wordt gebruik gemaakt van onderwaterbeton. Dit betreffen in totaal 8 compartimenten met 14 moten. De overige 12 compartimenten, met 67 moten, worden gereali- seerd met behulp van een bemaling, bestaande uit een freatische bemaling en een spannings- bemaling. Randvoorwaarden ontwerp Voor de bemaling zijn de vo lgende randvoor waar- den van toepassing: 1. De bemaling dient het mogelijk te maken om de bouwkuipen in den droge te ontgraven zonder dat opbarsting optreedt; 2. De bemaling moet voldoen aan de eisen van het Hoogheemraadschap van Rijnland, waarbij is gesteld dat 100% moet worden geretourneerd en de grondwaterstanden buiten de systeemgrens niet lager mogen zijn dan de historische waarden. 3. Er mag geen negatieve invloed optreden aan omgevingsobjecten. Dit betreft ondermeer de rijksweg A44, een rivierentransport-waterleiding (op afstand van 18m tot bouwkuip), de waterkeringen en bebouwing (zowel ‘op staal’ als op paalfun- datie). De afstand van de bouwkuip tot de systeemgrens is over grote delen gelijk aan ‘slechts’ 20 m. De uitdaging van het ontwerp was daarmee om een bemaling te ontwerpen waarbij een droge kuip wordt verkregen met minimaal ontrekkingsdebiet en rondpompeffect. Voorts was de uitdaging om met een vooraf goed gestelde monitoring en uitvoeringsbegeleiding de omgevingsobjecten veilig te stellen. Immers, is de kuip ontgraven, dan kan de bemaling niet worden uitgezet zonder dat opbarsten optreedt. De bemaler valt wat dat betreft in de categorie ‘vitale beroepen’. Geohydrologie Voordat het bemalingsontwerp wordt toegelicht, eerst een korte omschrijving van de projectlocatie. Het polderlandschap waarin de N434 wordt gerea- liseerd heeft een maaiveld verlopend van NAP -0,5 m tot NAP -1,2 m aan de westzijde en gelijk aan NAP -1,8 m bij toerit oost. Geohydrologisch kan de bo- demopbouw worden verdeeld in een ca. 15 m dikke Holocene deklaag gelegen op een ca. 25 m dik Pleistoceen watervoerend pakket. De deklaag bestaat bovenin uit een toplaag van klei en hol- landveen met daaronder een laag met afwisselend zand en klei van mariene oorsprong, welke gere- kend worden tot de Formatie van Naaldwijk. Daarna volgt een klei-pakket (deels zandige klei) met basisveen dat behoort tot de Formatie van Nieuwkoop. Het pleistocene watervoerende pak- ket is opgebouwd uit rivierafzettingen, matig grof tot zeer grof zand met lokaal inschakelingen van fijner materiaal (leem en fijn zand). De afzettingen worden gerekend tot Formatie van Kreftenheye en Urk. Aan de top van het watervoerend pakket wor- den relatief fijnzandige afzettingen aangetroffen die gerekend worden tot de Formatie van Boxtel. Vanaf een diepte van ca. NAP -45 m worden matig drs. L. LamersGeohydroloog LamersWater ir. B. PeerdemanIntegraal ontwerpmanagerComol5 / Royal HaskoningDHV BEMALING ZORGT VOOR DROGE BOUWKUIPEN BIJ DE VERDIEPTE LIGGING N434 Figuur 1 – Overzicht bouwkuipen met spanningsbemaling (groen) en met onderwaterbeton (rood). Figuur 2 – Bouwkuip met spanningsbemaling direct naast de A44. SAMENVATTING tot slecht doorlatende afzettingen aangetroffen behorende tot de Formatie van Stramproy, Peize en Waalre. De freatische grondwaterstand wordt bepaald door het polderpeil. Het polderpeil is ca. 0,5 m onder het maaiveld. De stijghoogte in het water- voerende pakket is ongeveer gelijk aan het maai- veld. Daarmee is het potentiaalverschil beperkt tot ca. 1m. Bemalingsproef en -ontwerp Het ontwerp van de bemaling is gebaseerd op het verkrijgen van een droge bouwkuip zonder opbarsten. De verdiepte ligging ligt over het grootste deel op ca. 6m onder NAP. De ontgraving is 1 meter dieper op NAP -7 m. Gevolg is dat de stijghoogte van het spanningswater moet worden verlaagd met ca. 3 m. Op de diepere delen van toerit west en oost, vlak voor de overgang naar het onderwaterbeton, moet de stijghoogte met ruim 6m worden verlaagd. De diepte van de bouwkuip is hier NAP -9,5 m (8,5 m onder maaiveld). Vo o r h e t o nt w e r p i s e e n a f w e g i n g g e m a a k t t u s s e n een deepwellbemaling, met filters op een diepte van ca. NAP -30 m, of een ondiepe bemaling met filters net onder de holocene deklaag op ca. NAP - 17 m. Voor beide ontwerpen is een proefbemaling gedaan. Uit de proefbemaling bleek ondermeer: De stijghoogte in het 1e watervoerend pakket is goed te beheersen met een relatief laag retour- debiet, zonder dat, als gevolg van het rondpomp- effect, de onttrekking negatief beïnvloed wordt; De vooraf gehanteerde doorlaatvermogens op basis van de literatuur blijken hoger te zijn, dan in de praktijk waargenomen; Met de ondiepe filterbemaling wordt optimaal gebruikgemaakt van de interne weerstand binnen het watervoerend pakket, waardoor er een signifi- cante reductie in de debieten is ten opzichte van deepwellbemaling. Het aangetroffen ijzergehalte vormt geen risico vormt voor de retourbemaling. De gehaltes zijn ruim lager dan 5 mg/l (5.000 ug/l). Het aange- troffen chloridegehalte is beperkt (tussen de 150-250 mg/l). Mogelijk neemt dit toe naarmate de bemaling langer aanstaat (upconing). In de proef werd de verwachting bevestigd dat het water voornamelijk horizontaal toestroomt en dat een relatief steil verhang kan worden gerealiseerd. Vo o r h e t o nt w e r p v a n d e b e m a l i n g i s d a a ro m uitgegaan van ondiepe en diepe freatische filters op NAP -7 m en NAP 11 m en diepere filters op NAP -17 m voor het spanningswater. De bemaling is ver- der geoptimaliseerd door de filters aan de binnen- zijde van de damwandkuip te plaatsen. Hiermee vormt de damwand een extra barriere. Langs de gehele systeemgrens zijn DSI-retourfilters geplaa tst. Doordat de capaciteit van de retourfilters niet afdoende was, zijn enkele diepe retourbronnen geplaatst. De analyse van de proeven is gedaan met MLU en de ontwerpberekeningen zijn uit- gevoerd met MicroFEM. Raakvlakken Naast de berekeningen aan de bemaling, is ook de impact van de bemaling op de bouwkuipen beschouwd. Door de plaatsing van de filters aan de binnenzijde is het mogelijk dat er een sprong van waterspanning over de teen van de damwand ontstaat. Hierdoor wordt mogelijk de damwand instabiel. Een belangrijk onderdeel van de monito- ring is dan ook het meten van deze sprong met peilbuizen aan beide zijden van de damwand. Tijdens de bemalingsproef, voorafgaand aan de ontgraving, wordt dit nauwlettend in gemonitord. De terugvaloptie betreft het plaatsen van onttrek- kingsfilters direct naast de damwand, zie figuur 4. Daarnaast is de bemaling beschouwd in relatie tot het horizontale evenwicht van de naastgelegen bouwkuipen en de paal(druk)reacties, bijvoorbeeld wanneer de opwaartse waterdruk onder een (onderwaterbeton)vloer wordt beinvloed. Voor het horizontale evenwicht dient de toerit aan de oostzijde te worden genoemd, van waaruit de TBM vertrekt. Door de wigvorm en de afzetkrachten van de TBM ontstaat hier al een flinke onbalans, die wordt verstrekt doordat het spanningswater deels wordt weggepompt. Figuur 3 – Ve rl a g i n g s co nto u re n [ m ] 1 e w v p a . g . v . s p a n n i n g s b e m a l i n g . Figuur 4 – Principe spanningsbemaling met extra onttrekkingsbronnen direct buiten damwandkuip. Voor de realisatie van de 2,0 km lange verdiepte ligging en de toeritten van de N434 wordt grotendeels gebruik gemaakt van een bemaling voor het verkrijgen van een droge bouwkuip. De bemaling bestaat uit een freatische bemaling en een spanningsbemaling, zodat er geen opbarsten optreedt. Met behulp van een proefbemaling is een gebalanceerd ontwerp gemaakt, waarbij met relatief ondiepe filters in het pleistocene pakket en een damwand voor maximale barrierewerking een minimaal rondpompeffect optreedt, ondanks de korte afstand tot aan de retourbronnen. De bemaling is zodanig ontworpen dat er geen negatieve impact op de omgeving merkbaar is. 46 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 47 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Realisatie Nu de werkzaamheden buiten vorderen kan worden geconcludeerd dat het bemalingsontwerp goed functioneert. Via GWS-monitor, waar ook het Hoogheemraadschap inzage in heeft, worden de grondwaterstand nauwgezet gevolgd. Het ver- wisselen van een pomp of een opvallende peilbuis- afwijking wordt bijgehouden in een online logboek. Indien overlast vanuit de omgeving wordt gemeld, wordt direct actie ingezet om het draag- vlak in de omgeving te behouden. Op het werk is een ‘first-aid’ kit aanwezig om eventuele wellen snel te stoppen. Op 2 locaties zijn wellen opgetre- den langs een paalschacht. Aan deze palen wordt nu minder draagkracht toegekend. Inmiddels zijn 5 compartimenten volledig afgerond. Er zijn 3 compartimenten in werking, inclusief de bouwkuip met de grootste verlaging, welke ook nog eens op korte afstand van de waterleiding ligt (18 m). Daarna zijn er nog 4 ondiepere kuipen te gaan. Met de voortgang zijn de kinderziektes uit het systeem; de filters worden strak in de kassen geboord, zodat ze niet met ontgraven worden beschadigd, de pompen worden niet zomaar uitgezet wanneer deze in de weg staan voor een geschiktheidsproef op een ankerpaal, en de welbekende spraakver- warring tussen NAP en maaiveld komt ook niet meer voor. ! Figuur 5 – Holocene klei- en veenlagen en de overgang naar de zandige lagen. In dit artikel wordt ingegaan op twee interessante ontwerpen in het traject van de Verdiepte ligging, de fundatie van het Aquaduct en de folieconstruc- ties in knooppunt Ommedijk. Schoorpalen en gewapend onderwaterbeton Te r p l a a t s e v a n d e k r u i s i n g v a n d e N 4 3 4 m e t d e Veenwatering wordt een aquaduct gerealiseerd met waterkelder. De bouwkuip van het aquaduct heeft een lengte van 60 m en een breedte van 30 m en een diepte van 10 m. De bouwkuip van de wa- terkelder is 30 m lang en 40 m breed en heeft een diepte van 13 m. Beide bouwkuipen worden vanwege de aanleg- diepte gerealiseerd met een onderwaterbeton- vloer met ankerpalen. Gebruik is gemaakt zowel van ankerpaal type E als type B. Hogedrukwaterleiding Te r p l a a t s e v a n d e w a t e r k e l d e r b e v i n d t z i c h e e n ondergrondse hogedrukwaterleiding met een diameter van 1200 mm (PE100 SDR11) die diago- naal het palenplan doorsnijdt. De waterleiding is middels een gestuurde boring aangebracht en bevindt zich ter plaatse van de betonconstructie op een diepte van ca. NAP -32 m. Rondom deze leiding geldt contractueel een vrije zone van 9 m. Derhalve kon over een zone van 20 m een paalfundatie met lengte van slechts 10 m worden gerealiseerd. Dit is onvoldoende voor een waterdruk van 120 kPA. Paalontwerp Na afweging van enkele alternatieve ontwerpen (andere locatie waterkelder, andere bouwtech- niek) is ervoor gekozen om in overleg met de reali- satie en het waterleidingsbedrijf Dunea te zoeken naar mogelijkheden voor een paalfundatie rondom de waterleiding. Op basis van voorgaande projec- ten zijn de toleranties van de ankerpalen, zowel trillend als borend, in kaart gebracht. Met Plaxis 2D zijn interactie berekeningen gemaakt tussen paalfundatie, bouwkuip en waterleiding. In deze analyse zijn ook de effecten van verdichting en horizontale opspanning als gevolg van het trillend aanbrengen van de ankerpalen beschouwd, alsmede het effect van (nat)ontgraven van de bouwkuip. Naar aanleiding van de overleggen en berekenin- gen zijn, in combinatie met de voorgestelde werk- methodiek, de volgende randvoorwaarden voor het ontwerp overeengekomen: - De vrije ruimte tussen paal en leiding mag worden teruggebracht naar 5m horizontaal en 3m verti- caal; - Er dient rekening te worden gehouden met een verhoogde tolerantie van 4% op de scheefstand van de ankerpalen; - In het ontwerp dient voor de eindfase rekening te worden gehouden met het wegvallen van de draagkracht door het op den duur lekraken van de waterleiding a.g.v. beschadigingen tijdens de realisatie van de palen. Het ontwerp heeft uiteindelijk geresulteerd in korte palen (lengte 16m) boven de leiding, schoor- palen 1:8 en 1:16 naast de leiding met een lengte van 34m en, op een afstand van 5m vanaf de leiding, lange verticale palen met een lengte van 33m. De 48 Figuur 1 – 3D model van het aquaduct. Figuur 2 – Berekeningen interactie paal-bouw- kuip-waterleiding in Plaxis 2D. SCHOORPALEN EN GEWAPEND ONDERWATERBETON RONDOM DIEPGELEGEN WATERLEIDING & EEN COMPLEXE FOLIECONSTRUCTIE ir. M. van den HoogenOntwerpleider Comol5 /Royal HaskoningDHV ir. T. de GoedeOntwerpleider Comol5 /Royal HaskoningDHV ir. J. van EsGeotechnisch adviseur Comol5 /Royal HaskoningDHV ir. B. PeerdemanIntegraal ontwerpmanagerComol5 / Royal HaskoningDHV GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 SAMENVATTING De Verdiepte ligging N434 omvat ondermeer een Aquaduct en een Ecopassage onder rijksweg A44. Ter plaatse van het Aquaduct is een waterkelder geprojec- teerd. Onder de waterkelder door ligt een ondergrondse hogedrukwaterleiding welke is aangebracht met een gestuurde boring. Door middel van schoorpalen en een gedeeltelijk gewapende onderwaterbetonvloer is het toch mogelijk geweest om een droge bouwkuip te realiseren. Een andere bijzonder ontwerp betreffen de 2 folieconstructies voor de Ecopassage. De folieconstructies zijn middels (spannings)bemaling in den droge aangelegd, en omvatten een complexe geometrie met steile taluds, een klemconstructie aan de betonwan- den van de Verdiepte ligging waarbij ook de mootvoegen worden gepasseerd en doorvoeren voor ondermeer een droge blusleiding. overige palen hebben een lengte van 24m. Doordat de ankerpalen vanaf maaiveld worden aange- bracht, dient het uitzetten van de schoorpalen zorgvuldig plaats te vinden. Op de ontwerpteke- ningen zijn de uitzetpunten aangegeven. Gedeeltelijk gewapende onderwaterbeton Doordat de draagkracht van de palen boven de leiding nog steeds onvoldoende was voor de water- druk, is het noodzakelijk gebleken om de onder- waterbetonvloer gedeeltelijk te wapenen. De anker- palen zijn daarom op vloerniveau uitgezet met een zoveel mogelijk rechthoekig stramien (ook de schoorpalen). Tezamen met de duikers van DISA is vervolgens een wapeningsmethodiek vastgesteld, die rekening hield met de uitvoeringstoleranties van de palen (incl. schotels) en realisatiebeperkingen (stempelraam, hijscapaciteit, duikwerkzaamheden etc). Dit heeft geresulteerd in standaard matten voor de onder- en bovenlaag in x-richting, met daartussen standaard kooien voor de y-richting. Speciale aan- dacht is uitgegaan naar de rand- en hoekopl ossingen tussen de palen en de damwandkuip. Vanwege de geometrie, de verschillende veerstijf- heden en de kortere palen die tot ‘slib’ (bi-lineair gedrag) worden belast is de onderwaterbetonvloer op meerdere scenario’s 2D en 3D doorgerekend. Hierbij is gevarieerd met de veerstijfheden van palen en damwand en wel/niet schuiven over de damwand. Specifiek is ook gekeken naar de over- gang van gewapend naar ongewapend. Realisatiefase Inmiddels is het aquaduct vrijwel geheel gereali- seerd. Tijdens de uitvoering bleek dat het beton t.p.v. de damwandkassen beperkt vloeide langs de wapening. Ook bij de aanvoer van beton ondervon- den we problemen (de continuiteit van de aanvoer van 1200 m 3). Hierdoor waren er enkele kleine lek- kages. Verder zijn er geen noemenswaardige pro- blemen ondervonden. Een complexe folieconstructie Te r p l a a t s e v a n d e A 4 4 k r u i s t z o w e l d e a u t o t u n n e l als een ecopassage met fietspad onderlangs. Door- dat een fietspad minder doorrijhoogte vergt, hoeft deze minder diep te worden aangelegd. Dit maakt de weg vrij voor het toepassen van een foliecon- structie welke met bemaling in den droge wordt Figuur 3 – Bovenaanzicht en 3D render van de fundatie rondom de leiding. Figuur 4 – Aquaduct en techniekmoot in realisatiefase. Figuur 5 – 3D model van de folie aan de oostzijde van de A44. AUGUSTUS 2020 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE 49 aangebracht. De folieconstructie bestaat uit een deel ten oosten van de A44 (reeds aangebracht) en een deel ten westen van de A44 (nog aan te brengen). Tussen beide folieconstructies bevindt zich het viaduct, een betonnen tunnelconstructie (integraal via- duct). Met een lengte van 75m en een breedte van 40 m per kuip, zijn de folieconstructies een klein onderdeel van het project, maar desalniettemin zijn er enkele interessante technische uitdagingen: 1. De folie heeft vanwege inpassing tussen bouw- terrein, A44 en de N434 een zeer afwisselende geometrie; 2. De folie is onderdeel van de waterkering met zowel een beeindiging met een kielspit als een klembalk op damwand en betonconstructie; 3. De foliekuip wordt doorsneden door een blus- leiding en faunaduiker; 4. De folie heeft relatief steile taluds waarbinnen tot 3m hoge grondkerende L-wanden staan; 5. De folie zit deels vast aan de, gedilateerde, be- tonconstructie welke niet aan zettingen onder- hevig is. De geometrische uitdagingen zijn goed zichtbaar op de 3D figuur van de oostelijke folie. Let bijvoor- beeld op de schuin omhooglopende klembalken tegen de permanente damwanden, de overgang van klembalk op damwand naar klemconstructie op de betonmoot en de overgangen naar het kielspit, waarbij rekening is gehouden met verschilzettin gen. Ontwerp en detaillering Het aanlegniveau van de folieconstructie wordt bepaald door het alignement van het fietspad en de minimaal benodigde neerwaartse gronddruk van 5kPA. De folie is uitgevoerd met 1,5mm LLDPE. De berekeningen van de steile taluds zijn uitge- voerd met DGeoStability en Plaxis 2D, gebruik makend van het Hardening Soil Model. In Plaxis is de folie geschematiseerd tot een lijn met een dubbele interface. Voor de interface Rinter is een waarde van 0,561 aangehouden. Deze Rinter is voor alle grondlagen aangehouden. De verticale vlakken, die middels een klembalk zijn verbonden aan de betonconstructie of damwand, zijn uitgevoerd in MPG 950 vanwege de hogere rekcapaciteit. De klemconstructie is vervormings- 50 Figuur 6 – Klemconstructie folieconstructie aan betonbalk/wand. Figuur 7 – Klemconstructie ter plaatse van voegovergang betonmoot. Figuur 8 – HDPE passtuk voor waterafdichting. Figuur 9 – Aanbrengen folieconstructie door Genap. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 51 gestuurd met een aandraaimoment welke rekening houd met de relaxatie van het weloverwogen gekozen klemrubber, zie figuur 11. Ietwat onge- woon is de verticale positionering, dat werd ingegeven door de betonwand. Daar waar de klemconstructie een mootvoeg van de betonconstructie tegenkomt dient een over- gangsdetail te worden toegepast. Het standaard- detail van de SATO was niet leverbaar. Derhalve is in samenwerking met Schrumpf een detail ontwik- keld met voldoende robuustheid en vlakheid om de folie ook over de mootvoeg waterafsluitend te klemmen. Figuur 12 toont het ontwerp. Vo o r d e d o o r vo e r v a n d e b l u s l e i d i n g ( H D P E Ø 2 0 0 ) is ervoor gekozen om een passtuk te maken die in- situ aan de LLDPE wordt gelast. Hierbij is de hoe- veelheid las-warmte waarmee het dikkere (4mm) HDPE moet worden gelast aan het dunnere (1,5mm) LLDPE vooraf getest. De doorvoer is zicht- baar op figuur 13. Realisatie Zoals aangegeven is de folie aan de oostzijde in- middels gerealiseerd. Voorafgaand aan het aanvul- len is een uitgebreide inspectie geweest. Op plek- ken waar de folie te strak was aangebracht, bij- voorbeeld in de hoeken, zijn kniestukken ingelast. Met het aanvullen is vervolgens vanuit het midden naar de randen toe gewerkt, zodat er initieel geen spanningen in de folie ontstaan. De onderstaande foto’s geven een weergave van de realisatie. Daar- onder een visualisatie van de eindfase gemaakt door projectarchitect wUrck. ! Figuur 10 – Aanvullen folieconstructie vanuit het midden richting de klemconstructie ter voorkoming van spanning op het folie. Figuur 11 – 3D Render van de ecopassage in de eindfase (wUrck architectuur stedenbouw landschap). EVERY SUCCESSFUL PROJECT STARTS WITH A CUTTING- EDGE DESIGN GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Mark RurupDirecteur Geonius Medhat HedayetOntwerpleider RijnlandRouteGeonius 52 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Geonius heeft gezorgd voor het ontwerp van de wegen, het grondwerk, de verkeers- faseringen en het watersysteem van de RijnlandRoute. Met een team van zo’n 20 wegontwerpers, wateradviseurs, BIM- modelleurs en tekenaars werkten we aan een optimaal ontwerp dat goed maakbaar is voor de bouwers. Geonius, dienstverlener op het gebied van inge- nieursdiensten en veldonderzoek met brede expertise binnen wegen, milieu, geotechniek, geodesie, water, ruimtelijke ontwikkeling, land- schap, archeologie en ecologie, is al sinds de tenderfase betrokken geweest bij het wegontwerp en het ontwerp van de waterhuishouding. Na gunning aan COMOL5 zijn al deze onderdelen, inclusief het tekenwerk, bijna volledig door Geonius ingevuld. Complex project Geonius heeft brede ervaring in de aanpak van het GWW-ontwerp binnen complexe langdurige projecten. “Wij ontwerpen de vorm van de weg binnen de kaders van het op hoofdlijnen vastge- legde tracé. Een weg lijkt misschien een paar rechte stukken asfalt met wat bochten, maar zo simpel is het niet”, vertelt Medhat Hedayet, Ont- werpleider infra bij Geonius. “Als je met een bepaalde snelheid over een weg rijdt, heb je vol- doende zicht nodig en tijd om te anticiperen op situaties. Ontwerprichtlijnen houden hier rekening mee zodat de weg veilig te berijden is. Wij zorgen ook dat de weg in het landschap past, zorgen voor voldoende ruimte voor lichtmasten en riolering, kijken naar veiligheid van bermen en taluds en stem- men raakvlakken met andere disciplines af, zoals kunstwerken, tunnels en technische installaties.” Om een goed beeld te krijgen van de toekomstige situatie en alle raakvlakken eenvoudig af te stemmen, heeft Geonius een grote bijdrage geleverd aan het samenstellen van de BIM omgeving; een 3D-bouw- informatiemodel gevuld met alle informatie. Het ontwerp resulteert in een goed product voor realisatie en voldoet aan de vraag van de opdracht- gever. Binnen het project zorgt Geonius voor het toelichten en verantwoorden van de ontwerp- keuzes aan wegbeheerders, waterschappen en verkeersveiligheidsauditoren. Huidige interessante projecten Momenteel zijn nog vijf Geonius-collega’s betrok- ken bij de RijnlandRoute voor site-engineering; tijdens de uitvoering wordt het ontwerp verder uitgewerkt of aangesloten op gerealiseerd werk. Inmiddels is Geonius ook aan de slag op andere grote projecten in de Randstad. Zo werkt onze divisie Geotechniek aan het project A6 Lelystad (Rijkswaterstaat) en samen met Infra aan de A16 bij Rotterdam (Groene Boog). Werken onze milieu- adviseurs aan de A9 Badhoevedorp-Holendrecht en onze maatvoerders aan het Theemswegtracé en de Blankenburgverbinding. “Met onze uitvoe- rende veldploegen zijn we een beetje een atypisch ingenieursbureau dat makkelijk de taal van de aannemer spreekt. Hierdoor krijgen we steeds meer grote opdrachten en zijn we continu op zoek naar nieuwe collega’s om klanten nog beter te bedienen.” ! GEONIUS VERANTWOORDELIJK VOOR GWW-ONTWERP RIJNLANDROUTE Figuur 1 – Bestuurdersview uit 3D model bij A4 Knooppunt Hofvliet. Figuur 2 – Overzichtsbeeld uit 3D model van de A44 bij Leiden West. Inleiding Tijdens de aanbestedingsfase van het project de Rijnlandroute bleek dat het alignement van de boortunnel relatief ondiep onder het Rijn-Schie- kanaal lag, dermate ondiep dat reguliere bereke- ningsmethoden voor de boorfrontstabiliteit onvol- doende veiligheid boden. Omwille van het Provin- ciaal inpassingsplan kon in dit stadium het aligne- ment nauwelijks meer worden aangepast. Daartoe moest er een methode gevonden worden om veilig onder het kanaal door te boren. Uitgangspunt hier- bij was dat het scheepvaartverkeer zo min mogelijk gehinderd zou worden. Onderzoek Om een efficiënte oplossing te kunnen bepalen is het van belang dat de uitgangspunten zo betrouw- baar mogelijk zijn met minimale variatie. Daartoe zijn de kanaalbodem en slibdiktes uitgebreid inge- meten, zijn er sonderingen in het kanaal uitgevoerd en zijn er boringen aan beide zijdes van het kanaal uitgevoerd waarop met name vele volumegewicht metingen verricht zijn. Berekeningsmethode Met deze gegevens zijn berekeningen gemaakt met diverse analytische methodes voor boorfront- stabiliteit. Hieruit bleek dat de marge tussen de minimum druk en de maximum druk kleiner was dan de reguliere marge van 20 kPa die hiervoor wordt gehanteerd. Om deze marge in de bereke- ning te kunnen vergroten waren er meerdere opties. De eerste was het meenemen van wrijving in de blowout-druk, hiervoor is de methode Broere (2001) aangehouden. Bij de minimumdruk is het van belang om te weten dat een groot deel van het minimum wordt bepaald door de Pleistocene stijghoogte, met een hoog gemiddelde waarde van NAP -1,4 meter. Conform de ROK is een ontwerp- waarde bepaald voor de Pleistocene stijghoogte, omdat de waterdruk dan vervolgens als perma- nente belasting beschouwd kan worden kan de overeenkomstige partiële factor gebruikt worden van 1,0 in plaats van 1,05 conform de DIN. Voor de horizontale gronddruk is er ook een verschil in par- tiële factoren, conform de DIN is deze factor 1,5. Binnen de Eurocode zijn er geen specifieke facto- ren voor dit mechanisme gegeven en de belasting uit grond kan worden gezien als permanente belas- ting, hiervoor kan een factor van 1,0 worden aangehouden. De extra marge die ontstaat door het minimum te berekenen met partiële factoren van 1,0 en het maximum te verhogen met het mee- nemen van wrijving levert voldoende marge om theoretisch met een stabiel boorfront het kanaal te kunnen passeren. Het feit dat het theoretisch en conform de Neder- landse Eurocode norm toelaatbaar is om onder het kanaal door te boren is een eerste stap, tegelijker- tijd zegt het gezonde verstand dat je alle veiligheid ten opzichte van de gangbare methode (DIN parti- ële factoren en geen gebruik van wrijving) niet zomaar kunt weglaten. Er zou aangetoond moeten worden dat de berekende marge ook echt een veilige druk zou zijn om bij te boren. Om die reden is besloten een proefveld in te richten aan de start van het boortracé. Hierbij passeert de tunnelboor- machine vlak na de start een veld waarbij de dekking op de tunnelboormachine even beperkt is als ter plaatse van het kanaal. Proefveld Het proefveld is ingericht met meetpunten voor de verticale verplaatsingen over de lengte-as van de tunnel met iedere 20 meter een dwarsraai van meetpunten. Hierbij wordt ook stapsgewijs de dekking afgebouwd naar de situatie van het kanaal. Als criterium voor de bepaling van de stabiliteit worden de verticale verplaatsingen gebruikt, er is echter geen direct verband bekend tussen de stabiliteit en de verticale verplaatsingen. Wat wel bekend is, is dat verplaatsingen tot enkele centi- meters bij een normaal boorproces behoren. Tevens liet het contract verplaatsingen van maximaal 10 42 ir. M.H.A. BrugmanOntwerpleider Boortunnel– Comol5 / Arthe civil &structure b.v. ERVARINGEN 1 E BOORGANG TUNNEL RIJNLANDROUTE Figuur 1 – Doorsnede Rijn-Schiekanaal met tunneltracé. ir. B. van de WaterAdviseur GeotechniekBoortunnel – Comol5 /Arthe civil & structure b.v. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Figuur 2 – Aangepaste berekeningsmethode boorfrontstabiliteit. T.SchubertProjectleider Boortunnel – Comol5 / Vinci Construction Grand Projets ir. B. SafariSpecialist Boortunnels – Arthe civil & structure b.v. 43 centimeter toe aan maaiveld, deze verplaatsing is aangehouden als absolute bovengrens. Bij verplaatsingen onder de 5 centimeter is er geen sprake van instabiliteit en kan er doorgegaan worden. Bij verplaatsingen tussen de 5 en de 10 centimeter dient er een nadere evaluatie plaats te vinden. Op 22 augustus 2019 is gestart met boren en in de periode van 5 september tot 16 september zijn de secties van het proefvak gepasseerd. In het algemeen werd er aangevangen met lagere drukken dan berekend, dit was met name in de eerste 40 meter tunnel waar nog geen verticale verplaatsingen gemeten werden. Hiernaar werd er bijgestuurd naar waardes die iets onder de beoogde steundruk lagen. Resultaten De eerste sectie liet een verticale verplaatsing zien van 2 millimeter na het passeren van het graafwiel. Dit bij een steundruk die ongeveer 12 kPa onder de beoogde druk lag. Bij de tweede sectie was de maximaal gemeten verplaatsing 3 mm bij een steundruk conform de berekende druk. Bij sectie drie werd er 9 mm verplaatsing omhoog gemeten, hierbij was de steundruk ook 13 kPa hoger dan beoogde druk en eigenlijk ook iets hoger dan de beoogde maximum druk. In sectie 4 was de verticale verplaatsing ongeveer 2 mm en de steundruk was ongeveer 7 kPa lager dan de vooraf berekende druk. Iets verderop was er nog een dwarsraai verplaatsings- meters ten behoeve van een aantal leidingen, hier werd 2 mm verplaatsing gemeten en waren de drukken 7 kPa onder het berekende. In het algemeen kan gesteld worden dat de verplaatsingen na het passeren van het graafwiel minimaal zijn, dit wijst op een stabiel boorfront. De gebruikte steundrukken waren vaak iets lager dan voorzien, de grondwaterstand was echter ook significant lager waardoor de vereiste minimum- druk ook naar beneden bijgesteld kon worden met ongeveer 7 kPa. Al met al zijn de verplaatsingen na passage van het graafwiel minimaal en ruim onder het criterium van 50 mm. Tevens is er geen bentoniet aan maaiveld waargenomen, dit geeft aan dat ook de maximum- druk een veilige waarde betrof gezien er bij sectie Figuur 3 – Inrichting meetveld bij start boren op werkterrein COMOL5. Figuur 4 – Boorfront- drukken, berekend en gerealiseerd. Figuur 5 – Ver t icale verplaatsingen eerste sectie. SAMENVATTING Eén van de uitdagingen van het te boren tracé voor de tunnel van de Rijnland- Route was de passage van het Rijn-Schiekanaal. Door de geringe gronddekking boven de tunnelboormachine onder het kanaal moesten de grenzen van de regeldrukken voor het stabiel houden van het boorfront op een verantwoorde manier opgezocht worden. Met een vernuftige ontwerpbenadering, een uitgekiende monitoringsstrategie en een zeer gecontroleerd en beheerst boorproces kon het Rijn-Schiekanaal zonder enige hinder voor de scheepvaart gepasseerd worden. Na de succesvolle passage kende de eerste boorgang van de RijnlandRoute interessante ervaringen aangaande trillingshinder en een geologische uitzondering met het aantreffen van zeer grof grind en keien. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 3 een fractie overschreden was. Er kon dan ook gesteld worden dat er veilig onder het Rijn-Schie- kanaal door geboord kon worden. Uiteindelijk is dit op 27 t/m 30 september 2019, dankzij een goed beheerst en gecontroleerd boorproces, dan ook veilig gelukt zonder verdere maatregelen. Conclusie Wanneer er vooraf uitgebreid grondonderzoek, labonderzoek en onderzoek naar de geometrie van de kanaalbodem wordt gedaan is het mogelijk veilig te boren op locaties met geringe dekking boven de tunnelboormachine. Het laboratoriumonderzoek dient dan met name gericht te zijn op de lokale volumegewichten van het materiaal wat zich voor én boven de TBM bevindt. Vo o r d e b e p a l i n g v a n d e m a x i m u m d r u k k a n d e wrijving conform methode Broere gebruikt wor- den, bij gebruik van deze maximumdruk met een partiële factor van 0,9 treden geen excessieve verplaatsingen omhoog op. Vo o r d e m i n i m u m d r u k i s e r m e t d e t e s t a a n - getoond dat er met lagere drukken geboord kan worden dan er met de conventionele veiligheids- factoren mogelijk was, bij het gebruik van deze drukken treden slechts geringe verplaatsingen omlaag op. Verlo o p b o o r p ro ces Na het passeren van het kanaal kon met voldoende veiligheid op de stabiliteit worden doorgeboord en verschoof de focus naar het optimaliseren van het boorproces met het minimaliseren van de verplaatsingen aan maaiveld. Verderop in het boortracé zouden enkele monumentale panden gepasseerd worden, bij benadering van deze panden was het doel om de verplaatsingen aan maaiveld te kunnen beperken tot enkele milli- meters. Voorafgaand aan deze passage werd er geboord onder de Zuid-Hoflandsche polder met relatief weinig belendingen. Borende in het Pleistocene zand aldaar kwamen er berichten dat er zeer grof grind werd aangetroffen bij de schei- dingsinstallatie oplopend tot stenen en keien. Aan- gezien er voor dit gebied eigenlijk alleen van marine en fluviatiele afzettingen uit werd gegaan was dit vrij onverwacht en opmerkelijk te noemen. Het achterhalen van de exacte geologische af- komst verdient nog nader onderzoek. Gedacht zou kunnen worden aan materiaal van glaciale afzettingen uit het noorden van Nederland dat op enigerlei wijze stroomafwaarts is meegevoerd. Naast het aantreffen van dit opmerkelijke mate- riaal diende het volgende onverwachtse zich aan, bij benadering van de monumentale panden werd er steeds vaker trillingsoverlast gemeld uit de omgeving. Tot op dat moment waren de trillingen van de tunnelboormachine niet hoorbaar of voel- baar geweest. Ook de eerder gemeten trillings- niveaus op een woning nabij de startschacht waren weliswaar meetbaar maar wel net onder het voelbare niveau van 0,25 mm/s. Nu waren de tril- lingniveaus anders, de tunnelboormachine was nog op enkele tientallen meters afstand en er werden trillingsniveaus gemeten tot 0,6 mm/s. Vergelijk van de data van de tunnelboormachine en een van de trillingsmeters op de panden liet duidelijk zien dat het proces van tunnelboren de trillingen veroorzaakte. Na het passeren van de monumentale panden werd er geen trillingsoverlast meer ervaren bij andere belendingen die nog gepasseerd werden. Naar alle waarschijnlijkheid heeft dit te maken met de lokale geologie ter plaatse van de monumentale panden aan de Leidseweg in Voorschoten. Deze panden zijn gebouwd op een oude strandwal, er bevindt zich dus over de volledige hoogte van machine tot monument alleen maar zand. Op de rest van het tracé ligt dit anders, er zijn dan altijd wel een of meerdere klei- of veenlagen boven de tunnel- boormachine. Deze slappe lagen lijken te fungeren als een effectieve demper van de trillingen. Als gevolg daarvan werden alleen ter plaatse van de monumentale panden hogere trillingssnelheden gemeten. ! 44 Figuur 7 – Gemeten trillingen simultaan aan het boorproces. Figuur 6 – Door de tunnelboormachine ontgraven steen en stukken hout. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020

International - Special Land Subsidence 2020

Gilles ErkensResearcher at Deltares and the Department of Physical Geography, Utrecht University dr. Sanneke van AsselenResearcher at Deltares 8 Introduction This paper relates to, and partly overlaps with, the paper of Van Asselen et al. (2020). A large part of the coastal plain of the Netherlands contains as much as several meters of peat in the subsurface (Erkens et al., 2016). Like many other coastal plains worldwide, the Dutch coastal plain is subject to shallow land subsidence from both anthropogenic and natural causes (Erkens et al., 2016; Van Asselen et al., 2018; and references therein). Subsidence increases flood risk, causes damage to buildings and infrastructure and an overall increase in soil wetness as the surface approaches the phreatic groundwater level. In agricultural areas this translates into a lower soil- bearing capacity. In the Dutch coastal plain, subsi- dence has especially been caused by peat oxidation, peat compaction and peat mining in the Holocene sequence, starting about 1000 years ago (Erkens et al., 2016). Large-scale peat mining continued until the late 19th century, after which subsidence has been mainly caused by peat compaction and oxidation. Peat compaction is the mechanical process of densification of the soil, caused by loading and/or a decrease of the pore water pressure. Peat oxidation refers to the bio- geochemical degradation of organic material by micro-organisms and occurs especially when peat is exposed to oxygen, for example following groundwater level lowering. Peat oxidation also causes emission of greenhouse gasses. The amount and rate of shallow subsidence in organic-rich coastal sequences is determined by (1) geotechnical and biogeochemical properties of organic and mineral facies, (2) structural loading and (3) groundwater level fluctuations. These three aspects generally vary considerably in both time and space. Consequently, the amount and rate of subsidence is spatially and temporally variable: it varies between polders and even within parcels. During recent years, there is a growing incentive to reduce both subsidence and greenhouse gas emissions in cultivated peatlands. To develop effective measures to reduce subsidence, and to be able to monitor results of implemented measures, a subsidence monitoring system is needed that captures the temporal and spatial variability of land subsidence, and preferably also discriminates between the contribution of different subsidence processes. Examples of mitigation measures are permanently raising the groundwater level or implementing submerged drainage (Pleijter and van den Akker, 2007). The desired monitoring system should be able to measure subsidence at mm-scale accuracy, since long-term net average land subsidence rates are typically on the order of mm to cm yr -1. Also, the system should not severely impact farming activities. To d e s i g n a n d o p t i m i z e s u c h a s y s t e m , f o u r d i f f e - rent methods are applied to monitor land subsi- dence of meadows at eight livestock farms in a cultivated peatland area in the north-eastern part of the Netherlands (figure 1). The subsurface of the study area generally consists of a Holocene peat layer (Nieuwkoop Formation; De Mulder et al., 2003) as much as about 3.5 m thick, on top of a thick (tens of meters) Pleistocene sand deposit (mainly Boxtel and Kreftenheye Formations; De Mulder et al., 2003). In the western part of the study area, the peat layer is covered by a few dm-thick clayey top layer (figure 1; Naaldwijk Formation; De Mulder et al., 2003). The methods used include conventional (spirit) levelling, extensometery, LiDAR (Light Detection And Ranging) and InSAR (Interferometric Synthetic Aperture Radar). Levelling is a well-tested and often-used technique for measuring surface eleva- tion and has also been applied in a few cases in peat areas in the Netherlands (Pleijter & van den Akker, 2007). Extensometery is applied worldwide for measuring vertical movement of (sub)surface levels but have rarely been applied in peat areas. Both of these field-based techniques result in accurate (mm-scale) point measurements. The use of LiDAR and InSAR for measuring land subsidence in peat areas is promising but still experimental and the accuracy of the measurements needs testing. These two remote sensing techniques may ultima- tely result in timeseries of maps with spatial cover- age, which is needed to monitor the temporal and spatial variability of land subsidence and the effects of applied mitigation measures. In this paper, the four methods are described, and preliminary levelling, extensometery and LiDAR Figure 1 – Peat thickness map for the study area in north- eastern Netherlands (source: Waterboard Drents Overijsselse Delta). Locations of the measuring fields (meadows) at the eight livestock farms, the extensometers and the IGRS station are indicated. MONITORING SHALLOW SUBSIDENCE IN CULTIVATED PEATLANDS GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL JUNE 2020 9 results and conclusions are presented. InSAR results are not available yet. Methodology SPIRIT LEVELLING The levelling methodology is based on Pleijter and van den Akker (2007). Surface elevations of parts of meadows are measured relative to a reference point, consisting of an iron rod that is founded in the semi-stable Pleistocene sand underlying the Holocene peat layer. Elevations are measured four times a year, using a Leica LS15 levelling instrument and rod, along four section lines of 50 m long and lying 8 meters apart, at a 2 m interval as determined with a measuring tape, resulting in 104 point measurements. The start and end of the section lines are fixed coordinates determined each measuring campaign using a Topcon GRS-1 RTK-GNSS. At local scale, the surface elevation is also measured at ten points closely distributed around the reference point. In each meadow where surface elevations are measured, also the phreatic groundwater level and ditch water level are moni- tored using standpipe piezometers. The spatial variability of surface elevations in peat meadows is usually higher than the long-term vertical movement of the surface due to peat com- paction and oxidation. Surface irregularities are, for example, caused by cow tracks or grass tussocks. Therefore, a horizontal plate of 10 x 10 cm is fixed to the bottom of the levelling rod to average out the smallest irregularities of the grass- covered surface. For each measuring campaign, the average elevation and the average elevation diffe- rence relative to the first measurement campaign in November 2018 (T0) are calculated per measu- ring field (n =114). EXTENSOMETER Extensometers are used to measure deformation worldwide (e.g., Poland, 1984; Sneed and Brandt, 2015). However, they have rarely been applied in peat soils. Extensometers can be used to derive point measurements of vertical movement of dif- ferent (sub)surface levels at mm-scale accuracy, and to determine the contribution of different subsurface layers, and in some cases processes, to total subsidence. In this study, we installed four extensometers that continuously measure the vertical movement of (sub)surface levels (for loca- tions see figure 1). Different types of anchors are used at three or four different (sub)surface levels (figure 2). Anchor level 1 is a lost-cone anchor foun- ded in the Pleistocene sand. This level is stable at the timescales considered (years), and hence, is used as reference level. Anchor level 2 is a Borros anchor positioned just below the average lowest groundwater level. At this level, vertical movement is measured that is mainly caused by processes acting in the saturated peat layer between level 1 and 2 (B in figure 2), presumably mainly compaction. In the overlying unsaturated zone, peat oxidation is likely to be the dominant process causing long- term subsidence. Anchor level 3 is a small rod pushed into the subsurface just below a clayey top layer, if present (not visualized in figure 2). This level measures the contribution of the entire peat layer (total subsidence A in figure 2 minus contribution of clay layer, if present). Anchor level 4 is a perforated square stainless-steel plate of 0.4 x 0.4 meter positioned at about 5 cm below surface. This level measures vertical movements of the surface relative to level 1 (A in figure 2). All sensors at the different levels are connected to a datalogger installed at the surface (figure 2). The vertical movement of the different levels is continuously and automatically measured at 1- hour intervals. LIDAR LiDAR (Light Detection And Ranging) is a technique that uses laser pulses sent from a laser scanner. The distance from the scanner to the surface or an object on the ground surface is determined by measuring the time gap between emitting the pulse and receiving the reflected pulse. LiDAR surveys result in spatial maps of surface elevation. Timeseries of these maps can be used to analyse vertical movement of the surface. In this study, LiDAR is used to measure surface elevation once every three months at the eight farms. To compare Figure 2 – Schematic representation of the extensometer set-up. Figure 3 – Integrated Geodetic Reference Station nearby Rouveen (Photo by H. van der Marel). SUMMARY To d e v e l o p a l a n d s u b s i d e n c e m o n i t o r i n g s y s t e m f o r c u l t i v a t e d p e a t l a n d s f o u r measuring techniques are applied in the north-eastern part of the Netherlands, including spirit levelling, extensometery, LiDAR and InSAR. The desired monitoring system should be able to capture long-term spatial and temporal subsidence trends at mm-scale accuracy. Preliminary levelling and extensome- tery results demonstrate seasonal and shorter-term dynamics with a total vertical movement of up to 35-40 mm in one-year time. A longer (multiple years) monitoring and experimenting period is needed to be able to determine long-term net subsidence (or uplift), and to optimize the subsidence monitoring system for peatlands. JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL different measuring platforms, the laser scanner is attached to a small aircraft and a drone. The abso- lute accuracy of such LiDAR measurements in a rural area is 0-3 cm. To increase this accuracy, which is required to monitor land subsidence, Ground Control Points (GCP) are constructed in each parcel. A GCP consists of a 50 cm long hollow aluminium rod with a 50 x 50 cm horizontal plate on top of it, that can easily be placed on the foun- ded reference rods used for levelling. All LiDAR measurements in a parcel use the centre of the horizontal plate as reference. Because this centre has a known height as established by GPS measu- rements, the accuracy of the LIDAR measurements increases to mm-scale. An AL3-32 Phoenix laser scanner is attached to a DJI M600pro drone. The drone is manually lifted into the air, after which it automatically follows a pre-defined path using barometric and GPS for orientation. All measurements are real-time visua- lized on a ground station (laptop), using Wi-Fi or 3G, allowing for real-time quality control during the measurements. RTK-GNSS and Motion Sensor data are post-processed to attain the highest pos- sible accuracy of the position of the drone. These data are linked to the LiDAR data and translated into a point cloud dataset, which is used to create a Digital Elevation Model (DEM). Outliers, vegeta- tion and other objects are filtered out of the dataset. Point cloud classification is done using the international standard as utilized by the American Society for Photogrammetry and Remote Sensing (ASPRS). The final processed point cloud dataset is related to the centre of the GCP as explained above. The same method is used for the LiDAR measure- ments with aircraft. For these measurements, a Riegl VUX1LR laser scanner is fixed to a Tecnam P2010 aircraft, using an Inertial Measurement Unit (IMU) for an accurate determination of the X,Y,Z position. The aircraft flies at 305 m elevation above the ground surface at 130 km h-1. The data point density is on average 10 points per square meter. INSAR InSAR (Interferometric Synthetic Aperture Radar) uses satellite radar images of the earth surface. Each year, tens of images are obtained of the same area. Based on phase differences of reflected radar waves, changes in elevation are derived from the radar image time series. The radar signal is reflec- ted by (objects at) the surface. InSAR measure- ments result in a spatial gridded map of reflections of the surface, which can be translated into a map of change in elevation. Most accurate measure- ments of elevation (phase) change are derived for permanent objects that consistently reflect the radar signal. Good reflection objects are for exam- ple rooftops and roads. Vertical movement of such objects can usually be determined with (sub)mm- scale accuracy. In rural areas there are generally a lower number of consistent reflectors, and hence, the use of InSAR is more challenging in terms of at- taining a similar accuracy. Increasing the accuracy in rural areas can be done by relating radar data to accurate ground measurements of elevation change by other field techniques and by sophisti- cated algorithmic data processing by for example better defining temporal correlations. For the use of InSAR for measurements of land sub- sidence in the study area an Integrated Geodetic Reference Station (IGRS) has been constructed and 10 Figure 4 – Preliminary results of extensometer, levelling and groundwater level measurements (site 05-B; figure 1). Green dots represent average elevation difference relative to T0 (November 2018), with standard deviations indicated by vertical bars. Peat thickness at this site is about 3.3 m. Figure 5 – Preliminary results of extensometer, levelling and groundwater level measurements (site 09-B; Figure 1). Green dots represent average elevation difference relative to T0 (November 2018), with standard deviations indicated by vertical bars. Peat thickness at this site is about 1.5 m. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL JUNE 2020 installed by Delft University of Technology (figure 3; for location see figure 1). The IGRS basically consists of a GNSS antenna on a rod that is foun- ded in the Pleistocene sand, with radar reflectors and a horizontal plate attached to it. Changes in elevation in the surrounding area, as determined from InSAR data, use the IGRS station as reference level. In addition, the vertical movement of the Pleistocene subsurface, assumed to be stable, can be determined. If the Pleistocene subsurface is not stable, these measurements can be used to correct other land subsidence determinations. Preliminary results LEVELLING The results of four measuring fields (two at site 05 and two at site 09; figure 1) are presented in Table 1. Relative to the first measurement in November 2018 (T0), all fields have on average risen about 8 to 10 mm in February 2019. Thereafter, compared to February 2019, all fields show a subsiding trend during spring and summer. The greatest total ver- tical movement measured in the period November 2018 to October 2019 is about 40 mm (+10 to -30 mm), measured at 05-B (Table 1). EXTENSOMETER Extensometer results for locations 05-B and 09-B are presented in figures 4 and 5 respectively. These figures also include the averaged levelling values (of elevation differences relative to T0) with standard deviations for these fields. Results of both methods demonstrate a seasonal dynamic with a general rise in autumn/winter and a subsi- ding trend in spring/summer. Extensometer results demonstrate that shorter-term fluctuations stron- gly relate to groundwater level fluctuations. At location 05-B, the total vertical movement relative to October 2018 (T0) has been 35 mm (+18 to -17 mm). At location 09-B, the total vertical movement has been 17 mm (+12 to -5 mm). We observe that processes acting in the saturated peat layer signi- ficantly contribute to total surface movements (orange line in figures 4 and 5). LIDAR The amount of vertical surface movement, derived from the elevation difference between the LiDAR maps of April and July 2019, shows a general subsiding trend in this time period (figure 6). The dominating greenish colour indicates a general sur- face lowering of 0 to 50 cm. However, the eastern (right) part of the northern field generally shows a higher amount of subsidence, while the middle part of the northern field shows a surface rise. This is attributed to mowing activities: the eastern part was mowed shortly before the LiDAR measu- rements while the middle part was not yet mowed. These observations demonstrate the influence of grass height on LiDAR measurements. Also, striping effects are seen in the resulting elevation maps (figure 6). Experiences and preliminary conclusions A unique land subsidence monitoring site in a cultivated peat area in the Netherlands is presen- ted. Our first experiences with applying the diffe- rent methods are: - Levelling at farm scale is time-consuming, and therefore, will not be effective at regional scales. - Extensometer results very convincingly show seasonal and short-term (groundwater-related) vertical movements of different sublayers, i.e. processes. - LiDAR results in spatial map but results demon- strate the influence of grass height. This method needs optimization aiming to reduce effects of grass height and increase the accuracy of land subsidence determinations. Moreover, the method is very much weather-dependent (it should not be too windy) and thus more difficult to plan. Also, the use of a drone and/or aircraft may disturb cattle due to noise pollution. - InSAR results are not available yet. Preliminary levelling and extensometry results de- monstrate seasonal and shorter-term dynamics with a total vertical movement of up to 35-40 mm in one-year time. This proves that a long (multiple years) monitoring period is needed to be able to determine long-term net land subsidence (or uplift). Also, a longer record and experiments are needed to develop the most optimal subsidence monitoring system in peatlands. References - De Mulder, E.F.J., Geluk, M.C., Ritsema, I., et al. (in Dutch): De Ondergrond van Nederland. Geolo- gie van Nederland, deel 7. Nederlands Insti- tuut voor Toegepaste Geowetenschappen TNO, Utrecht. 379 p, 2003. - Erkens, G., van der Meulen, M. J., Middelkoop, H.: Double trouble: subsidence and CO2 respira- tion due to 1,000 years of Dutch coastal peatlands cultivation, Hydrogeol. J., 24 (3), 551-568, 2016. - Pleijter, M., van den Akker, J. J. H. (in Dutch): Onderwaterdrains in het veenweidegebied: toe- lichting op de methode en meetinrichting. Wage- ningen Environmental Research report nr 1586, 2007. - Poland, J.F.: Guidebook to Studies of Land Sub- sidence Due to Ground-water Withdrawal. UNESCO report, ISBN 92-3-102213-X, 1984. - Sneed, M., Brandt, J. T.: Land subsidence in the San Joaquin Valley, California, USA, 2007–2014, Proc. IAHS, 372, 23-27, 2015. - Van Asselen, S., Erkens, G., Stouthamer, E., et al.: The relative contribution of peat compaction and oxidation to subsidence in built-up areas in the Rhine-Meuse delta, the Netherlands. Sc. Total Environ. 636: 177–191, 2018. ! 11 Figure 6 – Land subsidence at site 05 (see Figure 1) derived from the difference between LiDAR elevation measurements of April and July 2019. Ta ble 1 - Average ver t ical movement relative to T0 (November 2018; n=114). Standard deviation in italic. To t a l v e r t i c a l m o v e m e n t f o r a s p e c i f i c f i e l d = m a x r i s e – m a x s u b s i d e n c e . A l l i n m m . Field Feb 2019 Apr 2019 Jul 2019 Oct 2019 Total vertical movement 05-A 8.2 (12.5) -20.1 (13.4) -25.9 (11.8) 27.8 (32.7) 34.1 05-B 9.7 (12.9) -13.0 (23.7) -29.9 (19.2) 2.7 (29.0) 39.6 09-A 9.4 (8.0) 4.4 (10.8) -10.4 (9.8) 10.1 (33.4) 19.8 09-B 7.8 (6.1) 7.0 (8.8) -9.4 (7.1) 9.2 (29.9) 17.2 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL JUNE 2020 Introduction Subsidence of peat and clay soils due to (artificial) lowering of the groundwater table and loading of soft soils is commonplace in the Netherlands, cau- sing extensive damage to exposed and vulnerable assets. Earlier efforts to assess subsidence-related building damage in the Netherlands at the national level predict significant direct damage – ranging from at !17-45 bn cumulative by 2050 (Born et al., 2016; Hoogvliet et al., 2012) - but fail to address probability and impact of climate change, and do not provide a systematic and scalable approach to do so. Improved risk assessment of subsidence- related damage to buildings would inform public and private actors from national to local scale on current and future risks and stimulate them to address this issue. Several factors complicate a large scale, realistic risk assessment. On the hazard side, multiple drivers of subsidence and low groundwater tables lead to a high spatial variability of hazard conditi- ons: e.g. local influences on the groundwater table (trees, leaking pipes) and variability in susceptibi- lity of soft soils to settle (e.g. presence of anthro- pogenic layer). On the side of the assets at risk, databases with key input such as foundation types and historic design practices are incomplete or non-existent, and there is a knowledge gap regar- ding vulnerability functions (linking building da- mage to subsidence). In our study we have developed a methodology for systematic regional or countrywide assessment of two subsidence-related damage mechanisms to buildings: timber pile degradation due to low groundwater levels and differential settlement of buildings on shallow foundations. In our TISOLS paper Costa et al. (2020) we elaborate in more detail on the specifics of the methodology. Fur- thermore, based on nationwide available data and expert estimates, we executed a quick-scan appli- cation of the methodology for the Netherlands in cooperation with KCAF and Stichting CAS. Approach The risk assessment carried out for the estimation of damage to buildings due to groundwater lowe- ring/ subsidence is construed in a modular, syste- matic way. For each damage mechanism, we build 3 modules based on the conceptual framework of Hazard – Exposure – Vulnerability according to the definitions by the (UNISDR, 2016), with: I Hazard - characterizing the events causing da- mage: in this case subsidence and/or low groundwater levels; II Exposure - inventory of the building assets at risk: i.e. probability of building on shallow foundations being exposed to differential settlement, or on timber piles exposed to fungal pile degradation; and III Vulnerability - Defining the degree of physical damage (architectural, functional and/or struc- tural) of the buildings at risk. Damage Assessment methodology – Application to the Netherlands 1 and 2 illustrate the methodology for the calcula- tion of damages due to timber pile degradation caused by fungi as induced by low groundwater levels and differential settlement of buildings on shallow foundations. 1 gives an overview of key factors for the hazard (H) and exposure (E) modules. For more back- ground on which datasets and assumptions were used to estimate these factors, see Costa et al. (2020). Indicators and functions presented here are relevant to geophysical processes and construction characteristics specific for the Netherlands and cannot be directly applied elsewhere. 12 JUNE 2020 METHODOLOGY FOR SYSTEMATIC ASSESSMENT OF DAMAGE TO BUILDINGS DUE TO GROUNDWATER LOWERING-INDUCED SUBSIDENCE IN THE NETHERLANDS Figure 1 – Schematic for the calculation of damages due to timber pile degradation induced by low groundwater levels. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL A.L. CostaPhD, Researcher/ AdvisorRisk and Resilience, Deltares S. KokResearcher/advisor Researcheconomics, Deltares M. KorffAssociate Professor TU DelftSr. Advisor Geo-Engineering Deltares Timber Pile Degradation HAZARD The decline of the ground water table over time can be caused by artificial drainage to prevent flooding in areas of continuous subsidence in the Netherlands, or temporary lowering due to droughts, works, or local effects such as trees or leaking pipes. We use an estimate for the low groundwater level based on a nation-wide model. Exposure Exposure characterizes the buildings that are at risk. Key indicators in this assessment are founda- tion types, - characteristics and the location of buildings. In the Netherlands, foundations can be broadly classified into three types: shallow foun- dations, timber piles, and other (mainly concrete) piles. Shallow foundations and timber piles located in ‘soft soils’ are at risk. Timber piles are subject to fungal degradation when they are exposed to oxygen: when the groundwater table is below the top of the timber pile. We establish ‘exposure classes’ for timber piles based on H1 and E6 (0.2), with boundary values derived from guidelines from the Dutch organization for inde- pendent foundation research (F3O, 2014a). Ta ble - Exposure classes for timber piles Exposure Boundary Number dry class values of days per year Low GLG – top of wood: > 20 cm Low Medium GLG – top of wood: 5-20 cm Medium High GLG – top of wood: < 5 cm High Vulnerability The degree of damage to the buildings is related to the pile degradation. Key factors for fungal pile degradation include: the type of the wood and the diameter of the pile, the type of soil (relation to behavior of moisture content) and the duration of drought. The style of timber pile foundation - Amsterdam style (two timber piles under a founda- tion beam) or Rotterdam style (single timber pile foundation) is also expected to relate to different failure modes, but this has not yet been incorpora- ted in the analysis. In the quick-scan application of the damage assess- ment, we consider the duration of the drought the key factor that defines foundation and in turn building damage. We assume a linear trend of the damage level with cumulative drought time, ran- ging from damage level D1 to D5 (Burland and Wroth, 1974) after 10-20 years cumulative drought, i.e. the cumulative number of dry days over a longer time span (KCAF, 2012). We assume the number of cumulative drought years before reaching D5 is dependent on soil type at 1-2 m depth: see E8 in 1. Differential settlement of buildings on shallow foundation HAZARD & EXPOSURE In general, differential settlement of a building can be directly linked to heterogeneous conditions of the soil, heterogeneous conditions of the building itself or a combination of both. In the assessment methodology we assume that the (shallow) subsi- dence rate of the soil (H9), when corrected for factors of local hazard (H14) and for building characteristics (E5b), correlates to the damage of the building. Relevant building characteristics include the quality of masonry of the shallow foundation – based on the age and construction practices at the time – and the presence of a full or partial basement: we assume these factors affect the likeliness of a building to settle differentially rather than in a uniform way under soil subsidence. VULNERABILITY Vulnerability cur ves that estimate the develop- ment of damage of buildings based on differential settlement of the building over time exist (Peduto et al., 2019). These curves have been developed based on empirical data with available satellite or monitoring measurements of differential settle- ment at the building level. However, at present we cannot predict whether and to what degree a particular building in a particular location will settle differentially. Therefore, we assign damage classes to each building based on the overall rate of settlement in the area, corrected for the local hazard (H14) and building characteristics (E5b) SUMMARY 13 JUNE 2020 In the Netherlands, subsidence of peat and clay soils due to (artificial) lowering of the groundwater table and loading of soft soils causes extensive damage. The topic is a major concern to homeowners and public authorities but an integrated risk assessment is currently lacking. In this paper, we propose a modular methodology for the systematic countrywide assessment of two subsidence-related damage mechanisms to buildings: timber pile rot due to low groundwater levels and differential settlement of buildings on shallow foundations. Application of the approach is expected to support private and public decision-making on coping strategies e.g. in awareness raising and evaluating interventions. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 2 – Schematic for the calculation of damages due to differential settlement of buildings on shallow foundations. factors (1; 2). 2 shows which assumptions we make, taking into consideration the settlement rate classifications from F3O (2014). For both damage mechanisms we use the same damage classes ranging from 1-5, with D1 representing negligible damage, i.e. hairline cracks of < 0,1 mm, and D5 severe structural damage involving partial or complete rebuilding of the structure (Burland and Wroth, 1974) Ta ble - Vulnerability and damage classes for differential settlement of buildings Corrected settlement Damage classrate [mm/year] < 2 D2 2-3 D3 3-4 D4 > 4 D5 Expected damage costs All information and indicators are collected at the building level, and then scaled up to define the cumulative expected damage level in ! in 2050. Based on desk research and interviews with ex- perts active in building restoration sector in the Netherlands, Salerno (2017) estimates restoration costs for Dutch buildings (0.4). Ta ble - Damage classes & restoration costs Damage class Restoration costs/ m 3of building D1! 3,25 D2! 15,00 D3! 53,00 D4! 184,00 D5! 670,00 Results The methodology we have discussed above has been applied for the Netherlands, in the context of 14 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 4 – Spatial distribution of expected damage due to timber pile degradation and differential settlement of shallow funded buildings until 2050 without climate change (left) and the additional expected damage until 2050 due to climate change (note that the scales are relative and not the same for the left and right figure). Indication of expected damage untill 2050 without climate change Indication of additional expected damage untill 2050 due to climate change (WH scenario) Timber Pile Shallow Foundation Hazard H1 Map of low ground water level. H9 Shallow subsidence rate/ year (excluding subsidence triggered by gas extraction) based on satellite data. E7 Estimate of thickness of the anthropogenic layer E8 Type of soil at 1-2 meters: represents potential for swell/shrinkage behavior of clay. E10 Local variability in the susceptibility to settlement as an indicator of the heterogeneity in subsurface. H14 Correction factor (CF) for the settlement rate: proxy for likeliness uniform settlement will lead to differential settlement, based on information from E7, E8 and E10. Exposure E0a Map combining the location of all the buildings in the Netherlands. E3 Map identifying the areas of clay and peat where timber pile foundations and shallow foundations are expected. E4 Defines regional areas of typically similar foundations based on historical practice. E4b Classifies the land-use type into rural or urban areas. E6 Estimation of the top of the timber E15a Classifies the expected structural quality piles per area of E4 (in m below of the shallow foundation into low, medium surface level) and high based on the year of construction. E8 Defines the type of soil at the top E15 b Defines the presence or absence of a uniform of the timber piles: piles in more or partial basement under the building. permeable soils are expected to be more severely affected by droughts as moisture content drops faster. E11 Defines the estimated type of E5b Defines the settlement rate correction timber of the piles, with a binary factor for the building characteristics by classification into spruce and pine aggregating partial correction factors for based on a threshold of 12m length each of E15a and E15b. (<12 M pine, > 12 m spruce) E12 Estimation of foundation style: Rotterdam or Amsterdam. Ta ble – Description of key hazard and exposure factors in damage assessment methodology, related to 1 and 2. climate change: we calculated expected damage without and with climate change (scenario WH). For timber pile degradation we used projections of change in low groundwater tables: for differential settlement on shallow foundations we made assumptions on how local circumstances (such as shrink/swell behavior of clay soils) will aggravate differential settlement under increasing drought conditions. The results of the analysis are published on www.klimaatschadeschatte r.nl. This website combines climate risk information at the municipal level to support municipalities in their strive to become climate adaptive by 2050. For each muni- cipality a range of expected damage with and without climate change can be retrieved. 1 shows how expected damage – of both damage mechanisms – is spatially distributed across the Netherlands. Discussion This study shows that it is possible to incorporate knowledge from different backgrounds that are interrelated in causing damages in one systematic damage assessment approach. However, the uncertainty associated with different contributing factors is still high: there are many knowledge gaps on characterizing the subsidence and low ground- water level hazard, as well as related to exposure and vulnerability of the buildings. These know- ledge gaps can be addressed in future develop- ments. In this light, the Damage Assessment Methodology is particularly suited for large scale applications at this stage: with better-quality in- formation for each of the modules it will become possible to increase the level of spatial detail. References - Born, G.J. van den, Kragt, F., Henkens, D., Rijken, B., Bemmel, B. van, Sluis, S. van der, 2016. Dalende bodems , stijgende kosten. Den Haag. - Burland, J.B., Wroth, C.P., 1974. Settlement of buildings and associated damage. Settl. Struct. Proc. Conf. Br. Geotech. Soc. 611–764. - Costa, A.., Kok, S., Korff, M., 2020. Systematic assessment of damage to buildings due to ground- water lowering-induced subsidence: methodology for large scale application in the Netherlands, in: Te n t h I n t e r n a t i o n a l Sy m p o s i u m o n L a n d S u b s i - dence. - F3O, 2014a. Guideline for investigation and assessment of wooden pile foundations under buildings. - F3O, 2014b. Guideline for investigation and as- sessment of shallow foundations under buildings. Hoogvliet, M., Buma, J., Oostrom, N. Van, Brolsma, R., Filatova, T., Verheijen, J., 2012. Schades door watertekorten en -overschotten in stedelijk gebied. - KCAF, 2012. Wat doe ik als bestuurder met (mo- gelijke) funderingsproblemen? www.kcaf.nl/ site/images/uploads _pdf/2012.03.19 _Hoe _kan _ ik_als _bestuurder.pdf (accessed 1.30.19). - Peduto, D., Korff, M., Nicodemo, G., Marchese, A., Ferlisi, S., 2019. Empirical fragility curves for settlement-affected buildings: Analysis of diffe- rent intensity parameters for seven hundred masonry buildings in The Netherlands. Soils Found. 59, 380–397. https://doi.org/https://doi.org/ 10.1016/j.sandf.2018.12.009 - Salerno, E., 2017. Evaluation of economic loss related to settlement-induced damage to buil- dings resting on piled-foundations: case studies in The Nethelands. Università Degli Studi Di Salerno. - UNISDR, 2016. Report of the open-ended intergovernmental expert working group on indicators and terminology relating to disaster risk reduction. ! 15 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Introduction The goal of the first study was to optimize the pre- dicted land subsidence. The second study was to assess the condition of all buildings along 10 km of dike. The Krimpenerwaard is an area consisting of soft Holocene soil layers with ongoing subsidence mainly caused by changing groundwater levels and the associated drying out and oxidation of peat. The subsidence rate for the crest of the dike is different from that of the hinterland. In both studies INSAR and LiDAR monitoring data were used as primary input. Monitoring The INSAR measurements consist of settlement- data collected between 2013 and 2016 for diffe- rent points located on the crest of the dike or buildings located near the dike. The used satellite data is generated and processed by SkyGeo. Also, the Current Dutch Elevation (Actueel Hoogte- bestand Nederland, AHN) is used for determining the subsidence rate. The AHN3 map is a digital height map obtained by LiDAR measurement from airplanes or helicopters. Determination of subsidence of the dike crest The height of the dike is one of the key criteria in the primary dike safety assessment. Land subsidence is obviously an important factor when the future level of the dike crest is predicted. Based on information of the Water authority “Hoogheemraadschap van Schieland en de Krim- penerwaard” (HHSK), the average rate of sub- sidence for the crest of the dike is about 11 mm/year. For the project this means that for the period 2025-2075, besides effects of sea level rise an additional 0,55 m of subsidence must be considered. Large parts of the dike also do not comply for macro stability which means that every additional load on top of the dike would increase the stability problem. By making a better assessment of the subsidence, the amount of soil needed to balance the subsidence is optimized. A study was undertaken to determine the rate of subsidence based on monitoring data. The first step was to re-analyse the archive data from HHSK which is compared with average subsidence rate determined from the monitoring data, see figure 1. In general was concluded that the INSAR data and the HHSK data give almost the same average subsidence rate for the entire dike of about 7 mm/year. The average subsidence rate based on the LiDAR data is 8,9 mm/year. For further use in the project an average rate of subsidence for the crest of 8 mm/year is used. This means a reduction of 27% on the amount of soil needed to counteract for the subsidence. Determination of settlement of the buildings along the dike The buildings along the dike are sensitive to subsi- dence and ground deformation, both from natural origin (creep) as well as due to the effects of dike strengthening. The building administration (BAG) and the municipal archives provided valuable infor- mation like building year, type of construction and type, material and depth of the foundations. For 56% of all buildings information was available. The annual settlement rate of each building was derived from INSAR data. Combining the INSAR and archive data led to multiple relationships, for example a relation was found between building settlement and foundation type. Using these relationships the foundation and building proper- ties can be assessed for all buildings where the archives are incomplete. In the preliminary design phase of the project four different types of dike strengthening are designed and for all designs the risk of damage due to ground displacements is calculated using FEM and the limiting tensile strength method Netzel [3]. In these calculations the type and material of the foundation are the primary input parameters for this risk assessment. 16 JUNE 2020 USE OF MONITORING DATA FOR DIKE STRENGTHENING PROJECT KIJK Figure 1 – Comparison of subsidence rate determined with different measurement methods and HHSK archive data. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL ir. ing. Michel de KoningSenior geotechnical advisorCRUX Engineering BV ir. Jacco K. HaasnootSenior specialist, directorCRUX Engineering BV ing. Rob R. van BuurenGeotechnical advisorCRUX Engineering BV Conclusion Using INSAR and LiDAR monitoring data it is pos- sible to optimize the subsidence rate for the dike crest from an average of 11 mm/year to an average of 8 mm/year. This means a reduction of 27% on the amount of soil needed to balance for the subsidence. Also, using INSAR data it is possible to determine the settlement rate for almost all buildings of the KIJK project. Combining the building settlement with other data sources it is possible to estimate the foundation type of a buil- ding. Although this is not 100% accurate, in combination with safe assumptions it gives a good indication in the preliminary design phase of the project. Acknowledgements The work presented in this paper is part of the KIJK dike strengthening project in the Netherlands. The authors would like to thank their partners from IB- KIJK, BWZ Ingenieurs, Greenrivers and Infram. Reference [1] Determination of amount of land subsidence based on INSAR and LiDAR monitoring for a dike strengthening project, Michel de Koning, Jacco K. Haasnoot, Rob R. van Buuren, Marco Weijland, Cor Bisschop, Proceedings of TISOLS2020. [2] Using InSAR settlement data in a levee strengthening project for building settlement risk assessment, R.R. van Buuren, J.K. Haasnoot, M. de Koning, M. Weijland, J.W. van Zanten, Proceedings of TISOLS2020. [3] Limiting tensile strength method, H. Netzel, 2009. ! SUMMARY 17 JUNE 2020 Figure 2 – Distribution per foundation type versus settlement rate in mm/year. For the dike strengthening project Krachtige IJsseldijken Krimpenerwaard (KIJK) in The Netherlands two studies have been undertaken for which monito- ring data played an important role. The data is used to determine the amount of soil needed to balance the subsidence and to quantify the building settle- ment due to natural subsidence. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Environmental – Hydrogeology – Second Opinions – Geotechnical Engineering – Risk Assessments – Amsterdam Delft Eindhoven +31 (0)20 4943070 info@cruxbv.nl cruxbv.nl Ground Improvement – Stress test As part of the DPRA, municipal authorities are assessing the current extent of climate resilience and adaptation in their areas. This is focused on the following topics: heat stress, waterlogging, drought and flooding. Fugro’s research mostly concerns the latter three topics. The vulnerability of an area can be assessed using a stress test. It is important to take the future climate into account in public realm planning. This often requires only limited changes to be made to projects currently in the planning pipeline. Climate-proof urban areas At Fugro, we believe that climate-proof planning necessitates consideration of the ground and water management in all project designs. Climate- proof planning of urban areas means balancing spatial planning with the local topography, i.e. where can we build, and where not? And also: how can we deal with a shortage or excess of water? When studying a climate-proof planning proposal, Fugro assesses whether the proposed solution is compatible with the soil and water management practices in the area. If not, then we investigate whether there are options to adapt the area. If this is not possible either, then we suggest that spatial planning choices may need to be made. Fugro can provide support at all stages of this process, enabling clients to make well-founded decisions about climate-proof spatial planning. Active groundwater level management is a good example of this. Fugro is currently undertaking research on this topic, in association with Deltares (an independent institute for applied research in the field of water and subsurface) and Wareco (a specialist in soil, water and foundations). Large-scale active groundwater level management Urban areas on weak ground can be affected by groundwater levels which are too high or too low. For example, an excessively low groundwater level in a city can lead to immense damage resulting from subsidence and rotting of wooden piles – with the potential to cost tens of billions of euros between now and 2050, according to some estima- tes. Climate change will further increase these costs unless effective measures are taken. But an excessively high groundwater table can also cause problems, such as damage to roads and houses and other flooding-related issues. Active groundwater level management can solve multiple problems at once. Drainage and infiltration Active groundwater level management is based on a drainage and infiltration pipe in connection with surface water. If there is too much ground- water, it is discharged to the surface water. During dry periods, the same pipe is used to recharge the groundwater with surface water. This system has already been implemented on a small scale. Eight case studies in several cities have now demonstrated that active groundwater level management can be used on a larger scale. The design is based on factors such as the soil struc- ture, density of the urban area, hydrology, how water reaches the area, and the intended effects. Short payback period In many cases, the costs of installing and maintai- ning the system have been found to be less than the cost of the avoided damage. In areas poten- tially affected by ground settlement due to a low water table, the municipal authorities can often recoup the costs of the system thanks to less damage to municipal assets. For example, active groundwater level management to reduce ground settlement extends the lifespan of infrastructure in the area. The payback period will be even shorter if the installation of the drainage system is combined with sewer installation or replacement. Further- more, if the avoided damage to foundations of private property is factored in, the costs of active groundwater level management are always easily offset by the savings. ! CLIMATE-PROOF PLANNING SOLUTION FOR PREVENTING THE IMMENSE COST OF SUBSIDENCE DAMAGE TO DWELLINGS AND INFRASTRUCTURE 18 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL The Delta Plan on Spatial Adaptation (Deltabeslissing Ruimtelijke Adaptatie or ‘DRA’) is a collective plan, drawn up by municipalities, district water boards, provinces and the central government, to render the Netherlands climate-proof and water-resilient. The Delta Plan expedites and intensifies the efforts to tackle waterlogging, heat stress, drought and the impact of urban flooding. More information: https://ruimtelijkeadaptatie.nl/english/policy-programmes/delta-plan-sa/ Figure 1 – Construction site. Figure 2 – Foundation. Wouter KooijmanSenior Consultant Hydrology, Fugro SUMMARY The Delta Plan on Spatial Adaptation (DRA) aims to make the Netherlands climate-proof and water-resilient. Spatial adaptation means changing the public realm so that it can cope with the effects of climate change. As part of the DRA Programme (DPRA), Fugro was commissioned to contribute to a study on active groundwater level management. In the 21st century, the Netherlands will be faced with four climate-related trends: it will get hotter, it will get drier (in summer), it will get wetter (in winter), and the sea level will rise. The effects and impact of this will be different for each sector. So far, over a hundred climate-related effects have been identified, from the rotting of wooden piles through to roads flooding. 19 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 3 – In dry periods, the surface water flows through a network of drainage and infiltration pipes which allows the water to enter the soil. This maintains the groundwater at the required level. The system works the other way round during wet periods: excess rainwater flows through the pipes to the surface water. As a result, the groundwater level does not rise excessively. Source: Rapport: Grootschalig actief grondwaterpeilbeheer in bebouwd gebied, mei 2017, Auteurs: Wareco, Deltares, Fugro. 5 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Introduction The Geological Survey of the Netherlands (TNO- GDN) has developed a suite of 3D geological subsurface models. In this contribution we address the protocol used for developing one of these models: GeoTOP. We show its applied value in recent subsidence studies, focusing on the coastal plain of the Netherlands, and provide a perspective on its future use by governmental decision makers and other users under the newly implemented Key Register of the Subsurface. GeoTOP GeoTOP is a high-resolution voxel model that covers the subsurface down to 50 m below mean sea level (Figure 1). Each voxel is a volumetric cell in a regular, rectangular grid bounded laterally by regionally delimited model boundaries. GeoTOP has a grid resolution of 100 x 100 x 0.5 m, and its millions of cells are attributed with lithostrati- graphy, lithology, and associated probabilities (Stafleu et al., 2011; 2020). It is based on approxi- mately 455,000 coded borehole descriptions from the national subsurface database DINO, operated by TNO, complemented with 125,000 borehole logs from Utrecht University. At present, GeoTOP consists of eight model areas, covering most the subsiding lowlands. Drivers of subsidence Prime subsidence-governing processes in the shallow subsurface are oxidation of peat, as well as shrinkage and compression of Holocene peat and clay. These processes are human-induced. They result from artificially low phreatic ground- water levels and from overburden pressure gene- rated by man-made overburdens of sand, put in place to ensure that planned buildings or infrastructure will have long-term stability. The low groundwater levels results in aeration of the peat, which facilitates oxida tion of organic matter, leading to emission of CO2. In the past, subsidence was locally exacerbated by peat mining for fuel. Altogether, approximately half of the coastal plain has subsided to below mean-sea level. Subsidence studies GeoTOP is the standard tool in land-subsidence studies at TNO-GDN. It covers most of the subsiding coastal plain, has sufficient vertical resolution, and schematizes the distribution of GEOTOP: A STANDARD IN 3 D LAND SUBSIDENCE STUDIES IN THE NETHERLANDS Figure 1 – The eight model areas of GeoTOP, and zoomed-in view of the peat-rich area of Amsterdam. The voxels are attributed with the most likely lithology. Dr. K. Koster TNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Geomodeller Dr. J. StafleuTNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Geomodeller Drs. D. MaljersTNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Geomodeller/deputy research manager Dr. M.J. van der MeulenTNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Research manager 6 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL SUMMARY The Geological Survey of the Netherlands maps the Dutch subsurface systematically in 3D. Here we outline the development of GeoTOP, its recent application in subsidence studies, and its use under a newly implemented key register of the subsurface. Recent studies based on GeoTOP confirm that agricultural areas are more prone to subsidence by peat compression and oxidation than major urbanized areas. Subsidence is greatest in the central delta, a rural region that emits a lot of oxidation-related CO2, contributing to the greenhouse effect. Implementation of GeoTOP in the key register enables governmental stakeholders to make the right subsidence-related decisions. the peat and clay layers prone to subsidence in a consistent and reproducible way (Van der Meulen et al., 2013). Furthermore, its data format and software infrastructure are well suited for easy combination with datasets on other parameters relevant for subsidence studies, such as density of organic matter, phreatic groundwater level, and CO2 emission. A recently conducted subsidence study addressed forward modelling of peat oxidation and compres- sion under scenarios of progressively lowered groundwater levels in the coastal plain (Koster et al., 2018a). It revealed that urbanized areas are expected to experience less subsidence in the next 15 to 30 years (< 0.4 m) than surrounding agricultural areas (0.3 to 0.8 m) (Figure 2). This difference is explained by the presence of man- made overburden in urbanized areas, commonly many meters thick, which has pushed the under- lying peat into a position well below the water table and has reduced its void ratio. Here, a lowered phreatic groundwater level will not expose the peat to the atmosphere, preventing it from being oxidized. Furthermore, the low void ratio reduces further compressibility of the peat in response to changing hydrostatic pressure. The predicted difference in subsidence behavior does not apply to areas where groundwater is extracted from deep aquifers. In many coastal plains world- wide, cities are subsiding faster than agricultural land. We designed a workflow to attribute GeoTOP voxels that classify as Holocene peat with values of organic matter density and carbon content (Koster et al., 2018b; Koster et al., 2020). For this purpose, we created a training dataset of hundreds of measurements on the amount of organic matter, sediment, and void ratio of peat layers sampled in different areas of the coastal plain at different depths. Thus, we were able to identify areas most prone to peat oxidation and associated CO2 emission in response to predicted lowering of the phreatic groundwater table. The modeling results show that approximately 10% of about 15 km3 peat situated in the subsurface of the entire coastal plain is organic matter, which would yield some 2 billion tons of CO2 when oxidized. For reference, the current annual CO2 emission in the Netherlands is slightly less, at 1.9 billion tons (CBS, 2019). Clearly, the remaining peat is a major potential source of CO2, easily released when unwise land-management decisions are taken. Most of this vulnerable organic matter is found in the central delta (Figure 3). Other hotspots are major cities in the western coastal plain, including Rotterdam and Amsterdam, where peat is heavily compressed and preserved below man-made over- burdens of sand. Following up on deploying GeoTOP for peat compression and oxidation studies, we now aim at parameterizing GeoTOP voxels for predicting clay compaction and shrinkage. In support, we combine GeoTOP with a forward-model workflow that simulates scenarios and stems from compac- tion studies of deep gas reservoirs (Candela et al., 2020). We also deploy a database containing several thousands of geotechnical measurements collected by TNO-GDN during a nation-wide map- ping campaign. Subsidence observations from land levelling, GPS, and satellites (InSAR) are indispen- Figure 2 – Peat thickness, subsurface lithology, and subsidence through compression and oxidation of peat in the Rotterdam area, for a 0.5 m lowering of the phreatic groundwater level during 30 years (Koster et al., 2018a). For the legend of the subsurface lithology, see figure 1, and for location of the Rotterdam area see figure 3. The hatched areas in the maps denote urbanized zones. 7 JUNE 2020 sable in cross-checking the forward model during data assimilation. Combining GeoTOP and this forward-model workflow is a critical step forward in identifying and quantifying the contribution of each of the processes causing subsidence, and eventually in supporting informed decision making on groundwater management. Knowledge-based decisions balancing conflicting interests of stake- holders, minimizing and mitigating subsidence and associated CO2 emissions, are a key component of sustainable governance. Key Register of the Subsurface As of 1 January 2020, GeoTOP is part of the Key Register of the Subsurface, and therefore embed- ded in law. The aim of the key register is to improve the accessibility of subsurface information for a broad spectrum of applications, including spatial planning, construction, and assessment of risks such as land subsidence. Under Dutch law, projects or studies paid for by governments at all levels are required to consult existing and contribute newly collected data and data products to the key regis- ter. Now that it is mandatory to consult GeoTOP, its use will intensify and feedback of its accuracy and functionality is expected to increase substan- tially. GeoTOP’s spatial resolution renders it useful for neighborhood as well as national levels. The model is expected to become the standard for land-subsidence studies financed with money from municipalities, waterboards, provinces and other governmental entities. These stakeholders and their contractors can now deploy GeoTOP to study the effects of changes in phreatic water levels or land use change. They will be able to assess and compare local to national subsidence-related risks associated with different scenarios of water- table lowering and other lowland-management measures. Acknowledgements We thank Sytze van Heteren ( TNO-GDN) for criti- cally reading an earlier version of the manuscript. References - Candela, T., Koster, K., Stafleu, J., Visser, W., and Fokker, P. (2020), Towards regionally forecasting shallow subsidence in the Netherlands, Proc. IAHS, 97, TISOLS special issues, in press - CBS (2019), Online statistical overview of the Ne- therlands. www.cbs.nl - Koster, K., Stafleu, J. and Stouthamer, E. (2018a), Differential subsidence in the urbanized coastal- deltaic plain of the Netherlands. Netherlands Jour- nal of Geosciences, 97, 215-227 - Koster, K., Stafleu, J., Cohen, K.M., Stouthamer, E., Busschers, F.S., and Middelkoop, H. (2018b), Three-dimensional distribution of organic matter in coastal-deltaic peat: Implications for subsidence and carbon dioxide emissions by human-induced peat oxidation. Anthropocene, 22, 1-9 - Koster, K., Frumau, A., Stafleu., Dijkstra, J., Hen- sen, A., Velzeboer, I., Esteves Martins, J., and Zaadnoordijk, W.-J. (2020), GreenhousePeat: a model linking CO2 emissions from subsiding peat- lands to changing groundwater levels, Proc. IAHS, 97, TISOLS special issues, in press - Stafleu, J., Maljers, D., Gunnink, J.L., Menkovic, A. and Busschers, F.S. (2011), 3D modeling of the shallow subsurface of Zeeland, the Netherlands. Netherlands Journal of Geosciences, 90, 293-310 - Stafleu, J., Maljers, D., Busschers, F.S., Schokker, J., Gunnink, J.L. and Dambrink, R.M. (2020), Chap- ter 11: Models created as 3-D cellular voxel arrays. In: Turner, A.K., Kessler, H. and Van der Meulen, M.J. (Eds.) Applied Multidimensional Geological Modeling. Wiley-Blackwell, Hoboken NJ - Van der Meulen, M.J., Doornenbal, J.C., Gunnink, J.L., Stafleu, J., Schokker, J., Vernes, R.W., Van Geer, F.C., Van Gessel, S.F., Van Heteren, S., Van Leeuwen, R.J.W., Bakker, M.A.J., Bogaard, P.J.F., Busschers, F.S., Griffioen, J., Gruijters, S.H.L.L., Kiden, P., Schroot, B.M., Simmelink, H.J., Van Ber- kel, W.O., Van der Krogt, R.A.A., Westerhoff, W.E., and Van Daalen, T.M. (2013), 3D Geology in a 2D country: perspectives for geological surveying in the Netherlands. Netherlands Journal of Geos- ciences, 92, 217-241. ! GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 3 – Spatial distribution of Holocene peat in the area covered by GeoTOP (except for the southernmost GeoTOP area), with associated volumes of organic matter and maximum amounts of CO2 emitted in case of oxidation (after Koster et al., 2018b).

Jaargang 24, 2020 - nummer 4

Inleiding NBN EN 1997-1 “Eurocode 7: Geotechnisch ont- werp – Deel 1: Algemene regels” werd in 2005 gepubliceerd in België en heeft een gemeenschap- pelijk Europees kader gecreëerd voor het ontwerp van geotechnische constructies. Als aanvulling op de EC7, werd in 2014 de Belgische nationale bijlage (ANB) gepubliceerd. Vertrekkende van de algemene EC7 geeft deze ANB een nationale invulling aan deze ontwerpnorm, onder meer met betrekking tot de te hanteren ontwerpbenadering, de ontwerpmethodes, de ontwerpfactoren, de veiligheidscoëfficiënten, enz. Omdat historisch gezien in België geen geotech- nische ontwerpnormen bestonden en daar er in de laatste decennia heel wat nieuwe technieken en methodes op de markt geïntroduceerd werden, zijn er de laatste jaren grote onderzoeksinspan- ningen gedaan om een wetenschappelijk draagvlak te ontwikkelen voor een uniforme implementatie van de EC7 in België. Hoewel EC7 verplicht om naast de UGT controle eveneens een controle uit te voeren van de bruik- baarheidsgrenstoestand (BGT), zijn er in België hieromtrent geen richtlijnen beschikbaar. Voor paalfunderingen houdt dit in dat men verifieert of de vervormingen van de palen in alle fasen van de werken toelaatbaar zijn voor de nieuw op te richten constructie. Courant, gaat men ervan uit dat de UGT-verificatie ook de BGT afdekt. Nochtans is het aangewezen om ook de paalzettingen te verifiëren, bv. in het geval van paaltypes die hun weerstand mobiliseren bij grotere verplaatsingen, ! bij zettingsgevoelige constructies, … In het licht van de hiervoor geschetste context en probleemstelling wordt in het kader van huidige WTCB-studies voorgesteld om de lacunes in België met betrekking tot de BGT-verificatie volgens Eurocode 7 op te vullen. Dit artikel heeft tot doel een beter inzicht te krijgen in het gedrag en het bepalen van zettingen van individuele verticaal belaste palen. Methodes voor de bepaling van de zetting van individuele palen WINKLER BENADERING – TRANSFERT FUNCTIES De meest gebruikte methode is de Winkler benadering, waarbij de grond gemodelleerd wordt door middel van onafhankelijke veren. Figuur 1 illustreert het principe van de Winkler benadering. Bij axiale belasting van een paalfundering zal de grond een reactie op de paal uitoefenen langsheen de paalschacht en ter hoogte van de paalpunt. Deze grondreacties worden in deze benadering gesimuleerd door middel van onafhankelijke veren, waarbij iedere veer zijn eigen reactiecurve kan heb- ben. In de literatuur gebruikt men meestal de ter- minologie t-z curves indien het de paalschacht betreft en q-z curves indien het de paalpunt be- treft. De algemene differentiaalvergelijking voor de be- weging van de paalschacht kan als volgt uitgedrukt worden: (1) Met z [m] de paalverplaatsing op diepte x [m], ! [m] de perimeter van de paal, Ep[kPa] de elastici- teitsmodulus van de paal, Ap[m 2] de paalsectie en t[kPa] de gemobiliseerde wrijving op diepte x bij een paalverplaatsing z. De algemene differentiaalvergelijking voor de beweging van de paalbasis is: (2) Met q [kPa]de reactie aan de paalbasis bij een paal- basiszakking zb, zb de paalbasiszakking en Abde paalbasissectie. In de literatuur kan men zeer veel verschillende benaderingen terugvinden voor de t-z en q-z trans- fertfuncties. Er kan hiervoor onder andere verwe- zen worden naar American Petroleum Institute (API) (1993), Gwizdala et Tejchman (1993), Reese et O’Neill (1987), Vijayvergiya (1977), enz. De meeste transfertfuncties zijn afhankelijk van de grondsoort (zand of klei) en van het paaltype. Voor het opstellen van dergelijke transfertfuncties wordt meestal gebruik gemaakt van de intrinsieke grondparameters zoals de ongedraineerde cohesie cuof de hoek van inwendige wrijving "’. Omtrent de correlaties tussen deze benaderingen en de resultaten van in-situ grondonderzoeksmethoden, zoals sonderingen bv. (CPT), is er weinig tot geen literatuur beschikbaar. De grondreacties bij een verticale paalverplaatsing (t-z/q-z curves) zijn typisch niet lineair. Meerdere mathematische functies kunnen aangewend wor- den om deze niet-lineaire reactie weer te geven (zoal bv. machtsfuncties, exponentiële en hyperbo- lische functies). Vroegere werken bevelen voor de t-z curves in het algemeen vooral machtsfuncties of hyperbolische functies aan. Hierbij kan er nog verwezen worden naar de grafische inverse helling methode van Chin (1970), de hyperbolische verge- lijkingen van Chin en Vail (1973), de hyperbolische transfert functie van Caputo & Viggiani (1984), en Fleming (1992) en meer recent de hyperbolische transfertfunctie van (De Cock, 2008). Bij het opstellen van dergelijke functies is het ui- teraard de bedoeling om aan de hand van back-cal- culatie een zo goed mogelijke overeenkomst te 10 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 1 – Illustratie van de Winkler benadering – modellering van de grond d.m.v. onafhankelijke veren (Tomlinson, 2001). BEREKENING VAN ZETTINGEN VAN VERTICAAL BELASTE PALEN: METHODES VOOR HET AFLEIDEN VAN VERVORMINGSPARAMETERS Prof. ir. N. HuybrechtsHoofd Afdeling Geotechniek, Structuren en Beton, WTCB & KU Leuven dr. ir. M. Allani Projectleider, Labo Geotechniek, WTCB 11 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 bekomen met de resultaten uit een reële paal- belastingsproef. Na een zeer uitgebreide literatuurstudie omtrent beschikbare methodes voor het berekenen van zettingen van verticaal belaste palen werd over- eengekomen om de methodes van hyperbolische transfertfuncties, toe te passen. Deze methodes zijn opgesteld voor de meest courante paaltypes en grondtypes in België. Men heeft zich hiervoor gebaseerd op de uitgebreide database van geïn- strumenteerde paalbelastingsproeven in België die bij het WTCB beschikbaar is. Type-cur ves Met transfert functies worden theoretische on- derbouwde tools ontwikkeld die geïmplemen- teerd kunnen worden in numerieke programma’s voor het berekenen van de zetting van een paal- fundering onder een welbepaalde belasting. Met type-curves is het de bedoeling om een eerder pragmatische methodiek aan te reiken, die toelaat om een vrij snelle inschatting te maken van de te verwachten paalzakking. Deze aanpak inspireert zich op de methode die is opgenomen in de NEN 9997-1 +C1 (2012), en bestaat erin om voor ver- schillende paaltypes een genormaliseerd last-zak- kingsdiagramma op te stellen, waaruit dan vrij eenvoudig de te verwachte paalzetting onder een welbepaalde belasting kan afgeleid worden. Ook voor het opstellen van dergelijke type-curves is er uitgegaan van de uitgebreide database van geïnstrumenteerde paalbelasingsproeven in België die bij het WTCB beschikbaar is. Ver zamelen en ver w erken van bestaande cases In eerste instantie is er een uitgebreid overzicht gemaakt van de beschikbare proefgegevens op paalfunderingen in België (BBRI (2001) en Holey- man et al (1997) voor de proefbelastingen die gerealiseerd werden in de periode [1970-1996] en cf. BBRI (2003) en Huybrechts et al. (2016) voor de recente proefbelastingen in de periode [1997 – 2015]). In totaal werden er 100-tal paalbelastings- proeven geanalyseerd. Voor elke proef waren hier- bij de volgende meetgegevens beschikbaar: –de aangebrachte paalkopbelasting Q en de zet- ting van de paalkop in functie van de tijd; –de kruipcurve; –het afgeleide normaalkrachtenverloop in de paal met de diepte; –het last zakkingsdiagramma van de paalkop op- gesplitst in puntdraagvermogen en schachtwrij- ving; –de curves van de eenheidsschachtwrijving voor de verschillende lagen. Op basis van dit zeer uitgebreid overzicht is vervol- gens een selectie gemaakt van proeven op basis van de volgende criteria: algemeen kwaliteits- niveau van de proef, de toegepaste instrumentatie van de paal, de hoeveelheid en het type grond- onderzoek, enz. De gegevens zijn gehergroepeerd naargelang grondtype en paaltype. Opstellen van hyperbolische transfertfuncties INVERSE BEREKENING De transfertfuncties nemen de volgende vorm aan voor respectievelijk de reactie ter hoogte van de schacht t [kPa] en de reactie aan de paalbasis q [kPa] als de paal een verplaatsing z ondergaat: (3) (4) Waarbij tmax [kPa] maximale wrijvingweerstand, k si [kN/m 3] een stijfheidsparameter van grondlaag i, qmax de maximale basisweerstand en k b[kN/m 3] een stijfheidsparameter grond aan paalbasis. Men gaat uit van een hyperbolische functies (Eq 3 en 4) : (5) (6) Waarbij a1= 1/k si, b1= 1/k b, a2= 1/ tmax en b2= 1/ qmax . To t o p h e d e n i s d e a a n d a c h t i n B e l g i ë h o o f d z a k e l i j k u i t g e g a a n n a a r h e t ontwerp van palen in de uiterste grenstoestand (UGT). Nochtans verplicht EC7 om naast de UGT controle eveneens een controle uit te voeren van de bruikbaar- heidsgrenstoestand (BGT). In het kader van een door de NBN-FOD Economie gesubsidieerde prenormatieve studie [WTCB (2017-2019)] zijn, op basis van een uitgebreide verzameling van belastingsproeven op paalfunderingen in België, methodes opgesteld voor het afleiden van de zetting van een individuele paal. Deze methodes worden in dit artikel voorgesteld. SAMENVATTING Figuur 2 – a) mobilisatiecurves van de eenheidsschachtwrijving (=experimentele T-z curves uit de paalbelastingsproef) voor de verschillende grondlagen. b) Bepaling van de constanten t max en k siuit de hyperbolische transfert- functies d.m.v. inverse analyse van de resultaten van een statische paal- belastingsproef op een grondverdringend schroefpaal (C4) te Limelette. Op basis van de experimentele t-z curves uit de statische paalbelastingsproeven zijn, zoals geïllus- treerd in figuur 2a, de constanten t max en k si, die voorkomen in de hyperbolische transfertfuncties voor de schachtwrijving, door middel van inverse berekening afgeleid (figuur 2b). Op een gelijkaar- dige manier kunnen uit de experimentele gegevens van de paalbelastingsproeven door middel van inverse berekening de constanten q max en k bvan de hyperbolische transfertfunctie voor de paal- basis afgeleid worden. Voorgaande inverse analys e van een hele reeks paalbelastingsproeven op verschillende paaltypes op verschillende sites is vervolgens onderworpen aan een parameteranalyse, met de bedoeling om dimensieloze weerstands- of reactiecurves van de palen op te stellen. De belasting (zowel de schachtwrijving als de paalbasisweerstand) worden daarbij uitgedrukt in verhouding tot de grenswaarde van het paaldraag- vermogen en de paalzakking wordt uitgedrukt in verhouding tot de schacht/basis-diameter van de paal. Volgens verschillende auteurs (Fleming, 1992 en De Cock, 2008), is er een relatie tussen de stijfheidsparameter k sien de dimensieloze flexibiliteitsfactor M svolgens: (7) Met d de diameter van de paalschacht. Op deze manier kan k siafgeleid worden in functie van de maximale weerstand t max . De waarden van Msbevinden zich volgens (Fleming, 1992) en (Castelli et al., 2002) meestal tussen 0.005 en 0.0005. Door M ste integreren in de hyperbolische vergelijking van de transfertfunctie voor de schachtwrijving bekomt men een dimensieloze curve. Figuur 3a geeft de vorm aan van dergelijke reactiecurves voor verschillende waarden van M s (M s = 0.0045 voor eerder slappe grond en M s= 0.0005 voor stijve grond). Een dimensieloze weergave van de reactie van de paalpuntweerstand is wat complexer. (Fleming, 1992) baseert zich hiervoor op de zetting van een cirkelvormige fundering volgens de theorie van Boussinesq (1985): (8) Waarbij Eb[kPa] de elasticiteitsmodulus van de grond onder de paalbasis, #de coëfficiënt van Poisson, dbde diameter van de paalbasis en f1een invloedscoëfficiënt. De elasticiteitsmodulus van de grond onder de paalbasis E bdie toegepast wordt, wordt afgeleid bij een belasting van 25 % van de maximale weer- stand q max . Men kan vervolgens een verband aflei- den tussen k ben E bdoor de voorgaande lineair elastische vergelijking (Eq. 8 met #= 0.3 en f1 = 0.85 voor cirkelvormige belasting) gelijk te stellen aan de hyperbolische transfertfunctie (Eq. 4)) . (9) Met (10) Figuur 3b geeft de genormaliseerde (of dimensie- loze) curves weer van de reactie van de paalbasis- weerstand voor verschillende waarden van Mb(Mb =10 i.g.v. slappe grond en Mb =100 i.g.v stijve grond) met: (11) De hiervoor geïllustreerde analyse is toegepast op al de beschikbare experim entele resultaten, zodat er voor een welbepaalde paalsysteem dimen- sieloze type-transfertfuncties opgesteld zijn in verschillende grondsoorten zand, tertiaire klei en leem-zandhoudende klei/leem-kleihoudend 12 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 4 – Dimensieloze curves voor voor grondverdringende schroefpalen in tertiaire klei a) schachtwrijving en b) paalbasisweerstand. Figuur 3 – Genormaliseerde weerstandscurve voor a) de paalschachtwrijving en b) voor de paalbasisweerstand. a b a b 13 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 zand/ leem (genoteerd als L-Z-K). Gezien het niet altijd evident is om de parameters Msen M b in te schatten, zijn op de dimensieloze type-curves telkens een ondergrens en bovengrens aangegeven. Figuren 4a en 4b tonen deze dimen- sieloze reactiecurves voor de schachtwrijving en de paalbasisweerstand van grondverdringende schroef- palen (GV-S palen) in tertiaire klei. De alzo uit deze studie afgeleide dimensieloze fac- toren M sen M b worden in functie van paalsysteem en grondsoort in Tabel 1 en Tabel 2 gegeven. Herberekening en validatie Deze dimensieloze transfertfuncties kunnen aan- gewend worden in numerieke programma’s om de te verwachte zetting voor een alleenstaande axiaal belaste paal te berekenen. In het kader van deze prenormatieve studie is er op basis van een eindige Figuur 5 – Structuur van de ontwikkelde numerieke programma’s voor het bepalen van de zetting van alleenstaande axiaal belaste paal d.m.v. transfertfuncties. Figuur 6 – Vergelijking van de simulatie met het berekeningsmodel en de experimentele resultaten voor paal C4 te Limelette: a) mobilisatie van de eenheids- schachtwrijving b) mobilisatie van de paalbasisweerstand c) normaalkrachtverdeling in de paal en d) Last zakkings-diagramma van de paalkop. ab c d Ta bel 1 – De dimensieloze flexibiliteitsfactor M sin functie van paalsysteem en grondsoort Paalsysteem Geheide palen Grondverdringende CFA en boorpalen Grondsoort schroefpalen (GV-S) Zand 7.10 -3à 11.10 -3*7.10 -3à 11.10 -3 17.10 -3à 26.10 -3 Leem 2.10 -3à 6.10 -3 3.10 -3à 6.10 -3 6.10 -3à 12.10 -3 zandhoudende klei/leemkleihoudend zand/leem(L-Z-K) Te r t i a i r e k l e i 1 . 1 0 -3 à 2.10 -3*2.10 -3 à 4.10 -3 3.10 -3à 4.10 -3* *Beperkt aantal of onvoldoende gegevens om factoren af te leiden. Ta bel 2 – De dimensieloze stijfheidsfactor M bin functie van paalsysteem en grondsoort Paalsysteem Geheide palen Grondverdringende CFA en boorpalen Grondsoort schroefpalen (GV-S) Zand 30 à 35 10 à 25 2 à 5 Leem * 5 à 10* 2 à 5*zandhoudende klei/leemkleihoudend zand/leem(L-Z-K) Te r t i a i r e k l e i 1 0 0 à 1 2 0 * 4 0 à 6 0 2 à 5 * *Beperkt aantal of onvoldoende gegevens om factoren af te leiden. elementen model een numeriek programma ont- wikkeld om de zettingen van alleenstaande palen te berekenen. In dit numerieke programma zijn de dimensieloze type-transfertcurves geïntegreerd (figuur 5). Voor de validatie van de geïmplementeerde me- thode en van het ontwikkelde numerieke pro- gramma wordt een voorbeeld hieronder gegeven. Het betreft de grondverdringende schroefpaal C4 in Limelette (cf. BBRI (2001) voor meer details). De vervormingsparameters van t-z en q-z curves die afgeleid werden uit inverse berekening van de paalbelastingproefgegevens werden vervolgens geïntegreerd in het numerieke programma. Een goede overeenkomst is gevonden tussen experi- mentele en numerieke resultaten (figuur 6). To e p a s s i n g i n o v e r e e n s t e m m i n g met EC7/Belgische richtlijnen Vo o r a l e e r d e ver vo r m i n g s p a r a m e t e r s k sen E bte berekenen door middel van dimensieloze factoren (Tabellen 1 en 2) is de berekening van maximale waarden (t max en q max ) noodzakelijk. Hier wordt voorgesteld om de Belgische Rapport 19 (WTCB, 2016) “Richtlijnen voor de toepassing van de Euro- code 7 in België volgens de NBN EN 1997-1 ANB; Deel 1: het grondmechanische ontwerp in uiterste grenstoestand (UGT) van axiaal belaste funde- ringspalen op basis van statische sonderingen (CPT’s)” te gebruiken. Eerst worden de waarden van de paalbasisweer- stand en de wrijvingsweerstand (genoteerd in dit artikel als q b,10% en t 10% ) volgens Rapport 19 be- rekend (t 10% = $s,iqs.i en q b,10 = R a/A b). De som van beide componenten geeft de totale draag- kracht van de paalfundering en komt overeen met de belasting waarbij de paalbasis een zetting van 10% van de paalbasisdiameter ondergaat. De maximale waarden (t max en q max ) kunnen dan afgeleid worden door middel van hyperbolische transfertfuncties-vergelijking (Eq. 3 & 4): (12) en (13) Te r i l l u s t r a t i e w o r d t d e v o o r g e s t e l d e b e r e k e n i n g s - methode toegepast voor een grondverdringende schroefpaal B2, die getest werd in Sint-Katelijne- Waver (cf. BBRI. (2003) voor meer details), waar de ondergrond uit tertiaire Boomse klei bestaat. De paal heeft een lengte van 11.73 m en een nominale diameter van 0.41m. Er worden vervormings- parameters M s=3 10 -3en M b=60 gebruikt in het numerieke programma voor dit voorbeeld. In figuur 7 worden de resultaten van het numerieke programma vergeleken met de experimentele data en dit in termen van de last-zakking van de paalkop (Figuur 7a). Op deze manier verkrijgt men een vrij goede inschatting van de paalzetting vooral bij belastingen overeenkomstig de rekenwaarde van de belasting in BGT. Een laatste opmerking betreft de invloed van de UGT parameters (q max en t max ) voor een goed BGT-inschatting. Ter illustratie wordt de normaal- krachtverdeling in de paal vergeleken met de gemeten normaalkracht tijdens de paalproef voor een aantal belastingsstappen (Figuur 7b). Het verschil tussen de numerieke en de experimentele waarden van de normaalkracht is vooral te wijten aan de berekening van de UGT waarden (q max en t max ) met de methode opgenomen in Rapport 19, die wat kunnen afwijken van de experimentele bezwijkwaarden. Opstellen van type-curves Type-cur ves worden bepaald aan de hand van beschikbare experimentele gegevens, waarbij men paalsystemen en grondsoorten groepeert. De last-zakkingsdiagramma’s zijn hierbij genormali- seerd. Dit betekent dat de belasting procentueel uitgedrukt wordt in verhouding tot de grens- waarde van de paalweerstand. De paalbasiszakking wordt procentueel uitgedrukt in verhouding tot de diameter van de paalbasis. Gezien de grenswaarde van de paalweerstand in België conventioneel is vastgelegd op de belasting bij een paalbasis- zakking van 10% van de paalbasisdiameter, is het logisch dat de genormaliseerde curves allen door hetzelfde punt lopen bij een paalbasiszakking van 10 % van de diameter. Deze analyse is uitgevoerd op een groot aantal palen uit de experimentele database, aan de hand van dewelke een voorstel van genormaliseerde last-zakkingscurves voor de in België gangbare paalsystemen en grondsoorten uitgewerkt is, en dit naar analogie met de principes opgenomen in de Nederlandse norm (NEN 9997-1). Het voordeel van een dergelijke vereenvoudigde methode is dat ze toelaat om aan de hand van de resultaten van de UGT berekeningsmethode conform WTCB Rapport 19 en NBN EN-1997 +ANB, een snelle inschatting te verkrijgen van het zettingsgedrag van een al- leenstaande paalfundering. Figuur 8 t/m 10 illustreren de type-curves die, op basis van de analyse van database gegevens, opgesteld werden voor geheide palen, grond- verdringende schroefpalen en CFA & Boorpalen in respectievelijk zand, leem en heterogene grondsoorten en in tertiaire klei. De type-curves in de figuren 8 t/m 10 vormen hierbij eerder een voor- zichtig inschatting op basis van de experimentele gegevens. Op basis van voorgestelde type-curves kan de zakking van de paalpunt afgeleid worden. Hierbij gaat men als volgt te werk: –Eerst dient rekenwaarde van de belasting in BGT (Frep) bepaald te worden. –Vervolgens worden de paalbasisweerstand R b en de schachtwrijving R svan de paal berekend 14 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 7a-b – Vergelijking van de simulatie met het berekeningsmodel en de experimentele resultaten voor paal B2 te Sint-Katelijne-Waver: a) Last zakkingsdiagramma van de paalkop, en b) normaalkrachtverdeling in de paal voor een aantal belastingsstappen. a b conform Rapport 19. –Bij een welbepaalde paalbasiszakking kan men dan uit de figuren 8 t/m 10 afleiden welk aan- deel/percentage van de paalbasisweerstand (Rb,mob /Rb) en de schachtwrijving (R s,mob /Rs) gemobiliseerd worden. –De verwachte paalbasiszakking komt dan over- een met die waarde waarbij de som van de abso- lute waarden van de gemobiliseerde paalbasis- weerstand (R b,mob ) en schachtwrijving (R s,mob ) uit figuren 8 t/m 10 gelijk is aan de F rep . De paalkopzakking kan vervolgens bepaald wor- den door deze te vermeerderen met de elastische samendrukking van de paal zelf. Gezien er een analogie bestaat tussen de type- curves en de transfertfuncties, bestaat er de mogelijkheid om verschillende type-curves voor een bepaald paaltype te combineren, bv. de type- curve voor de paalbasisweerstand uit figuur 8 (zand), met de type-curve voor de schachtwrijving uit figuur 9 (leem). Deze methode is toepasbaar in het geval dat er een eerder homogene grondgelaagdheid bestaat langsheen de paalschacht. Voor lange palen is deze methode minder geschikt. Besluit In dit artikel zijn twee methodes voorgesteld om de zettingen van verticaal belaste palen in te schatten. In een eerste methode zijn er hyperbolische trans- fertfuncties, gebaseerd op de benadering van Winkler, voorgesteld. De voorgestelde methode werd geïmplementeerd in numerieke programma’s voor validatie. De methode biedt enerzijds de mogelijkheid om een goede inschatting te maken van de verplaatsing van de paal onder een wel- bepaalde belasting en anderzijds laat ze toe om het normaalkrachtverloop in de paal te bepalen. De tweede methode met type-curves is een eerder pragmatische methodiek, die toelaat om een vrij snelle inschatting te maken van de te verwachten paalzakking. De methode is echter alleen maar toepasbaar in het geval van een eerder homogene grondgelaagdheid langsheen de paalschacht (althans in de weerstandbiedende lagen) en voor paalfunderingen met een beperkte lengte (mini- male mobilisatie van de paalbasisweerstand vereist). Beide methodes werden opgesteld voor de meest courante paaltypes en grondtypes in België op basis van een uitgebreide database van geïnstru- menteerde paalbelastingsproeven in België en bieden een houvast om de te verwachten zettingen van alleenstaande palen die axiaal op druk belast worden in te schatten. De voorgestelde methodes zullen in de nabije toekomst nog wel ter discussie voorgelegd worden aan de Belgische normalisatiecommissie voor de Eurocode 7 met de bedoeling ze op termijn om te zetten in “Belgische” BGT methode ter bepaling van het zettingsgedrag van alleenstaande palen. Literatuur –American Petroleum Institute (API) (1993), Recommended practice for planning, designing and construction Fixed offshore platforms: Working stress design, API RP 2A-WSD. American Petroleum Institute, Washington, DC. – BBRI. (2001). Screw Piles-Installation and Design in Stiff clay. In A. E. Holeyman (Red.), Proceedings of the symposium on screw piles. Brussels, Bel gium: A.A Balkema. – BBRI. (2003). Belgian screw pile technology- Design and recent developments. In J. M. Huybrechts (Red.). Brussels; Belgium: A.A. Balkema. 15 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 8 – Voorstel van type curves voor zand. Figuur 9 – Voorstel van type curves voor Leem en heterogene grond. Figuur 10 – Voorstel van type curves voor tertiaire klei. 16 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 – Boussinesq, J. (1885) Applications des Potentiels à L’etude de L’équilibre et du Mouvement des Solides Elastiques, Gauthier-Villars, Paris. – Caputo, V., Viggiani, C., 1984. Pile foundation analysis: a simple approach to nonlinearity effects. Riv. Ital. Geotec. 18 (2), 32–51 – Chin, F. (1970). Estimation of the ultimate load op piles from tests not carried to failure. Proc. 2nd South East Asian Conference on Soil Mech. and Found. Eng, (pp. 81-92). Singapore. – Chin, F. K., and Vail, A. J. (1973): Behavior of piles in alluvium, Proc., 8th Int. Conf. on Soil Mech. And Found. Engrg. , Moscow, Soviet Union, 2.1, 47-52. – Fleming WGK; (1992). A new method for single pile settlement prediction and analysis, Geotech- nique no 42, vol3, pp411-425 – De Cock, F. (2008). Sense and sensitivity of pile load-deformation behaviour. Proceedings of the 5th international conference on Bored an Auger Piles – BAP V, Ghent – Gwizdala, K., & Tejchman, A. (1993). Evaluation of bearing capacity and settlement of Wolfsholz piles bored into layered subsoil. In V. Impe (Red.), Deep Foundations on Bored and Auger piles (pp. 285 – 288). Rotterdam: Balkema,. – Holeyman, A., Bauduin, C., Bottiau, M., Debacker, P., De Cock, F., Dupont, E., Hilde, J.L., Legrand, C., Huybrechts N., Mengé P., Simon G. 1997. Design of axially loaded piles – Belgian practice. Proceed- ings of the ERTC3 seminar, Brussels. – Huybrechts, N., De Vos, M., Bottiau, M. & Maer- tens, L. 2016. Design of piles – Belgian practice. Proceedings of the ISSMGE – ETC3 International Symposium on Design of Piles in Europe, Leuven, Belgium. – Maertens, J. & Huybrechts, N. (eds). 2003b. Belgian screw pile technology – design and recent developments. Proceedings of the 2nd sympo- sium on screw piles, Brussels 7 May 2003. Swets & Zeitlinger, Lisse. – Matlock, H. (1970). Correlations for design of laterally loaded piles in soft clays. Proceedings of the II Annual Offshore Technology Conference, (pp. 577-594). Houston, Texas. – NEN 9997-1 +C1 (2012). Geotechnische ontwerp van constructies-Deel 1: algemeen. – Reese, L. O’Neill. (1987). Drilled shafts: construc- tion procedures and design method. – Tomlinson, M. J. (2001). Pile design and construc- tion practice. London, England:Spon Press. – Vijayvergiya, N. V (1977), soil-pile interaction for offshore structures, Proceedings 14th annual meeting of the society of Engineering Science. Inc Bethlhem, Pa. – WTCB, 1998-2000. Grondverdringende Schroef- palen: calibratie van semi-empirische berekenings- methoden met inbegrip van automatisering van statische paalbelastingsproeven. Onderzoeks- project gesubsidieerd door het Ministerie van Economische Zaken, Conventie CCCIF – 562. – WTCB, 2000-2002. Grondverdringende Schroef- palen: calibratie van semi-empirischeberekenings- methoden met inbegrip van optimalisatie van statische paalbelastingsproeven. Onderzoeks- project gesubsidieerd door het Ministerie van Economische Zaken, Conventie CC-CI – 756. – WTCB, 2002 – 2004. Valorisatie van statische paalbelastingsproeven en ontwikkeling van een geharmoniseerde berekeningsmethode voor het axiaal draagvermogen van palen Onderzoeks- project gesubsidieerd door het Ministerie van Economische Zaken, Conventies CC-CIF 964. – WTCB. (2016). Richtlijnen voor de toepassing van de Eurocode 7 in België volgens de NBN EN 1997-1 ANB. Deel 1: het grondmechanische ontwerp in uiterste grenstoestand (UGT) van axiaal belaste funderingspalen op basis van statische sonderingen (CPT’s) (herziening van Rapport nr. 12). – WTCB 2017-2019 !; GEBRUIKSGRENSTOESTAND VAN GEOTECHNISCHE CONSTRUC TIES II : Methodes voor het afleiden van vervormingsparameters van de grond, het berekenen van verv ormingen van geotechnische structuren & richt lijnen voor toelaat- bare vervormingen. Onderzoeksproject gesubsidi- eerd door het Ministerie van Economische Zaken, Conventie CCN/NBN/PN18B07. ! BAUER Funderingstechniek voert de volgende technieken uit: Mixed-In-Place soilmix Groutanker met strengen Groutanker (paal) met staven GEWI-anker (paal) Cement-bentoniet dichtwand Diepwand Jet grouten Grondverbetering Vooraanstaand en betrouwbaar ouwbaar en betr ooraanstaandV ouwbaar ooraanstaand Inleiding Vallende stenen leiden regelm atig tot besch adiging van geotextielen tijdens de constructie van water- bouwkundige werken. In de ‘Ontwerprichtlijn Geotextielen onder Steenbekledingen’ (SBR-CUR, 2017, nu CROW, 2020) is dit dan ook een belangrijk aandachtspunt. Anders dan in eerdere ontwerp- regels is in deze richtlijn niet zozeer de sterkte maar de flexibiliteit van het geotextiel het uit- gangspunt. Wanneer het geotextiel een voldoende grote maximale rek bij breuk heeft, zal het zonder te scheuren de vervorming van de ondergrond kunnen volgen wanneer er een steen op valt. Er is dan alleen een minimale robuustheid nodig om te voorkomen dat het geotextiel scheurt bij het aanbrengen. Vóór het uitkomen van genoemde richtlijn was òf de treksterkte van een geotextiel òf de zogenaamde absorptie-energie maatgevend. De absorptie-energie is gedefinieerd als de helft van de maximale rek maal de maximale trekkracht (zie formule 2). In het verleden werden daarom vaak geweven doeken gebruik t onder steenbekled ingen. Nu flexibiliteit belangrijk is, hebben niet-geweven doeken vaak de voorkeur. De richtlijn is gebaseerd op geometrische criteria, zoals hieronder zal worden uitgelegd. Om de richt- lijn te toetsen zijn valproeven uitgevoerd in het Laboratorium voor Geotechniek van de Universiteit van Gent. Bij deze valproeven bleken nog andere aspecten belangrijk. Op grond van ervaringen uit de praktijk en de hierboven genoemde valproeven is in januari 2020 een Erratum uitgebracht (CROW, 2020). In dit artikel wordt eerst het geometrisch criterium beschreven en dan de resultaten van de valproeven op één geotextiel en op twee op elkaar geplaatste geotextielen. Omdat de resultaten van de val- proeven niet geheel aansluiten bij het geometrisch criterium, wordt ook aan vullende theorie ontwik- keld. Geometrisch criterium Het zogenaamde geometrisch criterium is geschetst in 1. De figuur geeft een 2D situatie weer van een vallende steen die is ingedrongen in de grond. Voordat de steen is gevallen ligt het geotex t iel op de ondergrond en heeft een lengte L 0over het gebied waar de steen zal indringen. Als de steen is ingedrongen zal de lengte groter moeten zijn, namelijk L. De meest ongunstige situatie treedt op wanneer alleen het geotextiel dat onder de steen zit vervormt en het overige geotextiel niet. Met formule 1 is dan de rek die optreedt in het geotextiel eenvoudig uit te rekenen: (1) Hierin is !lde rek in het geotextiel en "de hoek tus- sen de steenoppervlakken. Voor een 3D situatie hangt de vervorming ook af van de vorm van de steen (pyramide of kegel), maar de 2D situatie geeft de grootste rekken, zodat we slechts deze hoeven te beschouwen. Opzet proeven Een ronde betonnen cilinder met wanden van 10 cm dik, 0,8 m diameter en 0,9 m hoog is gevuld met droog Mol-zand. Dit is een gezeefd kwartszand met een gemiddelde korreldiameter van 155 #m. Voor elke proef werd de bovenste laag zand los- gemaakt om te voorkomen dat de laatste proeven werden uitgevoerd op veel vaster gepakt zand dan de eerste, zie figuur 2. De bovenkant van het zand is gelijk aan de bovenkant van de betonnen rand van de container. Op de bovenkant van de rand werd het te testen geotextiel gelegd. Het ongeveer 1,5 bij 1,5 m grote geotextiel werd vastgezet met een spanband rondom de container. Aan de buitenkant rondom de container was aan de bovenkant een rubberen strip gelijmd voor maximale wrijving tussen de container en het geotextiel. Voor reproduceerbare resultaten is een goede fixatie van het geotextiel noodzakelijk. De steen met een gewicht van 40 kg die werd gebruikt voor de proef werd met een portaalkraan op de gewenste hoogte gebracht en dan losgelaten met een elektromagneet (figuur 3). Er zijn verschillende stenen toegepast. De stenen konden vallen op een punt of op een ribbe, daar- naast werd de hoek "gevarieerd van 60° tot 120° (figuur 5). Figuur 6 toont typische schadepatronen. De kritieke valhoogte werd bepaald door het oppervlak bij een beschadiging te meten voor verschillende valhoogtes en uit te zetten in een grafiek. Er bleek een lineair verband te bestaan tussen valhoogte en beschadigd oppervlak. Extra- polatie naar een beschadiging van 0 cm 2geeft dan de kritieke valhoogte (6). Elke proef werd een aantal malen uitgevoerd om een gemiddelde waarde te bepalen. Meer details over de analyse van de resultaten zijn te vinden in Izadi et al. (2018). Resultaten valproeven met een enkel geotextiel De proeven zijn uitgevoerd op een geweven geo- textiel met een treksterkte van 80 kN/m bij 12% Figuur 2 – Losmaken van de bovenste 0.3 m van het zand na een valproef zodat de dichtheid van het zand bij de verschillende proeven min of meer gelijk is. 50 GEOKUNST DECEMBER 2020 BESCHADIGING VAN GEOTEXTIELEN DOOR VALLENDE STENEN Figuur 1 – Schets geometrisch criterium. Ehsan IzadiGeo-Wise BV, BelgiëUniversiteit Gent Adam BezuijenUniversiteit Gent, België / Deltares, Delft 51 GEOKUNST DECEMBER 2020 Figuur 4 – Definitie hoek "voor verschillende blokken. Figuur 6 – Verband tussen valenergie en beschadiging (Uit Izadi et al., 2018 op basis van de in dit artikel beschreven proeven). Valenergie is evenredig met valhoogte voor constant valgewicht, hier 40 kgf. (Bij “Severe point-abrasion” is er wel schade aan de weefsels, maar geen gat in het geotextiel). Figuur 3 – Proefopstelling valproeven (a) en details: bevestiging met elektromagneet (b) en verschillende vormen betonblok (c,d). SAMENVATTING Met valproeven met betonblokken van 40 kg op geotextielen op een ondergrond van zand is onderzocht onder welke omstandigheden een geweven (weefsel), niet-geweven (vlies) geotextiel of een composiet van een weefsel en een vlies wordt beschadigd. De resultaten zijn vergeleken met de ‘Ontwerprichtlijn Geotextielen onder Steenbekledingen’. Zij bevestigen een aantal aspecten die genoemd worden in die richtlijn: de maximale rek bij breuk is belangrijk, de absorptie-energie is minder belangrijk. De resultaten laten echter ook zien dat de werkelijkheid ingewikkelder is dan weergegeven in de richtlijn en hoe twee op elkaar geplaatste geotextielen reageren op impact. a Figuur 5 – Schadepatronen: a. Blok B, valhoogte 3 m d. Blok A, valhoogte 4 m, b. Blok B, valhoogte 2 m e. Blok A, valhoogte 3,5 m c. Blok B, valhoogte 1,55 m f. Berekening beschadigd oppervlak. rek en op een niet-geweven geotextiel (vlies) met een treksterkte van 17.5 kN/m bij 50% rek. Tijdens de proeven met een enkel geotextiel bleek de hoek "belangrijk, zie tabel 1. In de proeven uitgevoerd met een blok type A met " = 120° en type B met " = 105° is geen schade gevonden bij de maximale valhoogte van 5,5 m. Hetzelfde geldt voor blok A90 met een vlies. Voor blok A60 is het weefsel stabieler dan het vlies. Voor alle andere blokken is het omgekeerde het geval. Bij het blok B90 (een kubus die op een punt valt) is het verschil heel groot. Verder is opmerkelijk dat het heel puntige blok B60 zeer snel schade oplevert. Puntige stenen (kleine ") zijn dus zeer gevaarlijk voor een geotextiel. De absorptie-energie bedraagt: (2) Hierin is T ude treksterkte van het geotextiel en !u de rek waarbij de treksterkte wordt bereikt. Deze parameter is voor beide geotextielen heel gelijkwaardig: 4,9 kJ/m 2voor het weefsel en 4,4 kJ/m 2voor het vlies, maar toch wordt voor blok B90 een zeer groot verschil in impactenergie (val- hoogte ! blokgewicht) gevonden, respectievelijk 0,3 kJ en 2,1 kJ. De absorptie-energie op zich lijkt dus niet een goede maat om geotextielen te vergelijken. Afhankelijk van de soort steen heeft ook de maximaal toelaatbare rek een grote invloed. Bij het A60 blok is de noodzakelijke rek volgens het geometrisch criterium 100%. Dat is te veel voor beide geotextielen. Als dat het geval is, gecombi- neerd met een blok dat niet op een punt valt lijkt de absorptie-energie wel een goede maat om geotextielen te vergelijken. De verhouding in de gevonden valhoogte (3,8/3,41=1,14) is in elk geval in deze proeven voor deze geotextielen precies hetzelfde als de verhouding in absorptie energie (4,9/4,4=1,14). Voor de blokken die op een punt vallen (type B) is de kritieke valhoogte voor de proeven op een vlies (veel) groter dan bij een weefsel. Behalve de grotere rek die een vlies kan opnemen, speelt daar ook mee dat een weefsel veel stijver is in de machine- en dwarsrichting in vergelijking met andere richtingen. Voor een vlies is de stijfheid in alle richtingen vergelijkbaar. De invloed van dit verschil bleek duidelijk toen het deformatie- patroon van het geotexiel met image processing werd vastgelegd voor de proeven met blok B60 (figuur 7). Het w eefsel links wordt alleen belast in de machine- en dwarsrichting en rekt daar uit. Het vlies wordt in alle richtingen belast. Dit heeft tot gevolg dat de belasting van de draden van het weefsel groter is en er in het weefsel dus relatief eerder schade ontstaat. Resultaten valproeven met twee verschillende geotextielen Sommige fabrikanten leveren composieten die bestaan uit twee geotextielen: een weefsel en een vlies. De combinatie wordt veel gebruikt voor zinkstukken; het idee is dat het weefsel voor de benodigde sterkte zorgt en het vlies voor de zanddichtheid en als beschermingslaag voor het weefsel. Er zijn proeven uitgevoerd op een derge- lijke combinatie waarbij het weefsel en het vlies zodanig los met elkaar verbonden zijn dat ze over elkaar kunnen schuiven. Het weefsel was een polypropyleen geotextiel met een treksterkte van 52 GEOKUNST DECEMBER 2020 Figuur 8 – Veldproef. Rechts: voorbeeld van schade aan het onderste geotextiel (vlies) bij een test met twee lagen. (Foto’s Van den Herik) Ta bel 1 – Invloed soort geotextiel en hoek " van het blok op kritieke valhoogte. "is het getal na het blok type. Blok Weefsel Vlies A60 3,80 3,41 A90 4,50 - A120 - - B60 0,17 0,31 B90 0,72 5,25 B105 3,80 4,50 Figuur 7 – Deformatiepatroon bij impact van een scherpe vallende steen (B60), links een weefsel, rechts een vlies. De kleuren geven aan hoeveel pixels het geotextiel is verschoven. De figuren zijn oorspronkelijk 1920 ! 1800 pixels (aangepast naar De Strijcker en Decraene, 2017). 40 kN/m en een maximale rek van 12% in beide richtingen; het vlies was ook van polypropyleen en had een treksterkte van 15 kN/m in de machine- richting en 12 kN/m in de dwarsrichting. In beide richtingen is de maximale rek voor het vlies meer dan 60%. De testen zijn alleen uitgevoerd met Blok B90 en een valhoogte van 1 m. Eerst zijn de twee geotextielen afzonderlijk getest. Het beschadigde gebied was gemiddeld (bij 2 proeven) 70 cm 2voor het weefsel en 15 cm 2voor het vlies. Daarna is de combinatie getest. Dit gaf als opmerkelijk resultaat dat altijd het onderste geotextiel bezweek ongeacht of dit nu het vlies was of het weefsel. De schade was gemiddeld 16 cm 2bij het weefsel wanneer dit het onderste geotextiel was en 9,5 cm 2wanneer het vlies het on- derste geotextiel was. Ook in het veld zijn proeven uitgevoerd (figuur 8, Van den Herik, 2017). Hoewel verschillend van opzet en met andere stenen bevestigen deze veldproeven de resultaten van de laboratorium- proeven: het onderste geotextiel wordt het eerst beschadigd. De resultaten van de proeven met twee geotextielen zijn niet te verklaren met het geometrisch criterium. Vo lgens dat criterium zou bij een twee-lagen test altijd het geotextiel met de laagste breukrek het eerst moeten bezwijken, omdat beide geotextielen volgens dat criterium dezelfde rek hebben bij de impact van de steen. Mogelijk mechanisme Uit figuur 7 blijkt dat geotextielen niet alleen ver- vormen onder de steen maar ook buiten het gebied waar de vallende steen komt. Daarnaast kunnen de wrijving tussen het geotextiel en de vallende steen, en de wrijving tussen het geotextiel en het zand van invloed zijn op de vervorming van het geotextiel. Veronderstel, als gedachtenexpe- riment, dat de wrijving tussen het geotextiel en het blok verwaarloosbaar is maar dat er wel wrijving is tussen het geotextiel en het zand. Wanneer het geotextiel is geplaatst op zand en er wordt een steen op gegooid, dan zal het zand naar buiten worden geduwd door de steen, die met het geo- textiel in het zand dringt. De wrijving tussen het zand en het geotextiel zal dan ook het geotextiel naar buiten trekken aan beide zijden van de vallende steen. Als gevolg daarvan ontstaat er een trekkracht in het geotextiel. Deze is het grootst bij de punt van de steen, dus daar zal het eerst schade ontstaan. Een steen die valt van een paar meter hoogte en na een paar centimeter penetratie in het zand tot stilstand komt, zal een vertraging hebben van orde 100 keer de zwaartekrachtsversnelling en dus krachten genereren die orde 100 maal het gewicht van de steen zijn. Voor een 2D situatie waarbij het blok op een ribbe valt, is de krachten- verdeling dan zoals is weergeven in 9. De vertra- gende steen geeft een reactiekracht F en omdat in figuur 9 maar een halve steen wordt beschouwd, dus 0,5 F. Bij de maximale penetratie wordt deze kracht gecompenseerd door de reactiekracht in het zand. Deze maakt een hoek $‘ met de lijn lood- recht op het geotextiel, waarin $‘ de wrijvings- hoek van het zand en het geotextiel is. Dit resulteert in een kracht F // aan beide zijden van de punt van de steen. Deze kracht is dus de maximale trekkracht in het geotextiel. Met figuur 9 kan worden afgeleid dat zonder wrij ving tussen het blok en het geotextiel geldt: (3) Dus geldt bijvoorbeeld dat bij $‘ = 40° en "= 90° de kracht F //= 0,65*0,5F = 0,325*F. De kracht lood- recht op het geotextiel is: (4) Nu heeft het geotextiel ook nog een wrijving met het blok. Stel de wrijvingshoek tussen het blok en het geotextiel is $’b. Dan levert het blok een neer- waartse kracht, waardoor de totale belasting op het geotextiel kleiner wordt. Voor F //geldt dan: (5) F//is dan de totale kracht. Wanneer een blok een breedte heeft van, zoals bij deze proeven, 0,26 m, is de trekkracht in het geotextiel in kN/m lokaal dus nog 1/0,26 m hoger. Nu dient F nog te worden berekend. Uit de slow motion videobeelden blijkt dat bij blok A90 de indringing bij een valhoogte van 4 m van blok on- geveer 0,09 m is. De gemiddelde vertraging is dus ca. 44 g. Echter deze zal in het begin minder zijn en dus aan het einde meer. Om dit te simuleren, is de penetrerende steen gezien als een ondiepe fundering, zonder het geotextiel in rekening te brengen. Voor een stripfundering op grond zonder cohesie geldt: (6) waarin %’ de ‘effectieve’ dichtheid, B de breedte van de fundering, A het oppervlak van de funde- ring. Verder is: (7) en (8) De factor &hangt af van de geometrie van de fundering en is 1 voor een lange fundering met constante breedte B en 0,6 voor een vierkante fundering. In een spreadsheetprogramma is nu het verloop van de indringing te berekenen. Uit de valhoogte is de snelheid van het blok bekend op het moment dat dit het geotextiel raakt. Aangezien de vorm van het blok bekend is, is bij een zekere indringing B bekend en kan de tegenkracht berekend, daaruit kan de vertraging van het blok, snelheid en verplaatsing worden berekend. Door dit te doen voor kleine tijdstapjes van 0,3 ms kan het verloop van de indringing worden berekend. Omdat hier geen rekening gehouden wordt met het geotextiel is de berekende indringing te groot en moet met een hoge $’ = 42° gerekend worden en een hoge &= 11 (veel hoger dan de eerder genoemde waardes (0.6 en 1) omdat het geotextiel leidt tot extra spanning in de grond) om de bere- kende indringing te laten overeenstemmen met de gemeten indringing. Er is dan echter wel de piekvertraging te berekenen en die is bijna 180 g. De berekende trekkracht in het geotextiel hangt sterk af van de gekozen wrijvingshoek tussen het geotextiel en het beton van het blok en die tussen het geotextiel en de ondergrond. Wanneer de wrijvingshoek tussen het zand en het geotextiel twee maal zo groot is als die tussen het beton en het geotextiel is de trekkracht in het geotextiel (F//) door het naar buiten geduwde zand ongeveer 45 kN/m. Nog onvoldoende om het geotextiel weefsel met een treksterkte van 80 kN/m over de gehele rib van het blok te laten scheuren, maar aan de randen zou dit wel kunnen gebeuren. Ook is de kracht wel voldoende om een vlies met een treksterkte van 15 kN/m te laten scheuren, zoals het vlies in het composietmateriaal, ondanks de hoge rek (60%) bij breuk. Volgens het geometrisch criterium zou het niet mogen scheuren omdat volgens het geometrisch criterium (formule 1) de rek niet hoger wordt dan 41%. Bij een puntvormig blok is de belasting nog groter, maar die mogelijk- heid is niet opgenomen in deze eenvoudige berekening. Wel blijkt uit deze berekening dat wanneer twee geotextielen worden toegepast 53 GEOKUNST DECEMBER 2020 Figuur 9 – Krachten uitgeoefend op de ondergrond en geotextiel bij vertragende steen na impact. 54 GEOKUNST DECEMBER 2020 en de wrijving tussen het zand en het onderste geotextiel groter is dan die tussen de geotext ielen, het onderste geotextiel het zwaarst belast wordt en dus het eerst bezwijkt, zoals ook is gemeten. Conclusies Aan de hand van de uitgevoerde valproeven en de analyse van de resultaten zijn de volgende conclusies mogelijk: –Het geometrisch criterium, zoals verwoord in de Ontwerprichtlijn Geotextielen onder Steen- bekledingen is een belangrijk criterium en verklaart waarom vliezen beter bestand zijn tegen impact door vallende stenen dan weefsels. –Weefsels worden door een vallende steen slechts in de machinerichting en dwarsrichting belast, bij vliezen is er een meer alzijdige belasting. Bij stenen die op een punt vallen is dat ook een belangrijke reden waarom vliezen stabieler zijn dan weefsels. –De absorptie-energie kan niet worden gebruikt om de stabiliteit van verschillende geotextielen tegen vallende stenen te vergelijken. In de proeven bleek de absorptie-energie wel een goede maat voor scherpe blokken waarbij voor verschillende geotextielen het geometrisch criterium niet voldoet. –Bij een composiet en redelijk verdicht zand blijkt het onderste geotextiel altijd eerst beschadigd te worden. In het artikel is hiervoor een moge- lijke verklaring gegeven: de wrijving tussen het onder het blok vervormende zand en het geotextiel. Daaruit blijkt dat ook de wrijving tussen het blok en het geotextiel belangrijk is voor het al of niet optreden van schade. –Een eenvoudig rekenmodel laat zien dat er ook in de situatie dat er geen schade aan het geo- textiel kan ontstaan, volgens het geometrisch criterium, er toch schade mogelijk is. Dit blijkt ook uit de metingen. Medewerking Met dank aan Van den Herik voor het beschikbaar stellen van foto’s en proefresultaten van de veldproeven; aan Geopex, BontexGeo, TenCate en Naue voor het ter beschikking stellen van geo- textielen; en aan Steven De Strijcker, Tijl Decraene, Merel den Dikken en Dries De Smaele voor het uitvoeren van de proeven. Literatuur –CROW (2020) (Erratum) CROW-CUR Ontwerp- richtlijn Geotextielen onder steenbekleding (660.16), https://www.crow.nl/publicaties/ont- werprichtlijn-geotextielen-onder-steenbekleding. –CUR (2004) Damage to geotextiles underneath -rip-rap (in Dutch). CUR committee F041. Dutch Centre of Research and Regulations for Civil Engineering. –De Strijcker S. Decraene T. (2017) Strength of geotextiles against falling stones, laboratory experiments and software validation (Master thesis), Ghent University, Faculty of engineering science and architecture. –Izadi E., Decraene T., De Strijcker S., Bezuijen A., Vinckier D. (2018) A laboratory investigation on the impact resistance of a woven geotextile. Geotextiles and Geomembranes 46 (2018) 91–100. –SBR-CUR (2017) Ontwerprichtlijn Geotextielen onder Steenbekledingen. ISBN 9789053676363. –Van den Herik Contractors (2017), Memo val- proeven MKD, versie 27-11-2017, Project 10796. ! YOUR KNOWLEDGE PARTNER IN GEOSYNTHETICS Europalaan 206 7559 SC HengeloNederland +31 (0)546 544 811geonederland@tencategeo.com www.tencategeo.nl twitter: @tencate_geo_nl 38 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Inleiding Ieder jaar vallen door diverse redenen, tijdens bouwwerkzaamheden, nog steeds funderingsma- chines om. Eén van deze oorzaken is het bezwijken van de ondergrond, waardoor funderingsmachines wegzakken (zie figuur 1). Hierdoor komt de veilig- heid voor mens en machine in het gedrang. Zowel op de bouwplaats als rondom het bouwterrein dient het voor een ieder veilig te zijn. De Neder- landse Vereniging Aannemers Funderingswerken (NVAF) heeft in 2016 het Bouwterreincertificaat (BTC) [1] geïntroduceerd om onveilige situaties te voorkomen. Het BTC is een verklaring van de verantwoordelijke van het bouwterrein (meestal de hoofdaannemer) waarin staat dat dit zodanig is ontworpen en uitgevoerd dat de werkzaamheden met het materieel, zoals in het certificaat is be- noemd, veilig kunnen worden uitgevoerd. Het principe is overgenomen uit het Verenigd Konink- rijk waar het Working Platform Certificate (WPC) succesvol wordt toegepast. In het verleden ont- brak het vaak aan een goed en robuust ontwerp van het bouwterrein, waardoor vele incidenten plaatsvonden. Met het BTC wordt hier verandering in gebracht. Daarnaast geeft het certificaat aan dat het bouw- terrein voldoende onderhouden moet worden, zodat de draagkracht van het bouwterrein gedu- rende de werkzaamheden gewaarborgd blijft. De keuze en zwaarte van het funderingsmaterieel is direct van invloed op het ontwerp van het bouwterrein. Het ontwerp van het schottenbed (legpatroon van de draglineschotten) valt daarmee onder de verantwoordelijkheid van de hoofdaan- nemer. Afhankelijk van de werkzaamheden en de opstelling van de machine wordt de maximale gronddruk onder de funderingsmachine bepaald. Dit vereist dat hoofdaannemer en funderings- bedrijf al in een vroeg stadium intensief met elkaar overleggen over het in te zetten materieel en de werkvolgorde. De verantwoordelijkheid voor het daadwerkelijk uitvoeren van het schottenbed en daarop de opstelling van de funderingsmachine blijft een verantwoordelijkheid van het funde- ringsbedrijf. Het bouwterrein en de ondergrond dienen weerstand te bieden aan deze maximale gronddruk. De bepaling van de maximale grond- druk moet uitgevoerd worden volgens de richtlijn CRW 689.17 “Begaanbaarheid van bouwterreinen” [2]. In een eerder verschenen artikel [3] is dit nader toegelicht. Dit artikel is bedoeld om het BTC onder de aan- dacht te brengen en de toepassing hiervan bij de bouwcombinatie De Groene Boog, voor het project “A16 Rotterdam”, de verlenging van de rijksweg A16 naar de A13 bij Rotterdam [4], toe te lichten. Een onderdeel van De Groene Boog is de funde- ringscombinatie bestaande uit Voorbij Funderings- techniek en Franki Grondtechnieken voor het uitvoeren van alle fundering gerelateerde werk- zaamheden. De Groene Boog heeft om die reden dagelijks te maken met dit certificaat. Het BTC bestaat al sinds 2016. Echter, naar ervaring van de auteurs, wordt deze tot nu toe in de praktijk nauwelijks toegepast. Hoofdaannemers zijn niet goed bekend met het BTC en staan onvoldoende stil bij het ontwerp van een bouwterrein en ook de impact hiervan op de planning en kosten. Jaarlijks gebeuren nog steeds ongevallen op het bouw- terrein door omgevallen funderingsmachines die onder andere te wijten zijn aan te weinig aandacht voor een veilig bouwterrein. Door bouwcombinatie De Groene Boog wordt het BTC gehanteerd en geldt het uitgangspunt “nul incidenten”. Dit uit- gangspunt zou voor alle projecten moeten gelden, omdat nog steeds te vaak afbreuk wordt gedaan aan de veiligheid van de bouwplaats omwille van bijvoorbeeld planning. Voor alle bedrijven binnen de bouwcombinatie geldt dat dit het eerste project is waar het certificaat hard wordt gemaakt. In dit artikel worden de ervaringen van de toepas- sing van het BTC toegelicht. To e p a s s i n g o p p r o j e c t A 1 6 R o t t e r d a m Vanaf de star t van het project is het BTC van kracht, waarbij als contractuele eis (afkomstig van Rijks- waterstaat) is opgenomen dat bij funderings- werkzaamheden voldaan moet worden aan CRW 689.17. Dit betekent een andere manier van werken dan in het verleden werd aangehouden. Er moest goed nagedacht worden over het ontwerp van het bouwterrein en de fasering. Al snel werd duidelijk dat voor het ontwerp van het bouw- terrein dit de nodige tijd en aandacht vergt van de ontwerpafdeling. Op elke bouwlocatie/kunstwerk van het tracé dient de machinestabiliteit per funderingsmachine beschouwd te worden voor verschillende situaties tijdens de werkzaamheden. Aan de hand van de maximale funderingsdrukken, afkomstig uit de stabiliteitsberekening dient de draagkracht van de ondergrond getoetst te worden. Hierbij zijn de nodige uitdagingen ontstaan om voldoende draagkracht te realiseren. Een deel van het tracé van de nieuwe A16 gaat dwars door het Lage Bergse Bos. Hier zijn in de toplaag weinig tot geen zandgronden te vinden om voldoende draagvermogen aan te ontlenen. Hier geldt een opbouw van zeer slappe klei- en veengronden, waarbij conusweerstanden gevonden worden tot maximaal ca. 0,1 MPa in de bovenste meters. Dit wordt mede veroorzaakt door de zeer lage maaiveldligging in combinatie met relatief hoge grondwaterstanden van 0,2 meter onder maaiveld en lage volumegewichten van grond- lagen. Het is een uitdaging om op deze locatie een bouwterrein te creëren waar zwaar materieel veilig ERVARING MET HET ONTWERP CONFORM CRW 689.17 BIJ D E G ROENE B OOG BEGAANBAARHEID VAN BOUWTERREINEN VOLGENS BOUWTERREINCERTIFICAAT Figuur 1 – Funderingsmachine omgevallen door bezwijken van ondergrond [2]. ing. R. van de Bilt Adviseur Geotechniek, Voorbij Funderingstechniek, De Groene Boog ir. M. de KoningAdviseur Geotechniek, CRUX Engineering, De Groene Boog de werkzaamheden kan uitvoeren. In figuur 2 zijn de resultaten weergegeven van de bepaling van de ongedraineerde schuifsterkte s udoor middel van triaxiaalproeven, vinproeven en pocketpenetrometer vinproeven op deze locatie. De proeven zijn uitgevoerd vanaf maaiveldniveau NAP -5,0m tot een diepte van circa NAP -17,0m. Over het gehele tracé varieerde de bodemopbouw aanzienlijk. Voor het vormen van een uniforme parameterset is gekozen om voor alle cohesieve gronden binnen het grootste deel van het project een c uwaarde van 10 kPa te hanteren. Voor het gebied Anky Verbeek Ohrlaan en het Lage Bergse Bos werd echter een ongedraineerde schuifsterkte van 5 à 7,5 kPa gevonden. Vanuit de bepaling van het maximale ongedraineerde draagvermogen kwam al snel naar voren dat de grond, ongedrai- neerd, een beperkt draagvermogen kon leveren van ca. 35 kPa, waar ca. 70 tot 100 kPa benodigd bleek. Zodoende moest naar een oplossing gezocht worden om voldoende draagvermogen te realiseren. De oplossing bestond uit het hanteren van dubbele houten dragline schotten om het funderingsopper- vlak, en zodoende ook het effectief oppervlak, te vergroten, zodat de funderingsdruk meer gespreid werd. Om voldoende draagvermogen te realiseren was een minimaal funderingsoppervlak van 10x10m benodigd. Ontwerpaspecten bouwterrein BEGAANBAARHEID IN RELATIE TOT ONTWERP Het ontwerp van het werkplateau, bestaande uit een zandlaag met hierop schotten waarop de funderingsmachine staat, bestaat uit het bepalen van de funderingsdrukken en vervolgens het toet- sen van het draagvermogen van de ondergrond. Daarnaast ook eventueel de bepaling van de macrostabiliteit. Deze toets voor het draagvermo- gen wordt uitgevoerd voor een Fundering op Staal volgens NEN9997-1 [5]. Voor het ontwerpen van het werkplateau is een goede samenwerking nodig tussen de geo- technisch adviseur, de werkvoorbereiding en de uitvoering. Voor een goede bepaling van de maximale funderingsdruk moet – naast de gege- vens van de machine – ook al goed nagedacht zijn over de opstelling. De opstelling van de funde- ringsmachine op het werkplateau is van directe invloed op de excentriciteit en zodoende op de maximale funderingsdruk. Het is van belang dat hier voorafgaand aan het ontwerp nagedacht wordt over de maatgevende situatie. Zo kan het ontwerp van het bouwterrein afgestemd worden op de uit te voeren werkzaamheden. Het bepalen van het maximale draagvermogen is uitgevoerd met een spreadsheet, deze is geba- seerd op CRW 689.17. Gaandeweg het ontwerp- proces werd duidelijk dat in het rekenvoorbeeld van de CRW 689.17 het oppervlak en gewicht van het schottenplateau een positieve invloed had op de excentriciteit van de machine. In het rekenvoor- beeld valt dit, vanwege een enkel schottenplateau met beperkte afmeting, niet direct op. Bij schot- tenplateaus, zoals toegepast bij De Groene Boog, wordt de excentriciteit echter aanzienlijk ten positieve beïnvloed omdat het schottengewicht mee wordt genomen in de bepaling van de overall excentriciteit (e CoG ) van de machine. In de bepa ling van de maximale funderingsdruk wordt uiteindelijk wel het gewicht van de schotten onder alleen het oppervlak van de machine ((B spoor +B rups ) x L rups ) meegenomen. Om het ontwerp minder arbeidsintensief te maken is aan de spreadsheet een database gekoppeld met de funderingsmachines en bijbehorende eigen- schappen die binnen het project worden ingezet. Deze database wordt vanuit de Funderingscom- binatie van De Groene Boog bijgehouden. Het ver- zamelen van alle benodigde gegevens betreffende opstelling en eigenschappen van de kranen is een behoorlijk intensieve bezigheid die veel vraagt van ontwerp en werkvoorbereiding. De machine- leverancier heeft vaak niet de juiste gegevens beschikbaar die benodigd zijn voor de uit te voeren berekeningen. De indruk heerst dat de CRW in die zin onvoldoende “leeft” bij de machineleverancier en meer afstemming wenselijk is. In het ontwerp is onderscheid gemaakt tussen giekkranen, ten behoeve van het aanbrengen van damwanden, en kranen met een makelaar voor het schroevend aanbrengen van funderingspalen. Bij de giekkranen komt de volledige belasting op het schottenplateau. Bij makelaar geleide kranen kunnen diverse maatgevende situaties optreden, zoals het positioneren van de kraan of het Figuur 2 – Overzicht resultaat ongedraineerde schuifsterkte. Figuur 3 – Plaxis 3D-model, spreiding van belasting naar ondergrond. 39 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Op het bouwterrein gebeuren jaarlijks nog steeds ongelukken door omgevallen funderingsmachines. Deze ongevallen zijn onder andere te wijten zijn aan te weinig aandacht voor een veilig bouwterrein. In 2016 heeft de Nederlandse Vereniging Aannemers Funderingswerken (NVAF) het Bouwterreincertificaat geïntroduceerd om onveilige situaties op het bouwterrein te voorkomen. Een onderdeel van het certificaat is dat het bouwterrein v oldoende onderhouden moet worden, zodat de draagkracht van het bouwterrein gedurende de werkzaamheden gewaarborgd blijft.Voor funderingsmachines moet hiervoor de maximale gronddruk worden bepaald volgens de richtlijn CRW 689.17 “Begaanbaarheid van bouwterreinen” en het draagvermogen van de ondergrond volgens een fundering op staal. In dit artikel wordt beschreven hoe binnen de bouwcombinatie De Groene Boog voor het project “A16 Rotterdam” is omgegaan met !de toepassing !van het Bouwterrein- certificaat en de ervaringen met het toepassen van de richtlijn CRW 689.17. SAMENVATTING installeren van de funderingspaal, waarbij de makelaar en de funderingsmachine elk op een eigen schottenplateau rusten. Gelet op de grootte van de belasting en de slappe ondergrond werd in sommige situaties onvol- doende draagvermogen met de analytische reken- regels voor een Fundering op Staal verkregen. Hierop zijn PLAXIS 3D-analyses uitgevoerd om meer inzicht te verkrijgen in het gedrag van de ondergrond en de spreiding van de belasting. Aan de hand van deze 3D-analyses werd geconcludeerd dat de ondergrond over voldoende draagvermogen beschikt. Toepassing hiervan kan dus winst bieden ten opzichte van de analytische methode, zie figuur 3. In de bepaling van het draagvermogen is uitgegaan dat de schotten worden aangebracht bovenop één meter droog zand. Dit stelt eisen aan de water- huishouding onder het werkplateau. Om dit droge zandpakket te realiseren is horizontale drainage aangebracht. Naast het draagvermogen van de ondergrond moest voor enkele locaties, bijvoorbeeld bij de boezemkade van de Rotte, gekeken worden naar de macrostabiliteit. Hier werd in eerste instantie gekeken of de belastingen en de positie overeen- kwamen met de normale ontwerpberekeningen. Als dit niet het geval was werd gekeken naar de positie van de funderingsmachine, waarbij geen nadelige invloed is op de macrostabiliteit. Dit resulteerde in een grotere vluchtlengte waardoor zwaarder materieel benodigd was om de werk- zaamheden te kunnen uitvoeren. ONZEKERHEDEN Bij toepassing van CRW 689.17 wordt het draag- vermogen getoetst volgens NEN9997-1, echter de bepaling van de maximale funderingsdruk gebeurt op basis van de bepaling van het moment ten opzichte van de spil (middelpunt van draaikrans) van de funderingsmachine. Om de funderingsdruk dus goed te kunnen bepalen zijn de eigenschappen van de machine, het bijbehorende materiaal, gewichten en afstand tot de spil benodigd. Deze eigenschappen staan niet standaard in de product- specificaties en zijn niet altijd gemakkelijk op te vragen bij machinefabrikanten. De CRW 689.17 zou daarom de machinefabrikanten moeten betrekken bij dit onderwerp, zodat sneller de juiste gegevens worden geleverd. Hedendaags is het verkrijgen van de benodigde informatie een arbeidsintensief proces dat een goede afstemming tussen de geotechnisch adviseur, werkvoor berei- ding en uitvoering vergt. Zeker bij grote projecten, waarbij vele verschillende funderingsmachines worden toegepast, kan dit uitzoekwerk veel tijd vergen. Veiligheidsfilosofie Het bepalen van de kraanstabiliteit is zowel een geotechnisch- als een werktuigbouwkundig aspect. De te volgen veiligheidsfilosofie voor beide situaties is niet met elkaar in overeenstemming. De CRW 689.17 hanteert de geotechnische aanpak zoals beschreven in NEN-EN 1990. Hierbij worden de belastingen vanuit een funderingsmachine gezien als een karakteristieke waarde. Voor het bepalen van de rekenwaarde van de belasting moeten de karakteristieke waarde nog vermenigvuldigd worden met een partiële belastingfactor. Het betrouwbaarheidsniveau dat gehanteerd wordt, wordt bepaald aan de hand van het gevolg van bezwijken van de funderingsmachine voor de economie of mensenleven. Hierbij wordt het ontwerp ingedeeld in de betrouwbaarheidsklasse RC1, RC2 of RC3 met bijbehorende partiële belastingfactoren. Het betrouwbaarheidsniveau wordt hierbij uitgedrukt door middel van de betrouwbaarheidsindex ( !) of faalkans (Pfalen). In CRW 689.17 is aangegeven dat voor funderings- machines normaliter RC2 geldt. De CRW 689.17 laat ruimte om afhankelijk van het risicoprofiel een lagere of hogere betrouwbaarheidsklasse aan te houden. Afhankelijk van de gehanteerde betrouwbaar- heidsklasse worden belastingfactoren in rekening gebracht op de permanente ( "G) en variabele belasting ( "Q) volgens tabel A.3 van NEN9997- 1:2017. Hierbij worden de onderwagen van de funderingsmachine en de schottenbed tot de permanente belasting gerekend. De overige belasting componenten worden, aangezien deze “dynamisch” zijn, als variabele belastingen gezien. De belastingfactoren zijn bepaald op basis van een betrouwbaarheidsindex behorende bij een referentieperiode, zijnde het tijdsbestek waarin de bouwconstructie of een deel daarvan aan de gestelde eisen moet voldoen met een vastgestelde mate van betrouwbaarheid van 50 jaar. Deze benadering is conservatief voor de (zeer) tijdelijke funderingswerkzaamheden welke normaliter niet langer duren dan enkele weken of zelfs dagen, maar veel vaker slechts enkele uren. Funderings- machines hebben gezien de werkzaamheden die worden uitgevoerd een relatief korte opstellings- duur. Op een specifieke locatie wordt een paal of damwand geïnstalleerd waarna de stelling wordt verplaatst naar de volgende opstelplaats. Binnen het project De Groene Boog wordt voor het bepalen van de kraanstabiliteit gezocht naar een aanpak welke aansluit bij de veiligheidsfilosofie van de Eurocode, en daaruit volgende partiële belastingfactoren, en recht doet aan de korte duur van de werkzaamheden, bijvoorbeeld zoals de aanpak beschreven in NEN8700 [7] en [8]. Dit om te conservatieve zware en ook dure maatregelen te voorkomen. Het verdient ook vanuit de auteurs de aanbeveling om in een update van de CRW689.17 hier aandacht aan te besteden. Resultaat van het BTC in de praktijk OPSTELLING VAN FUNDERINGSMATERIEEL Na alle besproken ontwerpuitdagingen bij het project De Groene Boog, rest natuurlijk de vraag: hoe vertaalt de toepassing van het BTC zich in de praktijk? Vo o r h e t m a ke n v a n e e n g o e d o nt w e r p v a n h e t bouwterrein, is het van belang dat er op tijd bekend is met welk materieel het werk wordt uitgevoerd en hoe deze opgesteld gaat worden. Hierop kan het bouwterrein ontworpen worden en rekening gehouden worden met: –hoe materieel wordt aangevoerd op de bouw- plaats; –waar het materieel wordt gelost en opgesteld; –materieel in bedrijf en rijdend over het bouw- terrein; –welke werkzaamheden het materieel gaat ver- richten. Deze aspecten moeten voor dat het ontwerp wordt gestart al besproken worden tussen ontwerp, werkvoorbereiding en uitvoering om dit goed vast te leggen. Vervolgens kan de maximale funderings- druk en draagvermogen van de ondergrond worden bepaald. In dit geval was het draagvermogen op veel plekken beperkt gezien de lage waarde van de ongedraineerde schuifsterkte. Als oplossing kunnen onder andere restricties worden opgelegd in de bewegelijkheid en opstelling van de funde- ringsmachine. Dit resulteert in een lagere grond- druk onder het schottenplateau, zodat ook op minder draagkrachtige terreinen gewerkt kan worden. Het is van belang dat deze uitgangs- punten goed op een tekening worden verwerkt en dat buiten op het schottenplateau de bewegings- vrijheid van de machine duidelijk is aangegeven. BOUWPUTKWALITEIT Wat aan de voorkant relatief veel tijd vergt van de engineers betaalt zich ruimschoots terug in de uitvoering. Dit was ook te zien op het project De Groene Boog, waar gezorgd werd voor een vlak, droog en draagkrachtig bouwterrein. Dit resulteert primair in veel voordelen: –veilige werkplek; 40 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Ta bel – Betrouwbaarheidsklasse en belastingfactoren volgens NEN9997-1 #BLIJFBOUWEN Suurhoffbrug OP ZOEK NAAR DÉ PARTNER IN FUNDERINGSTECHNIEK? Met ons vakmanschap en ervaring leggen wij de basis voor vele toonaangevende projecten. Samen met onze partners gaan wij op zoek naar creatieve en innovatieve oplossingen. Voorbij Funderingstechniek is al 85 jaar gespecialiseerd in het uitvoeren van alle voorkomende funderingswerkzaamheden. SUCCES DRAAG JE SAMEN. IN FUNDERINGS P ZOEK O IN FUNDERINGS AAR DÉ P N P ZOEK TECHNIEK IN FUNDERINGS AAR DÉ P ? TECHNIEK TNER ARPPA ? TNER funderingsw swerkz uitvoeren van a n al gespec ec al 85 jaar oorbij Funderingstechniek isV mheden. zaamh e voorkomendele cialiseerd in het oorbij Funderingstechniek is Samen met onze partners kman ojecten. pr voor vele toonaangevende ervaring leggen wij de basis Met ons vakmans Samen met onze partners voor vele toonaangevende ervaring leggen wij de basis Met ons vakmanschap en SUCCES DRAAG JE SA RAAG JE SUCCES DRAAG JE SAMEN. oplossingen. creatieve en innovatieve gaan wij op zoek naar Samen met onze partners creatieve en innovatieve gaan wij op zoek naar Samen met onze partners 41 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 OP ZOEK NAAR DÉ PARTNER IN FUNDERINGSTECHNIEK? 42 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 –snellere producties; –betere kwaliteit van het product; – prettige werksfeer; –tevreden funderingsbedrijf; –tevreden opdrachtgever. Een drassige bouwput kan leiden tot onnodig hoger verzuim, denk bijvoorbeeld aan het verzwik- ken van enkels door slecht begaanbaar terrein met modder. De zin in werken neemt af wanneer de werkomgeving niet georganiseerd is. Dit resulteert in minder motivatie voor het werk, rommelig werken, een lagere kwaliteit van het product en voor afname van veiligheid op de bouwplaats. Kortom, niemand is gebaat bij een slecht door- dachte bouwplaats! Daarnaast is de opdrachtgever ontevreden gezien producties niet worden behaald en de bouwtijd langer wordt. ONDERSCHATTING TOEPASSING BTC Tijdens de ontwerpfase van het bouwterrein kunnen uitkomsten resulteren in onverwachte directe kosten voor de opdrachtgeve r. Bijv oorbeeld bij een algehele terreinophoging met zandgrond, waardoor kosten voor grondverzet hoger uitvallen. Vaak wordt het budget van het bouwrijp maken van het terrein onderschat doordat men vooraf niet nadenkt over de uit te voeren werkzaamheden. Het is echter van groot belang om te werken op een veilige, draagkrachtige bouwplaats voor zowel het funderingsbedrijf als opdrachtgever. Indirect wordt deze investering over de gehele bouwperiode van het project ruimschoots terugverdiend. Conclusie To t o p h e d e n z i e n w i j v e e l p o s i t i e v e k a n t e n v o o r de toepassing van het Bouwterrein Certificaat. Als adviseur zijnde (ontwerp De Groene Boog), biedt het BTC een goed handvat voor het ontwerp van het bouwterrein. Ook als onderaannemer (Voorbij Funderingstechniek namens Funderingscombinatie De Groene Boog) willen wij dat dit de standaard gaat worden voor heel bouwend Nederland. De veiligheid van onze mensen en de omgeving staan centraal. Wij werken graag op een geordende, strakke en droog bouwterrein hetgeen nu gereali- seerd is op het project De Groene Boog. Het toepassen van het BTC vergt aan de voorkant enige inspanning, maar deze investering voor een goed bouwterrein vertaalt zich in veiligere werkom- standigheden, waardoor hogere producties haal- baar zijn én waardoor de bouwtijd aanzienlijk wordt verkort. Hierbij is een goede communicatie tussen de ontwerper, werkvoorbereiding en uit- voering belangrijk om alle uitgangspunten goed vast te leggen. Aangezien een aanpassing hiervan, als bijvoorbeeld een andere funderingsmachine of opstelling, van grote invloed kan zijn op het resultaat van de ontwerpberekeningen. Met het onder de aandacht brengen van het Bouwterreincertificaat (BTC) attenderen wij op het gezamenlijke belang van deze standaard. Belang- rijk is om vooraf de werkzaamheden, ontwerp en inrichting van het bouwterrein helder te hebben, zodat mens en machine veilig kunnen werken. Aan de hand van de bevindingen op project De Groene Boog lijkt het ons zinvol om de CRW 689.17 op specifieke punten te herzien. Dit komt voort uit discussie en v oortschrijdend inzicht over de duur van de werkzaamheden in relatie tot de te hanteren partiële belastingfactoren, aanpassing van rekenvoorbeeld en het compleet aanleveren van informatie van funderingsmaterieel door machineleveranciers. Referenties [1] Brochure Bouwterreincertificaat NVAF – oktober 2016. [2] CRW 689.17 Begaanbaarheid van bouwterrei nen; Geotechnische draagkracht voor funderingsmachines. [3] Molen, J.P. van der (2017): Geotechnisch draag- vermogen voor funderingsmachines. Geotechniek 2017, !nr. 1, p24. [4] https://www.a16rotterdam.nl/default.aspx [5] NEN 9997-1:2017 Geotechnisch ontwerp van constructies. [6] NEN-EN 1990:2011 Grondslagen van het con- structief ontwerp. [7] NEN8700:2011 Beoordeling van de construc- tieve veiligheid van een bestaand bouwwerk bij verbouw en afkeuren - grondslagen. [8] TNO rapport Veiligheidsboordeling bij be staande bouw; Achtergrondrapport bij NEN 8700 (TNO- 060-DTM-2011-03086). ! Ir. Coen te BoekhorstSpecialist Geotechniek (VolkerWessels Infra Competence Centre) Drs. Gerhard WintersSpecialist Geohydrologie(CRUX Engineering) Inleiding De Amstelveenlijn is een belangrijke schakel in het OV-netwerk van de regio Amsterdam. De Amstel- veenlijn verbindt station Amsterdam Zuid met de verschillende woonwijken in Amstelveen. In 2013 is besloten om de metro-/sneltramverbinding die de Amstelveenlijn destijds was, om te bouwen tot een hoogwaardige tramlijn tussen station Amster- dam Zuid en Amstelveen Westwijk. Redenen hier- voor waren onder andere de storingsgevoeligheid van de bestaande Amstelveenlijn en het gegeven dat lijn 51 toe was aan grootschalig onderhoud. Daarnaast moest de doorstroming van het overige wegverkeer verbeterd worden door bestaande haltes Kronenburg, Zonnestein en Sportlaan onge- lijkvloers aan te leggen. In het voorjaar van 2017 is het project Ombouw Amstelveenlijn gegund aan Vital. Een combinatie van VolkerWessels ondernemingen Van Hattum en Blankevoort, Volker Rail en KWS. Een belangrijk onderdeel van deze ombouw is de aanleg van drie ongelijkvloerse kruisingen. De locatie van deze en overige haltes zijn weergegeven in figuur 1. Voor de aanleg van de ongelijk vloerse kruisingen is een spanningsbemaling met retourbemaling toe- gepast. De bemalingen zijn ontworpen en begeleid door de specialisten van VolkerWessels Infra Competence Centre, CRUX Engineering en Aveco de Bondt. De bemaling is uitgevoerd door de firma Tjaden. Uitvoeringswijze Voor de aanleg van de ongelijk vloerse kruisingen is gekozen voor verankerde damwanden. Bij Kronenburg en Zonnestein zijn deze grotendeels geïnstalleerd toen de bestaande lijn 5 en 51 nog in bedrijf waren. De constructievloer van de verdiepte ligging is gefundeerd op Gewi palen. Deze zijn eveneens grotendeels geïnstalleerd toen lijn 5 en 51 nog in dienst waren. Het deel binnen het invloedsgebied van het spoor is aangebracht in verschillende weekend buitendienststellingen. Voor Kronenburg en Zo nnestein is tijdens de zomer van 2019 in een periode van 6 weken de bouwkuip droog ontgraven, een betonnen constructievloer aangebracht en is het spoor teruggebracht zodat lijn 5 na deze 6 weken weer kon rijden. Om de bouwkuip droog te kunnen ontgraven is een bema- ling toegepast. De werkwijze voor ongelijkvloerse kruising Sport- laan waar de bouw in het najaar van 2019 is gestart is hetzelfde behoudens de uitvoeringsduur na ontgraven. In tegenstelling tot Kronenburg en Zonnestein was in de bouwfase geen raakvlak met de exploitatie van de Amstelveenlijn. Waar op het noordelijk deel tram 5 is blijven rijden met uit- zondering van enkele buitendienststellingen, is op 3 maart 2019 lijn 51 volledig uit bedrijf gehaald. Te r v e r v a n g i n g z i j n o p h e t z u i d e l i j k d e e l b u s s e n ingezet. Bodemopbouw en vooronderzoek De bodemopbouw binnen het projectgebied van de Amstelveenlijn kenmerkt zich door een antro- pogene toplaag van zand met een dikte van 1 á 2 m. Het niveau van het maaiveld ligt gemiddeld op NAP -4 m. Onder de antropogene toplaag bevindt zich het Holocene pakket dat overwegend bestaat uit matig tot sterk zandige klei, plaatselijk onder- broken door een laag wadzand. Op een diepte van ca. NAP -10 á -11 m wordt een laag basisveen aangetroffen met een dikte van gemiddeld een 0,5 m. Onder de samendrukbare deklaag zijn verschil- lende zandlagen aanwezig die geologisch behoren bij verschillende formaties tot een diepte van NAP -70 m. Startend met de formatie van Boxtel die overwegend bestaat fijn zand en lokaal siltig is. Bij Sportlaan start een grove zandlaag op NAP -17 m behorend bij de formatie van Kreftenheye. In het noordelijk deel van het tracé (i.e. bij Kronenburg en Zonnestein) is de formatie van Krefenheye afwezig. Vanaf NAP -26 m bij Sportlaan en NAP -17 m bij Kronenburg en Zonnestein bevinden zich twee zandlagen tot een diepte ca. NAP -45 m behorend bij de formatie van Drenthe en Urk, dit zijn gestuwde afzettingen die gevormd zijn in de voorlaatste ijstijd Saalien. Deze lagen bestaat uit matig grof zand onderbroken door veel siltige stoorlagen. Op een diepte van ca. NAP -70 m is weer een waterremmende kleilaag aanwezig behorend bij de formatie van Waalre. De dieper gelegen formaties waren voor de bemalingen van Amstelveenlijn minder relevant. Gezien de grootte en omvang van de bemaling is gekozen voor een bemaling met deepwells. Voor de onttrekkingsbronnen is gekozen voor een filter- afstelling tussen NAP -15 en -25 m. Voor de retour- bronnen is een filterafstelling tussen de NAP -30 en -50 m aangehouden. Dat betekent dat de bema- ling voornamelijk plaatsvindt in de gestuwde afzetting. Dit is een uitdaging voor de bemaling. Om de bemaling te laten slagen is inzicht in de ondergrond belangrijk, met name de zone die behoord tot de formatie van Drenthe. Deze gestuwde formatie bestaat hier uit scheefgestelde zandlagen met een ongelijke doorlatendheid in de horizontale richtingen. De aanwezigheid van deze gestuwde afzettingen was bekend. Echter met een ligging tussen NAP -17 m en -45 m was dit een belangrijke onbekende in het bemalingsontwerp tijdens de aanbiedingsfase. De regionale informatie in het Regis model (Dino-Loket) geeft bijvoorbeeld 24 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 1 – Overzicht project ombouw Amstelveenlijn [Ref. 1]. AANLEG VAN DRIE ONGELIJK VLOERSE KRUISINGEN IN DE A MSTELVEENLIJN ONTWERP EN UITVOERING VAN DE BEMALING geen richting en grootte voor de doorlatendheid van de gestuwde afzettingen. De doorlatendheid van deze lagen is in de aanbiedingsfase ingeschat op basis van lokale ervaring. Om meer inzicht te krijgen in de waarde van de geohydrologische parameters zijn na gunning pompproeven uitgevoerd. In november 2017 is een proef uitgevoerd op een enkele diepe bron tot NAP -20 m met een onttrekkingsdebiet tot 50 m3/uur op een tweetal locaties namelijk bij Kronenburg en Sportlaan. Gemeten is in een haaks op elkaar staande set van peilbuizen op meerdere dieptes. Doel was meer inzicht te krijgen in de rekenpara- meters zoals doorlatendheden en anisotropie. Na analyse van de proefresultaten is horizontale doorlatendheid aangehouden in de gestuwde afzettingen van 20 m/dag (oost-west richting) en 35 m/dag (noord-zuid richting). Om een goede match met de metingen te krijgen is een verticale doorlatendheid aangehouden die een factor 10 lager ligt. In januari 2019 is een grootschaliger pomp-retour- proef opgezet bij Kronenburg om de risico’s van het bemalen beter in beeld te krijgen. De proef is opgebouwd met 6 onttrekkingsbronnen tot NAP - 25 m met een gerealiseerd debiet van 350 m3/uur. Een retourveld van 18 retourbronnen is gebruikt om het bemalingswater te retourneren. Dezelfde bronnen zijn tijdens de zomerse buitendienststel- ling ook in bedrijf geweest. Ook bij deze proef zijn peilbuizen op verschillende dieptes en afstanden geplaatst om de effecten te meten. Het doel van deze proef was om de capaciteit van de retour- bronnen te bepalen en de invloed richting de om- geving vast te stellen. De metingen waren een bevestiging dat de eerder aangehouden doorla- tendheden in orde van grootte goed waren geko- zen. De capaciteit van de retourbronnen tijdens de proef met een duur van enkele dagen was in lijn met de verwachting ca. 15 m3/uur. Opgemerkt wordt dat het overtollige bemalingswater tijdens de proef is geloosd op het nabij gelegen riool. Bemalingsontwerp De ongelijkvloerse kruisingen hebben een lengte van ruim 300 m. De breedte van Sportlaan is ruim 30 m, en Kronenburg en Zonnestein zijn smaller met ca. 23 m. Het bemalingsniveau verloopt met het ontgravingsniveau naar NAP -11 m (7 m verla- ging) in het midden van de ongelijkvloerse kruisin- gen. Het diepte punt van de bemaling is de waterkelder gelegen in het midden van de con- structie. Hiervoor was lokaal een bemaling tot NAP -15 m (11 m verlaging) benodigd. Door de diepe ligging van de waterkelder wordt bemalen in een open gegraven watervoerend pakket. De bemalingen zijn in de ontwerpfase gesimuleerd met het programma Modflow Groundwater Vistas. De bodemopbouw en geohydrologische parame- ters waren in eerste instantie gebaseerd op de openbare database Regis aangevuld met lokale er- varing. Na uitvoering van het aanvullend grondon- derzoek en de hierboven beschreven proeven is het bemalingsmodel aangescherpt. In de ontwerpfase is de gevoeligheid van een aantal variabelen afge- tast, zoals positionering van bronnen binnen en buiten de kuip, anisotropie en horizontale doorla- tendheid. Om Kronenburg en Zonnestein tijdens de zomerse buitendienststelling gelijktijdig droog te kunnen ontgraven was een debiet van 1300 m3/uur ge- prognotiseerd. Opgemerkt wordt dat de bemaling voor de waterkelder voorafgaand aan de buiten- dienststelling is uitgevoerd. Voor Sportlaan die in het najaar van 2019 is ontgraven werd een debiet van 700 m3/uur verwacht. Gezien de grote van de onttrekking is gekozen voor een zwaartekrachtbe- maling met deepwells. De deepwells zijn aangeslo- ten op een gesloten systeem om verstopping door de ijzeraanslag (o.a. hematiet) te minimaliseren. Een principe doorsnede van de bemaling bij Kro- nenburg en Zonnestein is weergegeven in figuur 2. Er is bewust gekozen om de deepwells aan de bui- tenzijde van de bouwkuip te plaatsen om een raak- vlak met het betonwerk te voorkomen, en het risico op beschadiging te beperken. Ter plaatse van de deepwells zijn de damwanden lokaal enkele me- ters opgetrokken om horizontale barrière werking te voorkomen. Het onttrokken bemalingswater is volledig in de omgeving geretourneerd. Voor Kronenburg en Zonnestein waren 111 retourbronnen aangebracht tot ca. NAP -50 m waarbij de onderste 20 m is ge- perforeerd. Uit retourproeven op een enkele bron is een retourcapaciteit van 15 m3/uur behaald. In het ontwerp is rekening gehouden met een retour- capaciteit van 12 m3/uur voor een streng van re- tourbronnen naast elkaar. De totale capaciteit van de retourvelden was conform verwachting 1332 m3/uur. Oorspronkelijk waren meer retourbronnen voorzien, echter door een raakvlak met nabijgele- gen bemalingsprojecten was het destijds niet mo- gelijk om op korte termijn een alternatieve retourlocatie te vinden. Vanuit het oogpunt van bedrijfszekerheid is een lozingsvoorziening opge- nomen naar de Amstel. Wanneer een retourstreng door bijvoorbeeld leidingbreuk uitvalt of minder gaat presteren kan deze tijdelijk buiten gebruik worden genomen. Voor Spor t laan zijn 81 retourbronnen aangebracht met vergelijkbare eigenschappen. Met een totaal verwachte capaciteit van 900 m3/uur. De 200 m3/uur overcapacititeit was noodzakelijk omdat op deze locatie geen lozingsvoorziening voorhan- den was. De capaciteit van de retourbronnen werd beperkt door de aanwezigheid van watergangen. Het retourneren van het bemalingswater verhoogt de stijghoogte onder de deklaag. Om opbarsten van de deklaag ter plaatse van de watergangen te SAMENVATTING 25 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Voor de ombouw van de Amstelveenlijn tot een hoogwaardige tramverbinding is voor de aanleg van de ongelijkvloerse kruisingen een spanningsbemaling met retourbemaling toegepast. Het betreft de bestaande haltes Kronenburg, Zonnestein en Sportlaan om de doorstroming van het verkeer te verbeteren. Dit artikel gaat nader in op het ontwerp en uitvoering van deze bemalingen Figuur 2 – Principe doorsnede Kronenburg en Zonnestein. voorkomen zijn in het ontwerp signaal- en inter- ventiewaarden vastgesteld. Tijdens de uitvoering is de stijghoogte onder de deklaag gemonitort met peilbuizen. In Figuur 3 geeft inzicht in de ver- wachte verlagingen en verhogingen ter plaatse van de bemaling bij Sportlaan. Daarnaast zijn in de ontwerpfase risicocontouren gedefinieerd waar freatische verlagingen werden verwacht buiten de natuurlijke fluctuatie. Als gevolg hiervan zouden zettingen op kunnen treden als gevolg van de bemaling. Uit analyse bleek dit grofweg om een zone van 50 m rondom de bouw- kuipen te gaan. De panden rondom de ongelijk- vloerse kruisingen zijn met name jaren 60 bebouw- ing op palen waarbij de uitbouw veelal op staal is gefundeerd. Uiteindelijk zijn alle panden binnen het invloedsgebied voorafgaand bouwkundig op- genomen en voorzien van hoogtemeetbouten. Daarnaast is in de ontwerpfase aandacht geweest voor het raakvlak met Gewi-palen, warmte- en koude opslagsystemen, een VOCl verontreiniging en ecologie. Het voert voor dit artikel te ver op alle punten nader in te gaan. Waarnemingen tijdens uitvoering Kronenburg en Zonnestein De bemaling van de ongelijkvloerse kruising Kronenburg is volgens plan verlopen. De beno- digde verlaging van ruim 10 m voor de waterkelder is behaald met een debiet van 400 m 3/uur. Hetzelfde geldt voor de bemaling van de verdiepte ligging om de moten droog te kunnen bouwen in de zomerse buitendienststelling (zie Figuur 4). Het stationaire debiet van de verdiepte ligging lag rond de 600 m3/uur. De freatische beïnvloeding was kleiner dan geprognostiseerd in het ontwerp. De gemeten zakking van belendende panden bleef beperkt tot enkele millimeters, ruim onder de vooraf gestelde grenswaarde van 5 mm uitgaande van panden in gemiddelde of goede bouwtechni- sche staat [Ref. 3]. Een belangrijk voordeel bij Kro- nenburg en Zonnestein was dat de naastgelegen bebouwing vooral hoogbouw en kantoorpanden betrof. Deze belendingen zijn op palen gefundeerd en niet bijzonder gevoelig voor maaiveldzettingen. De bemaling van de ongelijkvloerse kruising Zonnestein is niet geheel volgens plan verlopen. Bij het opstarten van de bemaling voor de waterkelder stagneerde de verlaging onder de deklaag op ca. 5 m boven het gewenste verlagingsniveau. Opvallend was dat na enkele dagen bemalen het debiet snel af nam, en de stijghoogte in het watervoerend weer op liep. Het bemalingswater kon niet worden afgevoerd, omdat de retourcapaciteit van de bron- nen snel terugliep. Bij het regenereren van de retourbronnen werd gasvorming geconstateerd. Na monstername zijn in het lab bij monsters afkom- stig van Zonnestein maar ook bij monsters van Sportlaan (toen nog niet in uitvoering) concen- traties tot 35 mg/l gemeten. Door de bemaling verlaagt de druk in het watervoerend pakket, waardoor het methaan oververzadigd raakt met gasvorming tot gevolg. De gasbelletjes gingen zich nestelen rondom de filteropeningen van de retour- bronnen waardoor de filters verstopt raakten zodat op een gegeven moment vrijwel geen bemalingswater geretourneerd kon worden. Op basis van de beschikbare informatie werden concentraties methaan verwacht tot maximaal 10 mg/l [Ref. 2]. Een dergelijke concentratie is niet bezwaarlijk, en leidt niet tot verstopping. Deze waarnemingen hebben geresulteerd in een aangepast bemalingsontwerp. Uitgangspunt hierin was het gedoogverzoek om het debiet grotendeels te mogen lozen op de Amstel middels de reeds aanlegde afvoervoorziening. Essentieel was dat de bemaling doorgang kon vinden in de zomer. Er was onvoldoende tijd beschikbaar om het bemalings- systeem om te bouwen naar een drukretour- systeem. Ontgassen van het bemalingswater was in verband met andere ongewenste hydrochemi- sche evenwicht verschuivingen die voor verstop- ping zorgen en het grote debiet geen economische optie. Kort voor de zomerse buitendienststelling werd het gedoogverzoek geaccepteerd, mits voldaan werd aan een aantal lozingseisen ten aanzien van waterkwaliteit. Door het bemalingswater niet meer te retourneren werden grotere verlagingscontouren in het water- voerende pakket verwacht. De freatische peil- buizen in de omgeving lieten geen grotere verla- ging zien dan reeds was voorzien in het ontwerp. De freatische verlagingen die werden gemeten waren met name toe te schrijven aan de droge zomer. Dit was een bevestiging dat onderaf- dichting door met name het basisveen nagenoeg waterdicht was. De metingen aan belendende panden lieten nauwelijks zakking zien, de maxi- maal gemeten waarde was 3 mm. Deze waarde lag onder de gestelde grenswaarde van 5 mm uitgaande van panden in gemiddelde of goede bouwtechnische staat [Ref. 3]. Aanpassing druk-retoursysteem Vo o r a fg a a n d a a n d e b e m a l i n g v a n S p o r t l a a n i s d e retourbemaling omgebouwd van een zwaarte- krachtbemaling naar een druk-retoursysteem. Het principe van het systeem is door de druk in het leidingsysteem op te voeren tot boven de ont- gassingsdruk. Dat betekent dat de gasbelletjes die in onderin de pomp ontstaan (i.e. locatie waar de druk het laagst heerst) opnieuw in oplossing worden gebracht door de druk in het leiding- systeem op te voeren. Door middel van metingen en een gasdrukberekening (op basis van de wet van Henry) bleek een overdruk van 1,3 bar benodigd te zijn. De pompen zijn hiervoor aangepast, er zijn mechanische overdrukventielen toegepast in plaats van overloopstaanders. De retourbronnen nabij bebouwing zijn voorzien van manometers om ongewenste drukopbouw vroegtijdig te signaleren. Dit systeem is enkele weken positief getest op 12 retourbronnen bij het retourveld naast de Saskia van Uylenburgweg (retourveld van Kronenburg en Zonnestein), en is uiteindelijk 1 op 1 doorgezet naar Sportlaan. 26 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 3 – Geprognostiseerde verlagingen en verhogingen bemaling Sportlaan, 27 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Waarnemingen tijdens uitvoering Sportlaan In het najaar van 2019 is de bemaling van de ongelijkvloerse kruising Sportlaan opgestart. Als eerste stond de bouw van de waterkelder op de planning. Hiervoor was een verlaging van bijna 11 m tot NAP -15,5 m benodigd. Al snel bleek dat deze verlaging niet werd gehaald met het huidige bemalingssysteem. Bij een verlaging van NAP -14 m in de waterkelder werd destijds een debiet ge- meten van ca. 900 m 3/uur. Een waarde die flink hoger was dan de geprognosticeerde 700 m 3/uur. Afgezien van de beperkingen in de watervergun- ning ten aanzien van het onttrekkingsdebiet werd de verhoging rondom het zuidelijke retourveld kritisch. Het verder opvoeren van de bemaling zou resulteren in het opbarsten van de deklaag ter plaatse van nabijgelegen watergangen met toe- stroom van zoute kwel tot gevolg. Alle bemalings- capaciteit was volledig benut. In tegenstelling tot Kronenburg en Zonnestein was bij Sportlaan geen escape mogelijkheid via een lozingsvoorziening. Binnen het projectteam is om deze reden besloten om de bemaling te reduceren naar een niveau die voldoende is om de mootvloeren droog aan te kunnen leggen. Voor de waterkelder is ervoor gekozen om terug te vallen op het initiële ont- werp met onderwaterbeton. Om de herkomst van het onttrokken bemalings- water beter te kunnen achterhalen zijn diverse peilbuizen geplaatst op verschillende niveaus in de omgeving rondom ongelijkvloerse kruising Sportlaan. De peilbuizen in het freatische pakket lieten wederom geen noemenswaardige verlaging zien als gevolg van de spanningsbemaling. Het verloop van de freatische grondwaterstand wordt met name beïnvloed door neerslag en evapo- transpiratie. In de watervoerende zandlagen was het invloedsgebied veel groter. Met name de formatie van Kreftenheye (lopend van NAP -17 tot -26 m) waarin werd bemalen bleek een stuk grover te zijn. Om verlagingen die gemeten waren in de peilbuizen en het debiet goed te kunnen matchen in het rekenmodel is de parameterwaarde van de horizontale doorlatendheid vergroot met een factor 1,5 en de verticale doorlatendheid is constant gehouden. De uitgevoerde pompproef bij Sportlaan gaf inzicht in de hydrologische parameters die binnen het bereik van de schaalgrootte van de proef lagen. Voor de bemaling bleken die parameter- waarden niet maatgevend. De pompretourproef die qua schaalgrootte wel vergelijkbaar was met de uiteindelijke bemaling, was uitgevoerd bij Kronenburg. Destijds werd aangenomen dat de bodemopbouw tussen de verschillende ongelijk- vloerse kruisingen voldoende vergelijkbaar was, aangezien de locaties hemelsbreed slechts 2 km uit elkaar liggen. In vergelijking tot om- gevingsprojecten waren de gekozen doorlatend- heden ook niet te rooskleurig ingeschat. Achteraf blijkt dat de precieze loca tie in Amstelveen sterk bepalend is voor het te verwachten onttrekkings- debiet. Discussie en aanbevelingen De bemalingen die benodigd waren voor de aan- leg van de ongelijkvloerse kruisingen van de Amstelveenlijn zijn uiteindelijk succesvol uit- gevoerd. De bemalingen hadden een verhoogd risicoprofiel doordat er in of nabij gestuwde afzettingen werd onttrokken. De vertaalslag van pompproeven naar een ‘full scale’ bemaling was daardoor niet eenvoudig. Belangrijk is om goed na te denken over de onder- zoeksvragen die beantwoord moeten worden tijdens een proef. Gaat het primair om het bepa- len van de geohydrologische parameters van een specifieke laag of de bedrijfszekerheid van een bemalingsinstallatie op de lange termijn. Het advies voor grote bemalingsprojecten is om voldoende budget mee te nemen voor locatie specifieke pompproeven van een vergelijkbare schaalgrootte die de werkelijke situatie zo goed als mogelijk nabootsen. Voor de Amstelveenlijn zou het methaangas eerder in beeld zijn geweest als een dergelijke proef bij Zonnestein of Sport- laan was uitgevoerd, en had de bemalingsinstal- latie in een vroeg stadium erop aangepast kunnen worden. In de basis is het goed om de bemalingsinstallatie robuust te ontwerpen met terugvalopties. Echter naarmate de bemaling groter wordt is de ruimte om robuuster te bemalen dan het bemalings- ontwerp kleiner. In veel gevallen wordt de inpas- baarheid in de omgeving een probleem door het grote aantal retourbronnen en de grootte van het leidingwerk. Belangrijk is om alle faalfactoren vroegtijdig in beeld te hebben, want extra retour- capaciteit had het probleem met de gasvorming niet opgelost. Omgevingseffecten die met het grondwater- model zijn voorspeld waren groter ingeschat dan werkelijk opgetreden. Vooraf was de zorg dat het bevoegd gezag de berekeningen niet voorzichtig genoeg zou vinden. Opvallend bij dit project was dat de bemalingsactiviteiten niet altijd te realiseren waren en dat de omgevingseffecten juist minder waren dan verwacht. In de ontwerpfase werd het grootste risico gezien het beheersen van de omgevingsbeïnvloeding, en minder in het beheer- sen van het gewenste verlagingsniveau. Een ander aspect is dat de focus vaak ligt bij de onttrekking, terwijl de afvoercapaciteit minstens zo belangrijk is. Zeker als het systeem op 100% retourbemaling wordt ontworpen. Het uitvoeren van retourproeven ter verificatie van gemaakte aannamen is gewenst. Daarnaast dient de voor- bereiding van een retourbemaling in binnen- stedelijk gebied (i.e. vergunningen, raakvlakken met kabels en leidingen, wegkruisingen) niet onderschat te worden. Referenties [1] www.Amstelveenlijn.nl [2] H2O “Methaan in ondiep Nederlands grond- water: verbinding met de diepe ondergrond?”, 17 september 2015 [3] SBR rapport “Leidraad voor het onderzoek naar de invloed van een grondwaterstandsdaling op de bebouwing”, 1998. ! Figuur 4 – Droog ontgraven bouwkuip Kronenburg tijdens 6-weekse zomer buitendienststelling. Inleiding Positief nieuws hebben we vanuit de Nederlandse Geotextiel Organisatie (NGO): het bestuur wordt versterkt met maar liefst drie nieuwe bestuurs- leden. Dit is een mooie aanleiding voor het bestuur om zich nader aan u voor te stellen. In dit artikel wordt daarnaast ingegaan op de doelstellingen van de NGO en de strategie voor de komende jaren. We blijven graag de drijvende kracht voor de juiste en verantwoorde toepassing van geokunststoffen in het werkveld van de grond-, weg- en waterbouw. Wat zijn geokunststoffen? Geokunststoffen zijn hoogwaardige bouwmate- rialen, bijvoorbeeld weefsels of vliezen (geotex- tielen), maar ook andere materialen als geogrids (grondwapening), erosiematten, drainagematten, verticale drains, folieconstructies (afdichting) en lichtgewicht EPS. Met het gebruik van deze hoogwaardige geosynthetische bouwmaterialen kunnen in veel gevallen bouwconstructies beter, efficiënter, milieuvriendelijker, duurzamer en/of goedkoper worden uitgevoerd (Wallbaum et al., 2014). Vakblad Geokunst Het vakblad Geokunst is het officiële magazine van de NGO. Het blad is opgenomen als katern in het onafhankelijke vakblad Geotechniek. Vanaf juni 2020 heeft Rijk Gerritsen vanuit het NGO bestuur het eindredacteurschap vol enthousiasme op zich genomen. Met het doorschuiven naar deze functie is voor de zomervakantie de behoefte ontstaan voor versterking op andere onderdelen van het NGO-bestuur. Nieuwe bestuursleden Meerdere leden hebben hun belangstelling laten blijken om toe te treden tot het NGO-bestuur. Door de grote belangstelling zijn er serieuze gesprekken gevoerd met meerdere kandidaten. Op basis van deze gesprekken hebben we positief nieuws: het bestuur wordt versterkt met maar liefst drie nieuwe bestuursleden! Joris van de Berg wordt programmacoördinator voor de activiteiten, Iljo Fluit penningmeester en Leo Kuljanski kennis- coördinator nationaal en internationaal. Op de algemene ledenvergadering 19 november 2020 zijn de kandidaat-bestuursleden officieel voor- gedragen aan de leden. We zijn zeer blij met deze nieuwe enthousiaste bestuursleden. Door het toetreden van de nieuwe bestuursleden wordt de slagkracht van het bestuur vergroot en kunnen frisse ideeën voor de toekomst nader worden uitgewerkt. Afscheid penningmeester Met zoveel belangstelling om toe te treden tot het bestuur, heeft Milan Dus ˘k ov aangegeven dit een mooi moment te vinden om zijn bestuursfunctie van penningmeester beschikbaar te stellen. Milan heeft sinds 2001 verschillende functies in het NGO-bestuur gehad. We willen Milan enorm bedanken voor zijn inzet in het bestuur over de lange periode van maar liefst 19 jaar! Wat doet de NGO? De NGO heeft als doel het bevorderen van kennis en een verantwoorde toepassing van geotextielen en geokunststoffen in Nederland. De NGO is een vereniging die openstaat voor kennisinstellingen, overheidsinstanties, aannemers, ingenieursbureaus, inspectiebedrijven, certificatie-instellingen, labo- ratoria, leveranciers en producenten met hun werkveld in Nederland. Het bevorderen van de uitwisseling van kennis tussen leden en het uitdragen van deze kennis naar het werkveld wordt gedaan door bij te dragen aan publicaties, lezingen, work- shops en congressen. Verder worden studie- en werkgroepen ingesteld of vindt er coördinatie plaats op het gebied van normering (NEN, ISO). Hiernaast wordt er contact onderhouden met andere belanghebbende organisaties, zowel nationaal als internationaal. De NGO is hierbij de formele Nederlandse afdeling van de IGS (International Geosynthetics Society). De IGS organiseert elke vier jaar een groot internationaal wereldcongres op het gebied van geokunststoffen. Met inter- vallen hiertussen wordt elke vier jaar een Europees congres georganiseerd. Het eerstvolgende congres is het Eurogeo7 congres in Warschau, Polen. Dit is het 7 eEuropese congres op het gebied van geokunststoffen, gepland op 16-19 mei 2021. Van 18-22 september 2022 is in Rome het 12 e wereld congres van de IGS: 12ICG (International Rijk Gerritsen Erik Kwast Suzanne van Eekelen Iljo Fluit Leo Kuljanski 48 GEOKUNST NGO : SAMENWERKEN DOOR KENNISDELING DECEMBER 2020 Foto 1 – Bestuur Nederlandse Geotextiel Organisatie. V.l.n.r. : Milan Dus ˘k ov (scheidend penningmeester), Joop Groenveld (technisch secretaris), Leo Kuljanski (kenniscoördinator), Suzanne van Eekelen (secretaris), Erik Kwast (voorzitter), Iljo Fluit (penningmeester), Rijk Gerritsen (eindredacteur Geokunst), Joris van den Berg (programmacoördinator). Joris van den Berg Conference on Geosynthetics). De deadline voor abstracts voor dit congres is gesteld op 31 januari 2021, dus vrij binnenkort. Noteer deze data alvast in je agenda. Visie en ambitie Uitwisseling van kennis tussen leden en het uit- dragen van deze kennis naar het werkveld wordt bevorderd door velerlei activiteiten te organiseren. – Project-excursies met lezingen: het bezoeken van een project in uitvoering waar geokunststof- fen worden toegepast. De afgelopen jaren zijn bijvoorbeeld het Prinses Ariane Windpark (kraan- opstelplaatsen) en de Beatrixsluizen in Nieuwe- gein bezocht. – Creatieve sessies: inspirerende studiedagen op één specifiek onderwerp, met lezingen (theorie), proeven (praktijk) en uitwerking van een casus in groepjes. Onderwerpen waren bijvoorbeeld aardbevingsbestendigheid (locatie Harderwijk), erosiebescherming (locatie op het strand van Den Haag) en afdichtingen met geokunststoffen (locatie Art Centre, Deltares in Delft). – Lezingenmiddagen op het gebied van geokunst- stoffen in combinatie met een NGO algemene le- denvergadering. Recente onderwerpen waren geokunststoffen en het milieu (opgave klimaat- neutraal bouwen, circulariteit en duurzaamheid), oplossingen ter voorkoming van kusterosie, en een lezing met rondleiding op het geotech- nisch/hydraulisch laboratorium (stroomgoten) bij Deltares. – Specifieke lezingenmiddagen in samenwerking met opdrachtgevers. Afgelopen jaar is een suc- cesvolle lezingenmiddag georganiseerd voor de toepassing van geokunststoffen bij wegen en spoorwegen in samenwerking met Rijkswater- staat en ProRail. – Het vakblad Geokunst met vier uitgaven per jaar en eventueel een aanvullende speciale uitgave bij congressen. – Verzorgen van verschillende gastcolleges op het gebied van geokunststoffen op de TU Delft. Gezien het overlappende werkveld met civiele techniek organiseert de NGO veel van de boven- staande activiteiten in afstemming met de vak- afdelingen Geotechniek, Bouw- en Waterbouw- kunde, en Tunneltechniek en Ondergrondse Werken van ingenieursvereniging KIVI. Ter invulling van onze activiteiten zijn we altijd op zoek naar interessante projecten of ontwikkelingen op het gebied van geokunststoffen. Een goed idee of voorstel? Stuur ons een email of d eel het via ons digitaal platform op LinkedIn. Meedoen en lid worden? Op basis van het bovenstaande zijn jullie vast enthousiast geworden. Jullie kunnen ons volgen op LinkedIn onder de naam NGO Nederlandse Geotextiel Organisatie. Wil je eens (vrijblijvend) deelnemen aan één van de activiteiten? Dat kan door een mailtje te sturen naar het secretariaat (joop.groenveld@ngo.nl ). Nadere informatie over geokunststoffen en een overzicht van activiteiten met downloads zijn te vinden op onze website http://ngo.nl/. Samen komen we verder! #wedoenmee. Bronnen – Wallbaum, H., Büsser, S., Itten, R., Frischknecht, R., 2014. Environmental benefits by using con struc- tion methods with geosynthetics, in: Proceedings van 10e International Conference Geosynthetics (10ICG), Berlijn, Duitsland. ! 49 GEOKUNST DECEMBER 2020 Overzicht NGO-bestuur Erik Kwast Kwast Consult Voorzitter Directeur-eigenaar Suzanne van Eekelen Deltares, Expert onderzoeker Secretaris en adviseur geo-engineering Rijk Gerritsen Enka Solutions Eindredacteur Geokunst Application manager hydraulic and civil engineering Joris van den Berg Huesker Synthetic B.V. Programmacoördinator (activiteiten) Managing Director Iljo Fluit Quality Services (QS) Penningmeester Managing Director QS Inspection Leo Kuljanski Te n s a r I n t e r n a t i o n a l Ke n n i s c o ö r d i n a t o r n a t i o n a a l / Senior Design Engineer internationaal Joop Groenveld Zelfstandig ondernemer Technisch secretaris en boekhouding Foto 2 – Creatieve sessie in juni 2019: inspirerende studiedag over erosiebescherming en het uitvoeren van proeven, locatie strand Den H aag. Inleiding Axiaal belaste open buispalen kunnen bezwijken op twee fundamenteel verschillende manieren, met of zonder plugvorming. De factoren die de plug- vorming bepalen zijn algemeen nog niet zo goed gekend en beschreven. In dit artikel wordt eerst een kort overzicht gegeven van de verschillende mechanismen die de plug- vorming beïnvloeden. Vervolgens wordt een theo- retisch model opgesteld om het zettingsgedrag van open buispalen van grote diameter te voorspellen. Dit model wordt dan gebruikt om een voorspelling te maken van het zettingsgedrag van de open buispalen van de tweede Scheldebrug in Temse. Problematiek Naargelang de installatie-effecten kunnen funde- ringspalen opgedeeld worden in twee grote groe pen. Enerzijds zijn er de palen met grondverdringing, anderzijds de palen zonder grondverdringing. De palen worden in dit geval ingedeeld naargelang de mate van grondverstoring tijdens de installatie. De open buispalen kunnen niet zonder meer inge- deeld worden in één van deze twee groepen, aan- gezien grond de buis binnenkomt tijdens de installatie. Men zou de open buispalen onder een aparte categorie kunnen plaatsen: de small displa- cement piles [1]. Niet alleen de installatie-effecten zijn fundamen- teel verschillend, ook de bijdragen tot het draag- vermogen wijken af van de andere paaltypes. Een specifiek aspect betreft de mogelijkheid tot propvorming onderaan de buispaal, waarbij typisch twee gevallen worden onderscheiden [8]: situatie met propvorming waarbij de puntweerstand wordt beschouwd over de volledige cirkelvormige door- snede van de buis, en situatie zonder propvorming waarbij gerekend wordt op wrijving aan de binnen- zijde van de buis gecombineerd met de puntweer- stand over de staalsectie van de buis. De grondplug in de buispaal is dus essentieel in de berekening van het draagvermogen van een open buispaal. Het ultieme draagvermogen van de buispaal op zich is belangrijk, maar voor hoofdzakelijk axiaal belaste open buispalen van grote diameter is de gebruiks- grenstoestand (zettingsgedrag) vaak een meer beslissend criterium dan de uiterste grenstoestand. Daarom is het aangewezen om over een reken- model te beschikken dat de ontwikkeling van het draagvermogen in functie van de verplaatsing kan voorspellen. Bepalende factoren voor de grond- mechanische capaciteit van de plug Een uitgebreide literatuurstudie [2] toonde aan dat de capaciteit van de plug door veel factoren beïnvloed wordt. De installatie-effecten hebben een belangrijk effect op het draagvermogen van de plug. Er kan zich een (gedeeltelijke) plug vormen tijdens de installatie, met als resultaat een ver- hoogde stijfheid van de ondergrond. Daarnaast wordt ook de grond in de plug zelf verdicht, waar- door de plug in zekere mate wordt opgespannen in de buis. Zoals werd aangetoond in [14] is de mate van opspanning sterk afhankelijk van de installatiemethode (heien of trillen). Al deze instal- latie-effecten kunnen voor een stuk gekarakteri- seerd worden aan de hand van de IFR (Incremental Filling Ratio (figuur 1). Een IFR van 100% betekent dat geen plugvorming optreedt tijdens het inbrengen van de paal, terwijl een IFR van 0% zou betekenen dat de paal zich als een gesloten paal gedraagt bij de installatie. Hierop wordt dieper ingegaan in volgende paragraaf. IFR = !L x 100% __ !D Daarnaast wordt de capaciteit van de plug tijdens statische axiale belasting in belangrijke mate bepaald door de samendrukking van de plug, de relatieve dichtheid, gewelfwerking, de wrijvings- hoek tussen het plugmateriaal en de paalwand en de mate van overconsolidatie. Invloed van de diameter Vo lgens verschillende auteurs (zie o.a. [3] en [4]) is de IFR voor open buispalen van grote diameter ongeveer 100%, wat betekent dat geen plug- vorming optreedt tijdens het installeren van de paal. Dit wordt bevestigd in de database van [5] en wordt eveneens op numerieke wijze aangetoond in [6]. Aangezien geen plug wordt gevormd tijdens het inbrengen van de paal, is het weinig waarschijn- lijk dat de stijfheid van de ondergrond onder de paalaanzet toeneemt door de installatie van de paal. Anderzijds wordt de grond in de buis dan ook niet verdicht tijdens de installatie, dus kan men veronderstellen dat de grond aan de binnenkant van de buis zich vlak na de installatie op dezelfde manier gedraagt als de grond buiten de buis. Hierbij wordt dus abstractie gemaakt van het feit dat een belangrijke opspanning kan optreden bij heiend installeren van de buis. Vo lgens [7] neemt de gewelfwerking af naarmate de diameter van de paal toeneemt. Men kan dus redelijkerwijs veronderstellen dat geen gewelf- werking optreedt in de grondplug van open buis- palen van grote diameter. De gronddruk tegen de paalwand wordt dan enkel bepaald door de originele gronddruk na de installatie van de paal en het poisson-effect tijdens de samendrukking van de plug. Beschikbare methodes voor de berekening van R plug In de literatuur zijn verschillende methodes te vinden voor de berekening van het draagvermogen Rplug van de plug (zowel op theoretische als empi- rische basis). Een overzicht is te vinden in [2]. In Vlaanderen (België) wordt vaak Eurocode 7 in combinatie met de richtlijnen uit [8] toegepast voor de berekening van het draagvermogen van open buispalen. Ook in het CUR-rapport 2001-8 [9] worden formules voorgesteld voor de berekening van het draagvermogen van open buispalen. Beide publicaties geven enkel richtlijnen voor het bereke- nen van het draagvermogen in de bezwijktoestand. Om toch een idee te hebben van het last-zakkings- 18 GEOTECHNIEK TOEPASSING VAN EEN NIEUW LAST-ZAKKINGSMODEL VOOR OPEN BUISPALEN DECEMBER 2020 ir. Filip MortelmansTe c h n i s c h Co o r d i n a t o rPorts & WaterwaysTr a c t e b e l prof. dr. ir. Herman PeifferUniversiteit GentLaboratorium GeotechniekBelgië Figuur 1 – Aanduiding IFR (Incremental Filling Ratio), uit [3]. 19 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 SAMENVATTING Axiaal belaste open buispalen van grote diameter hebben typisch een zeer groot draagvermogen. Om dit draagvermogen te ontwikkelen zijn echter vrij grote verplaatsingen nodig. Hierbij spelen de grondplug binnenin de buispaal en een mogelijke betonvulling een belangrijke rol. In dit artikel wordt een theoretisch model opgesteld om het last-zakkingsgedrag van open buispalen van grote diameter te voorspellen. Dit model wordt vervolgens gebruikt om een voorspelling te maken van het zettingsgedrag van de open buispalen van de tweede Scheldebrug in Temse. gedrag wordt in het CUR-document aangeraden om de formules te combineren met de methode uit de toenmalige NEN !6743 voor gesloten, grondver- dringende palen (deze norm is op heden vervangen door de NEN9997-1:2016 [10]). Hierbij wordt opgemerkt dat de bekomen resultaten aan de optimistische kant zijn, aangezien geen rekening wordt gehouden met de indrukking van de plug. Opstellen van het rekenmodel Er wordt een eindig differentiemodel opgesteld van de volledige paal, waarbij de interactie tussen de grond en de buispaal gemodelleerd wordt door middel van hyperbolische transferfuncties volgens Fleming [11]. Het niet-lineaire gedrag van de grond wordt dus in aanmerking genomen in de berekeningen. Bovendien hebben de hyperboli- sche transferfuncties het numerieke voordeel dat ze een continue functie vormen en als input slechts 1 parameter vereisen, de conusweerstand q cuit een sondering genomen voor het inbrengen van de buispaal. SCHACHTWRIJVING R SO Voor de schachtwrijving aan de buitenkant kan de transferfunctie zoals voorgesteld door Fleming gebruikt worden. De flexibiliteitsfactor M sis gebaseerd op de statistische analyse in [12] en varieert tussen 0,001 en 0,002, de maximale schachtwrijving R so,ult wordt berekend met de regels voor open buispalen in [8] (R so,ult =!Apaal- wand "s#*!qc, met installatiefactor !"s= 0,60 en #* een empirische factor die de verhouding aangeeft tussen de eenheidswrijvingsweerstand en de co- nusweerstand volgens de grondsoort). Rso = s ________ Ks+ s/Rso,ult Bovenstaande formule geeft de ontwikkelde schachtwrijving R so op een bepaalde diepte in functie van de maximale schachtwrijving R so,ult en de relatieve verplaatsing s tussen paal en grond op de beschouwde diepte. Hierin is de stijfheids- factor K sgelijk aan M sD/R so,ult , met M szoals hier- boven gedefinieerd en D de diameter van de paal. RINGVORMIGE PAALPUNT R ANN Voor de weerstand onder de ringvormige paalpunt wordt de transferfunctie voor het puntdraag- vermogen aangepast om rekening te houden met de specifieke vorm van de paalpunt. Gebaseerd op de bevindingen van verschillende auteurs wordt het maximale eenheidsdraagvermogen q ann,ult gelijk genomen aan q c, de gemiddelde conusweer- stand 1.5D boven en onder de paalpunt. Uitein- delijk resulteert dit in de transferfunctie: Rann = s _________ Kb+ s/Rann,ult Bovenstaande formule geeft het ontwikkelde puntdraagvermogen R ann in functie van het maxi- male puntdraagvermogen R ann,ult en de relatieve verplaatsing s tussen paalpunt en grond. Hierin wordt de stijfheidsfactor K bvolgens [2] berekend als 0,75/E bD met D de diameter van de paal. De modulus van de grond E bonder de paalpunt kan gelijk genomen worden aan 15 tot 20 , de modulus voor geheide gesloten palen in niet-cohesieve gronden [13]. INWENDIGE WRIJVING R SI Als basisuitgangspunt wordt verondersteld dat de grond aan de binnenkant van de buis zich vlak na de installatie op dezelfde manier gedraagt als de grond buiten de buis (zie ook paragraaf 4). Dus kan bij het allereerste begin van belasten de transferfunctie zoals voor de uitwendige wrijving gebruikt worden. Naarmate de belasting toe- neemt wordt de plug samengedrukt, de radiale uitzetting van de plug wordt echter verhinderd door de paalwand. De plug wordt als het ware ingeklemd in de buis en de contactspanning tussen buis en plug neemt toe. De inwendige wrijving is dus een functie van de toename in verticale effectieve spanning !$’v. Dit klemeffect wordt in rekening gebracht door de originele transfer- functie te vermenigvuldigen met een factor (met $’r0de originele contactspanning tussen grond en paal, en %de coëfficiënt van Poisson van de grond): 1 + !$ ’% % ___ ____ $’r0 1 – % Dit resulteert in een spanningsafhankelijke hyper- bolische transferfunctie voor de inwendige wrij- ving. WEERSTAND VAN DE GROND ONDER DE GRONDPLUG R B Hier wordt de transferfunctie voorgesteld door Fleming gebruikt, in combinatie met de regels in [8] voor de berekening van R b,ult voor open buis- palen met propvorming (maximaal draagvermogen bij vervorming gelijk aan 10% van de paaldiame- ter). Zoals aangegeven hierboven wordt veronder- steld dat de ondergrond slechts beperkt wordt beïnvloed door de installatie van de paal (geen plugvorming tijdens installatie). Voor de bereke- ning van de stijfheidsfactor K bwordt daarom voor- gesteld om uit te gaan van de correlatie voor in de grond gevormde palen in niet-cohesieve grond zoals voorgesteld in [12], dus K b= 0.60/E bD, met Eb= 10q c. Het rekenmodel De verschillende bijdragen tot het draagvermogen worden dan samengebracht in een eindig differen- tiemodel van de volledige buispaal (figuur 2). Voor elke moot worden 2 transferfuncties gedefinieerd (wrijving aan de binnen- en buitenkant). De schuif- krachten per moot worden geconcentreerd in een knoop in het midden van de beschouwde moot. De nummering van de knopen is dezelfde als voor de moten. Op de onderkant van de onderste moot werkt ook de transferfunctie voor het draagvermogen van de ringvormige paalpunt. Elke transferfunctie levert de gemobiliseerde kracht in functie van de verplaatsing. Het is dus noodzakelijk om de verplaatsing ter hoogte van elke moot te kennen. Om de mathematische bena- dering eenvoudig te houden, wordt niet gepro- beerd om het probleem volledig analytisch op te lossen. Er wordt telkens een verplaatsing aan de basis opgelegd (dus onderaan de onderste moot), Figuur 2 – Schematisatie van het draagvermogen van een open buispaal. en vervolgens wordt van onder naar boven gewerkt (naar de bovenste moot). Op die manier worden voor verschillende verplaatsingen s baan de basis telkens de kracht aan de basis en alle schuifkrach- ten en de elastische verkorting per moot berekend. Door dit voor voldoende waarden van s bte doen, kunnen grafieken worden opgesteld voor de ver- schillende krachtcomponenten, waaruit door inter- polatie de krachtswerkingen voor elke gewenste verplaatsing s bkunnen berekend worden. Het ontwikkeld draagvermogen van de plug zelf (Rplug ) wordt dan gevonden als de som van de in- wendige schuifspanningen over de actieve lengte La(groen aangeduid in figuur 3). Rplug is echter niet eenvoudig te berekenen aan- gezien elke verplaatsing van de paalpunt s bver- taald wordt in een indrukking van de ondergrond s o en een indrukking van de plug s p. Deze indrukkin- gen veroorzaken schuifspanningen in de plug die werken over een lengte L a(met als resultante R plug ) en een kracht Rb door de indrukking van de onder- grond (figuur 4). Het krachtenevenwicht vereist dan dat R plug en R bmet elkaar in evenwicht zijn. Een oplossing voor de kracht R ben de verdeling van de schuifspanningen wordt dan gevonden door het uitdrukken van de compatibiliteitsvoorwaarden met betrekking tot verplaatsing en kracht. Een van de voordelen van het opgestelde rekenmo- del is dat men expliciet kan rekening houden met het effect van een betonvulling in de buispaal. In dit geval is de indrukking van de plug kleiner en wordt een deel van de kracht R brechtstreeks doorge- geven aan het beton (aangeduid door de kracht R c in figuur 3). Uiteindelijk zijn er dus drie mogelijke evenwichts- toestanden, zoals afgebeeld in figuur 3. De wiskundige vertaling van de mogelijke oplos- singsgevallen in figuur 3 is als volgt. Voor de vast- gelegde waarde van s owordt de verdeling van de schuifspanning berekend. Ook de verplaatsingen van de verschillende moten wordt bepaald. Indien er een betonvulling aanwezig is, en de kracht R b groot genoeg is, wordt ook de kracht op het beton berekend. Met een bepaalde waarde van de verplaatsing van de paalpunt (s b) correspondeert een unieke verde- ling van de verplaatsingen s pen s o, waarbij het krachtenevenwicht gerespecteerd wordt. Zoals eerder gesteld zijn er 2 gevallen te onderscheiden voor de verdeling van de krachten, en in één van die gevallen situeert zich de oplossing. Door ver- schillende waarden van so in te vullen voor een vastgelegde waarde van s b, wordt deze oplossing uiteindelijk gevonden. GEVAL 1: De kracht R bwordt volledig afgebouwd door de schuifspanningen voordat het beton bereikt wordt. Indien de oplossing zich in dit geval situeert, zal de schuifspanningsverdeling (groen gearceerde oppervlakte in figuur 3) horend bij een bepaalde waarde van s ogelijk zijn aan de kracht R b. Deze oplossing kan voorkomen in beide gevallen (met en zonder betonvulling). GEVAL 2: Er wordt een deel van de kracht R brechtstreeks overgedragen op het beton (R c). Als de oplossing correspondeert met dit geval, dan zal voor een bepaalde waarde van s oeen actieve lengte L agelijk aan L’ gevonden worden (figuur 3). Dit vertaalt zich in het feit dat geval 1 niet wordt opgespoord (dus geen so waarvoor geldt dat het krachtenevenwicht gerespecteerd wordt en tegelijk L a< L’). Het ver- schil tussen de som van de schuifspanningen en de kracht R bhorend bij deze s o, is precies de kracht op het beton R c. To e p a s s i n g : d e t w e e d e Scheldebrug in Temse Al decennia lang vormt de brug over de Schelde 20 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 3 – Evenwichtstoestanden voor het plugdraagvermogen (groene schuifspanningen). Figuur 6 – CPT-grafiek t.p.v. buispaal tweede Scheldebrug in Temse. Figuur 4 – Krachten- evenwicht voor de berekening van R plug . Figuur 5 – Tweede Scheldebrug in Temsea. in Temse een flessenhals voor het verkeer op de nationale weg N16, met heel wat fileleed tot gevolg, daarom werd beslist de bestaande brug te ontdubbelen. De brug telt 8 overspanningen, waar- van 7 vaste en 1 beweegbare, en heeft een totale lengte van ongeveer 373 meter. De zogenaamde tweede Scheldebrug in Temse (figuur 5) is gefun- deerd op open buispalen van grote diameter. Deze buispalen hebben een buitendiameter van 1,62 tot 2,02 meter. In dit artikel wordt het draagvermogen van één van deze buispalen besproken, in het bijzonder de buispaal diameter 2020mm ter plaatse van pijler 5. Deze paal is ongeveer in het midden van de brug gelegen en wordt geheid van op een ponton in de Schelde. De bodem bevindt zich ongeveer op -8mTAW en de paal is aangezet op -21mTAW, in de matig tot dichtgepakte zandlaag. In figuur 6 is een sondeergrafiek te zien ter plekke van de paal. De indeling van de verschillende grondlagen is samengevat in tabel 1. Na de installatie van de buis- paal wordt een deel van de grondplug verwijderd (tot en met de zandhoudende klei) en vervangen door een betonvulling. Uiteindelijk blijft slechts een tweetal meter grond over in de buis. DE BEZWIJKTOESTAND Het ultieme draagvermogen wordt berekend op drie manieren: - de (Belgische) regels uit EC7 [8], waarbij onder- scheid gemaakt wordt tussen de pluggende en de niet-pluggende paal; - de methode uit de CUR 2001-8 [9]; - het nieuwe rekenmodel zoals hoger beschreven (met en zonder betonprop), waarbij het last-zak- kingsdiagram wordt bekeken bij een vervorming van 10% van de paaldiameter. Zoals gebruikelijk is, werd een opsplitsing gemaakt tussen het draagvermogen van de schacht en van de paalpunt. Om een vergelijking mogelijk te maken worden de ultieme waarden getoond (geen toepassing van correlatiefactoren &en veiligheids- factoren '). De drie rekenmethodes voorspellen ongeveer hetzelfde maximale schachtdraagver- mogen (figuur 7), voor het draagvermogen aan de punt liggen de resultaten meer uiteen. Uit de berekening met het nieuwe rekenmodel blijkt duidelijk het effect van de betonvulling op het ultieme basisdraagvermogen. Voor de buispaal in Temse is het basisdraagvermogen bij een ver- vorming van 10% van de paaldiameter 23% groter indien een betonvulling aanwezig is. Door de betonvulling is de lengte van de grondplug veel kleiner, waardoor deze minder ingedrukt wordt en een deel van de belasting rechtstreeks op de (onbeweeglijke) betonplug wordt overgedragen. HET ZETTINGSGEDRAG Ver vo l g e n s w o rd t h e t l a s t - z a k k i n g s d i a g r a m b e re - kend met de methode uit de CUR !2001-8 (in combinatie met de Nederlandse norm NEN !9997-1), alsook met het eigen rekenmodel (met en zonder betonvulling). De resultaten zijn samen-gevat in figuur 8. Uit de figuur blijkt duidelijk het effect van de indrukking van de grondplug. De curves berekend met het nieuwe rekenmodel hebben een meer geknikt verloop in plaats van de hyperboli- sche vorm die men zou kunnen verwachten voor de ontwikkeling van het basisdraagvermogen. Dit komt doordat de plug eerst een zekere indrukking moet ondergaan voordat het klemeffect begint te spelen en het draagvermogen van de ondergrond ontwikkeld wordt. Bovendien blijkt ook duidelijk het effect van de betonvulling op de ontwikkeling van het draagvermogen. Door de betonvulling is de indrukking van de plug kleiner en wordt het draag- vermogen sneller ontwikkeld (figuur 8). De stalen brug werd geplaatst op 22 september 2008. Na plaatsing van de stalen structuur en alle vaste lasten (totale last 5559kN) werd een zetting 21mm gemeten (01 oktober 2009). Tijdens de proefbelasting (waarbij een bijkomende last 780kN op het steunpunt kwam) werd een totale zetting van 23mm opgemeten. In figuur 8 zijn de meet- resultaten voorgesteld, samen met de theoretische last-zakkingscurves. Hieruit blijkt dat de opge- meten zettingen vrij dicht aanleunen bij de theo- retische voorspellingen (model met betonvulling). Ta bel 1 - Grondgesteldheid t.p.v. buispaal tweede Scheldebrug in Temse Grondsoort Diepte (mTAW) Slib + matig gepakt zand Scheldebodem tot -10,0 Matig tot dicht gepakt zand -10,0 tot -16,0 Zandhoudende klei -16,0 tot -19,0 Matig tot dichtgepakt kleihoudend zand -19,0 tot -27,0 Klei -27,0 tot -30,0 Dichtgepakt zand < -30,0 21 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 7 – Vergelijking berekende draagvermogens buispaal tweede Schelde- brug in Temse (R so: uitwendige schachtwrijving, R b: basisdraag-vermogen). Figuur 8 – Zettingsgedrag buispaal tweede Scheldebrug in Temse. 22 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Conclusies Een theoretisch model werd uitgewerkt ter bepa- ling van het draagvermogen en van het zettings- gedrag van ingeheide open buispalen van grote diameter. Dit model werd opgesteld voor grote diameter buispalen waarvan wordt verondersteld dat ze niet pluggen tijdens de installatie. Het last- zakkingsgedrag werd gemodelleerd door middel van hyperbolische transferfuncties voor de verschil- lende componenten van het draagvermogen. Het rekenmodel laat toe om slappe lagen in de grond- plug in rekening te brengen, alsook het effect van een betonvulling in de buispaal. Het nieuwe rekenmodel werd toegepast op de buispalen van de tweede Scheldebrug in Temse. Hieruit bleek dat de opgemeten zettingen vrij goed overeenkwamen met de verplaatsingen voorspeld door de berekening. Bij toepassing van het uitgewerkte model in vergelijking met andere rekenmodellen liggen de resultaten in de bezwijktoestand vrij dicht bij elkaar. Uit de berekening van het volledige last- zakkingdiagram blijkt echter ook duidelijk het belang van het gedrag in de gebruiksgrens- toestand. Er is een zekere indrukking van de plug nodig om het draagvermogen van de ondergrond te kunnen ontwikkelen, wat een belangrijk effect heeft op het verloop van het last-zakkingsdiagram. De aanwezigheid van een betonprop heeft een gunstig effect op de ontwikkeling van het draag- vermogen. Referenties [1] Tomlinson MJ (1995), Pile design and construc- tion practice, 4th edition, E & FN Spon, London UK. [2] Mortelmans F (2008), Theoretische modellering en experimentele toetsing van het draagvermogen en zettingsgedrag van ingeheide open buispalen van grote diameter. (scriptie) UGent, Vakgroep Civiele Techniek, Gent. [3] Paik K, Salgado R, Lee J, Kim B (2003), Behaviour of open- and closed-ended piles driven into sands Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering 129 (4): pp 296 – 306. [4] Lehane BM, Randolph MF (2002), Evaluation of a minimum base resistance for driven pipe piles in siliceous sand, Journal of Geotechnical and Geo- environmental Engineering 128 (3): pp 198–205. [5] Xu X, Lehane BM, Schneider JA (2005), Evalua- tion of end-bearing capacity of open-ended piles driven in sand from CPT data. International Symposium on Frontiers in Offshore Geotechnics, the Netherlands, AA Balkema, pp 725 – 731. [6] Liyanapathirana S, Deeks AJ, Randolph MF (1998), Numerical analysis of soil plug behaviour inside open-ended piles during driving. Inter- national Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics 22 (4): pp 303 – 322. [7] Kishida H, Kisemoto N (1977), Behavior of sand plugs in open – ended steel pipe piles. Proceedings of the 9th ICSMFE, Int. Soc. for Soil Mech. and Found.Engrg., Tokyo, 1: pp 601 – 604. [8] WTCB werkgroep “Eurocode 7 – paalfunderin gen” (2009), Richtlijnen voor de toepassing van Euro- code 7 in België, Deel 1 – Het grondmechanische ontwerp in de uiterste grenstoestand van axiaal op druk belaste funderingspalen. WTCB-rapport nr.12, 2009. [9] CUR (2001), Report 2001-8 ‘Bearing capacity of steel pipe piles’. CUR, Gouda, The Netherlands, July 2001. [10] NEN 9997-1, Geotechnisch ontwerp van constructies, Deel 1: Algemene regels (2016). Nederlands Normalisatie-instituut, Delft, 2016 [11] Flem ing WGK (1992), A new method for single pile settlement prediction and analysis. Geotechnique 42 (3): pp 411 – 425. [12] Caputo V, (2003), Experimental evidence for the validation of load-settlement predictions. Proceedings of the 4th International Geotechnical Seminar on Deep Foundations on Bored and Auger Piles, BAP IV, Ghent, Belgium, Van Impe ed, Milpress: pp. 295 – 300. [13] Jard ine RJ, Christoulas S (1991), Recent Developments In Defining And Measuring Static Piling Parameters. International Conference On Deep Foundations, Paris, Chaussees, Presse De Ponts, 1991: pp 713 – 746. [14] Jacobse JA, van Dalen JH (2013), Effect instal- latiemethode van open stalen buispalen op de conusweerstand, Geotechniek, Januari 2013. ! 30 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 ing. Patrick IJnsen MBA, IEng Hektec BV, Directeur ir. Jan van der WielHektec BV, Senior Geotechnisch Ingenieur Inleiding In een vorig artikel Paalbelastingproeven op één- staps-hoge druk-injectie micropalen (Geotechniek Vo l. 3, september 2019) is beschreven, dat in het verleden uitgevoerde paalbelastingproeven geëvalueerd zijn en met name vergeleken met de huidige ontwerpeisen volgens Eurocode 7 met Nationale bijlage: NEN 9997-1:2016 (Eurocode 7). Het toepassen van de in de norm voorgeschreven rekenmethodiek, mede op basis van de !sfactor, leidt tot een conservatieve voorstelling van het paaldraagvermogen, omdat het werkelijke schacht- draagvermogen tot 65 % hoger is vastgesteld bij in het verleden uitgevoerde proeven. Te v e n s l i j k t m e t d e v o o r g e s c h r e v e n m e t h o d e d e stijfheid niet adequaat bepaald te kunnen worden. De horizontale deformatie rond de paal van ca. 50 % van de schroefpuntdiameter, die bij de hoge groutinjectiedruk van ca. 80 tot 100 bar optreedt, is cruciaal voor het verkrijgen van de hoge schacht- wrijving. Het ontwerp met behulp van een eindige elementen modellering (EEM) wordt voorgesteld. Dit om het effect van de groutinjectie tijdens de installatie op de toename van de horizontale gronddruk in verschillende geologische en geo- technische situaties te kunnen modelleren, gevolgd door een simulering van de belasting van de paal. De verwachte ontwikkelde diameter en lengte van het groutlichaam moeten consistent binnen vooraf gedefinieerde grenzen liggen om een betrouwbaar EEM ontwerp mogelijk te maken. Om dit te con- troleren is een aanzet voor een innovatieve monitoringsprocedure gemaakt, waarmee de hiervoor noodzakelijke kwaliteitscontrole tijdens de installatie uitgevoerd kan worden. Ontwerp in samenhang met paalinstallatie SCHACHTDRAAGVERMOGEN In het vorige artikel (Geotechniek Vol. 3, september 2019) is beschreven, dat 85 tot 90 % van het draag- vermogen van dit type micropaal geleverd wordt door de ontwikkelde schachtweerstand. Er zijn drie aspecten, die, indien de schachtweerstand met Eurocode 7 berekend wordt, leiden tot een forse onderschatting van de schachtweerstand: 1. De hoge groutinjectiedruk die tijdens de instal- latie vanaf de schroefpunt tot aan de slechtdoor- latende klei- en veenlagen verloopt binnen de gefluïdiseerde zone, welke is gevormd tijdens het onder groutinjectie inschroeven van de stalen buis, resulteert in een toegenomen hori- zontale spanning rond de paal (figuur 1), welke niet volgens Eurocode 7 in rekening gebracht kan worden. Bovendien kan gesteld worden, dat bij de groutinjectie onder hoge druk geen sprake is van ontspanning, maar van opspanning van de grond. 2. In het vorige artikel en Breure & Evers, 2014 en Laumen, 2017 is aangetoond, dat bij het geo- technisch bezwijken van de paal, dit verloopt langs een grond/grond oppervlak, omdat de binding van de grond met het uitgeharde grout van de paal een grotere schuifweerstand heeft dan de omringende grond. 3. De limitering van de conusweerstand uit de sondering tot Q c= 15 MN/m 2is niet aan de orde, omdat de verzameling van resultaten van proeven, uitgevoerd door Bustamente & Doix, 1985 en proeven geïnterpreteerd door de auteurs van het vorige artikel, aangeven, dat geen verandering in de lineaire relatie "s;gem vs Qc;gem optreedt tot Q c;gem = 40 MN/m 2. Een eventueel aangepaste waarde voor !suit Eurocode 7 die deze aspecten voor een deel in rekening zou kunnen brengen, is moeilijk te defi- niëren, omdat de in-situ geotechnische parameters over de lengte van het groutlichaam voor ieder project weer verschillend zijn. Het gebruik van de fundamentele geotechnische eigenschappen in een mechanisch model, dat opgebouwd is uit de componenten: opspanning van de grond bij de installatie, reactie van de grond bij belasting van de paal en werkelijke eigenschappen van dichtheid en sterkte van de grond, lijkt een oplossing voor de problemen met bovengenoemde aspecten. PUNTDRAAGVERMOGEN Vo o r d e b e re ke n i n g v a n h e t p u nt d r a a gver m o g e n moet in aanmerking worden genomen, dat ook de spanningstoestand van grond rond de punt van de paal door de hoge groutinjectiedrukken verhoogd wordt. Het berekenen van de maximale puntweer- stand uit de sondering volgens Eurocode 7 middels de methode van Koppejan uit q c;I,II en III;gem kan daarom niet toegepast worden, anders dan het bepalen van een minimumwaarde voor het puntdraagvermogen. Omdat er geen sprake is van een verbrijzeling van de zandkorrels tijdens het heiproces, hetgeen de argum entatie vormt voor het toepassen van een limiet op de maximale AANZET TOT INNOVATIEF ONTWERP MET EEM EN KWALITEITSCONTROLE VAN ÉÉN-STAPS-HOGE DRUK-INJECTIE MICROPALEN dr. ir. Floris SchokkingGeoConsult BV, Directeur Figuur 1 – Paalinstallatie van de Waal-Compact paal. a) Inschroeven van de paal met lage dichtheid grout en lage groutdruk. b) Groutinjectie met hoge dichtheid grout met groutdruk tot ca. 15 bar tot klei- en veenlagen, die een hydrologische barrière vormen. c) Vorming van groutlichaam onder hoge groutdruk van 80 tot 100 bar met een toenemen van de diameter . abc SAMENVATTING Bij het ontwerp van één-staps-hoge druk-injectie micropalen volgens de huidige Eurocode 7 wordt het beschikbare draagvermogen van de palen onderschat en wordt de optredende paal-grond interactie onjuist gerepresen- teerd. Er wordt een aanzet gegeven voor een innovatieve ontwerpmethodiek met eindige elementen modellering, waarbij zowel het installatieproces met hoge druk injectie van grout en de belasting van de paal wordt gesimuleerd. Om de aannames in het ontwerp betreffende de afmetingen van het grout- lichaam te garanderen is een concept voor kwaliteitscontrole op basis van monitoring van het injectieproces ontwikkeld. 31 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 puntweerstand van 15 MN/m 2, is het twijfelachtig of deze limiet voor dit type palen gehandhaafd dient te worden. Overigens blijkt uit de analyse van de proefresul- taten uit het vorige artikel, dat de bijdrage van het puntdraagvermogen bij het geotechnisch bezwijken beperkt is en ca. 15% van het totale draagvermogen bedraagt. Eindige Elementen Modellering Met het uitvoeren van een eindige elementen modellering voor het ontwerp kunnen boven- beschreven beperkingen van de in Eurocode 7 voorgestelde rekenmethode voor het berekenen van paaldraagvermogen vermeden worden. De EEM wordt uitgevoerd in twee fases. In de 1e fase wordt de spanningsverandering rond de paal ten gevolge van de hoge druk injectie van het grout gesimuleerd. Vervolgens kunnen de toegenomen sterkte- en elasticiteitparameters aan de hand van nieuwe spanningsverdeling rond en onder de paalpunt ingeschat worden. In de 2e fase wordt de paal stapsgewijs belast en kan het belasting-verplaatsing gedrag van de paal gemodelleerd worden. Het gebruik van een EEM staat daarmee toe het samenspel tussen de werke- lijk optredende schacht- en puntweerstand tot en na het geotechnisch bezwijkpunt te simuleren. Het stijfheidsgedrag van de paal kan uit het verkregen belasting-verplaatsing diagram met acceptabele betrouwbaarheid bepaald worden. Een belangrijk voordeel van een ontwerp middels EEM is, dat er een beeld wordt gecreëerd van de beschikbare veilige belastingruimte. Met een op basis van statistische vergelijking van proefbelas- ting- en EEM berekeningsresultaten vastgestelde partiële (reken) model factor en te definiëren cor- relatiefactoren kan binnen die ruimte een toelaat- bare paalbelasting bepaald worden. Voor het met ver t ro uw en gebruik maken van een EEM dient bij de installatie gecontroleerd te worden of de verwachte diameter van de paal, die cruciaal is voor de optredende spanningstoestand na de groutinjectie fase, consistent optreedt over de gehele lengte van het groutlichaam. Tevens moet de vorming van het groutlichaam tot aan de slechtdoorlatende lagen aangetoond kunnen worden. Om beide aspecten in een kwaliteits- controle te garanderen is een concept voor een innovatieve monitoringsprocedure ontwikkeld, dat later in dit artikel belicht wordt. UITVOERING VAN EINDIGE ELEMENTEN MODELLERING In de eerste fase van de EEM (Stappen 1 t/m 3) wordt de paalinstallatie gesimuleerd, waarna in de nieuw ontstane spanningstoestand de toename van de geotechnische parameters kan worden bepaald. In de tweede fase van de modellering (Stap 4 en 5) wordt de paal dan virtueel belast tot voorbij het geotechnisch bezwijkpunt. Voor een op druk belaste paal bij Wijdewormer in Holoceen zand (figuur 2), waarbij geotechnisch bezwijken is opgetreden, en op een drukpaal bij de Betuwelijn in Pleistoceen zand (figuur 3) zijn EEM simulaties uitgevoerd met het programma PLAXIS 2D, in de axisymmetrische modus. De resultaten van de simulaties zijn vergeleken met de resultaten van uitgevoerde statische belasting- proeven op deze palen. FASE 1 MODELLERING PAALINSTALLATIE Stap 1 Vaststelling van geotechnische parameters uit sondering en definiëring van het Eindige Elementen Netwerk. Interpretatie van de sondering ter plaatse van de paal conform de methodiek gegeven in Robert- son & Cabal, 2015. Door gebruik van de ‘state parameter’ !kan voor zanden de waarde voor de hoek van inwendige wrijving !’ ingeschat worden. Daarnaast kan tevens de gedraineerde Yo u n g s M o d u l u s E ’ u i t d e Q tn– Fr diagrammen afgeleid worden, gerelateerd aan de effectieve verticale spanning "v0. De grond- en paalgeometrie worden gemodel- leerd met triangulaire 15-nodes elementen. Het netwerk is gedefinieerd als medium dicht en is verfijnd met een factor 0,1 waar grote span- ningen en deformaties worden verwacht, dicht bij de paalschacht en rond de paalpunt. Figuur 2 en 3 – Sonderingen en micropalen te Wijdewormer (D gem 198 mm en lengte groutlichaam 4 m) en Betuwelijn (D gem 263 mm en lengte groutlichaam 7,5 m). 32 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Stap 2 Modellering van de hoge druk injectie van het groutlichaam De opgelegde vervorming met grootte van de gemeten diameter aan de teruggewonnen palen, is te beschouwen als een expanderende opening in de grond. De initiële afmeting van deze opening is de dia- meter van de schroefpunt, die een kolom zand vermengd met grout heeft gevormd bij het in- schroeven (figuur 1). Ter plaatse van de punt van de paal vormt zich een halve bol met een straal met afmeting gelijk aan die van het onderste deel van het groutlichaam en die als zodanig in PLAXIS gemodelleerd kan worden. Dit betekent, dat ook de grond onder de punt van de paal na de groutinjectie een hogere verticale spanning heeft dan in de maagdelijke situatie. Om de opgelegde vervorming die optreedt bij de groutinjectie in de PLAXIS modellering te accommoderen is de “Updated Mesh” optie gebruikt. Contact zones tussen grondlagen met verschillende schuifsterkte parameters zijn gemodelleerd met “interface” elementen met een virtuele dikte. Hiermee wordt een vrije relatieve verplaatsing tussen de lagen toe- gestaan, zonder het optreden van een valse concentratie van spanningen en vervormingen op het laagcontact. Voor de fase van de belas- ting van de paal in Stap 4 zijn deze “interface” elementen verwijderd. Als deformatiemodel is het hyperbolische Dun- can & Chang “soil hardening” model gebruikt, dat spanningsafhankelijk is. Hiermee wordt de toename van de elasticiteitsmodulus tijdens de opgelegde vervorming gesimuleerd. De relatie tussen de horizontale en verticale spanning wordt gemodelleerd op basis van het Mohr- Coulomb model. Het gedeformeerde grid en de nieuwe horizon- tale spanningstoestand voor de paal in Wijde- wormer zijn weergegeven in figuur 4 en 5. Hieruit is op te maken, dat de spanningstoe- stand rond de paal tot ca. 20 maal de straal van de schroef punt, dus ca. 3 m beïnvloed is. Uit deze modellering blijkt tevens, dat de toename van de horizontale spanning over de gehele hoogte van het geïnjecteerde groutlichaam relatief constant is en varieert voor de Wijde- wormer van Kh = 2,15 tot 2,32 en voor de Betu- welijn van Kh = 2,47 tot 2,53. Stap 3 Definiëring van geotechnische parameters in nieuwe spanningstoestand De sterkte van de grond wordt gedefinieerd met het Mohr-Coulomb faalcriterium, hetgeen in de zandlagen afhankelijk is van de effectieve hoek van interne wrijving #’ en de dilatatie hoek !. De geotechnische parameters na de installatie van de paal zijn ingeschat voor vijf zones, zoals weergegeven in figuur 5. Er is uitgegaan van een maximale consolidatie direct naast de paal (Zone 1), die geleidelijk afneemt verder weg van de paal (initiële situatie Zone 5). Uit de diagrammen van Robertson en Cabal (2015) is vervolgens de effectieve hoek van inwendige wrijving en de dilatatie hoek vastges teld. De factor Rinter is op 1 gesteld, omdat de binding tussen de paal en de grond een hogere schuifweerstand heeft dan de grond zelf, zoals eerder in dit artikel beschreven. In Tabel 1 zijn de verkregen para- meters weergegeven voor beide palen. FASE 2 MODELLERING BELASTING PAAL. Stap 4 Definiëring van paalparameters De paal is gemodelleerd als bestaande uit linear-elastisch en niet poreus materiaal, mid- dels Hookes wet van isotropische lineaire elasti- citeit waarbij de stijfheidsparameters Poissons ratio en Youngs modulus gedefinieerd worden. De paal is in het PLAXIS model gesimuleerd met berekend paalgewicht en elasticiteitsmodulus aan de hand van de eigenschappen van de stalen buis met groutopvulling en het gevormde grout- lichaam, waarbij voor verschillende diepteinter- vallen van de paal verschillende elasticiteits- waarden aangehouden worden. Stap 5 Belasting van de paal De paalbelasting is gesimuleerd aan de hand van het schema van belastingstappen, zoals dit tijdens de paalbelastingproeven toegepast is. Bij de belasting speelt de in het Duncan & Chang model gebruikte dilatatiehoek !een cruciale rol. Voor de sterkte parameters, zoals beschreven onder Stap 3, blijkt de invloed hiervan verder van de paal weg dan in het gedefinieerde gebied Figuur 4 en 5 – Gedeformeerd grid en de nieuwe horizontale spanningstoestand na de installatie van in PLAXIS gemodelleerde paal in Wijdewormer. Tot een straal van ca. 3 m is de spanningstoestand rond de paal beïnvloed door de opgelegde vervorming t.g.v. de hogedrukinjectie van grout (totale lengte paal 10 m, verhouding H/V ca. 2,5). Ta bel 1 Parameters voor soil hard ening model’ Vo lume Hoek van Hoek van Cohesie Dilatiatie- Po isson’s Elasticiteits Elasticiteits Macht gewicht inwendige inwendige hoek ratio modulus modulus; parameter wrijving wrijving na ontlastinginitieel installatie $s #’i #’ni c’ !$ E50 EUR m kN/m 3 oo kN/m 2 o- MPa MPa- Wijdewormer Siltig zand 19,0 29 30 1,0 12 0,5 12 36 0,6 Zand 19,5 30 34 1,0 14 0,5 21,5 64,5 0,5 Betuwelijn Siltig Zand 19,0 34 40 1,0 10 0,5 20 60 0,6 Zand 19,5 35 45 1,0 15 0,5 45 135 0,5 33 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 0 (figuur 5) direct rond de paal geen invloed te hebben op het bezwijkgedrag van de paal. In figuur 6 en 7 zijn de resultaten van de PLAXIS modellering vergeleken met de waarnemingen van de paalbelastingproeven Wijdewormer en de Betuwelijn. Voor beide gemodelleerde palen komt het gesimuleerde gedrag goed overeen met het waargenomen gedrag. Uit de EEM is een aantal gevolgtrekkingen te maken die van belang zijn voor het paalontwerp: –Bij de gesimuleerde opspanning van de grond rond de paal is sprake van gemiddelde coëffi- ciënten van horizon tale gronddruk van K h= 2,2 resp. 2,5 voor Wijdewormer resp. Betuwelijn, hetgeen overeenkomt met de ondergrens van de met de Slip-f ormule ter uggerekende waarden (Geotechniek Vol. 3, september 2019) . –De in de simulatie gebruikte niet-afgesnoten waarden voor de conusweerstand langs de paal blijken de werkelijk op te treden geotechnische parameters te representeren. –Uit de modellering van de paal bij Wijdewormer is af te leiden, dat bij het geotechnisch bezwijk- punt, met een zakking van de paalpunt van 5 mm (2,6 % Dgem)bij een belasting 420 kN, met de EEM een ca. 20% grotere zakking berekend wordt dan die optreedt in de statische paalbelas- tingproef. Voor de paalkop is het verschil ver- waarloosbaar. –De EEM van de paal bij de Betuwelijn verloopt in het elastische gebied, waarbij de draagkracht geheel door de schachtwrijving geleverd wordt conform de paalbelastingproef. Aannemend, dat de punt gaat deformeren waar de grafiek een neerwaartse trend vertoont, zal de schacht- wrijving ca. 2000 kN bedragen, hetgeen over- eenkomt met de minimale draagkracht in trek op deze palen (Geo-techniek Vol. 3, september 2019, Tabel 2). Aangezien de bijdrage van de schachtwrijving aan het totale draagvermogen ca. 85% bedraagt, zou het geotechnisch bezwijkpunt bij een belasting van ca. 2350 kN bereikt worden, hetgeen de EEM als resultaat lijkt te geven. De deformaties in de drie paal- belastingproeven bij de hoogste belasting lagen tussen de 3 en 10 mm, hetgeen goed aansluit met de gevonden deformatie van de punt in de EEM rond het geotechnisch bezwijkpunt, liggend tus- sen de 10 en 15 mm (3,8 en 10,9% Dgem). –Indien de geometrie van het groutlichaam consis- tent te voorspellen is op basis van de diameter volgens D gem = %diam * D schroef en de lengte aan de hand van de dikte van de zandlagen, kan de toelaatbare belasting met een EEM modellering vastgesteld worden. Hiervoor zal een (reken)- modelfactor $model als stochastische variabele vergelijkbaar met die voor materiaalparameters, bepaald moeten worden aan de hand van een set vergelijkingen van EEM resultaten en statische paalbelastingproeven. Kwaliteitscontrole tijdens de paalinstallatie De uitgangspunten voor het ontwerp met EEM zijn de opgelegde vervorming van de grond door de toename van de diameter en de lengte van het groutlichaam. Een kwaliteitscontrole, op basis van een aantal parameters, die tijdens het boor- en injectieproces gemeten worden, moet de zeker- heid geven, dat de voorziene diameter en de lengte van het groutlichaam consistent zijn. De diameter en de lengte van het groutlichaam definiëren het volume van het groutlichaam (V gl). Het groutvolume (V g), dat minimaal nodig is om het volume van het groutlichaam te vormen kan worden berekend, zoals hieronder weergegeven. Bij de kwaliteitscontrole wordt getoetst of wordt voldaan aan V g/Vgl ! 1. VOLUME VAN HET GROUTLICHAAM ( V gl) De diameter en de lengte van het groutlichaam zijn als volgt gedefinieerd: –De gemiddelde diameter van het groutlichaam is gerelateerd aan de schroefpuntdiameter volgens Dgem = %diam * D schroef (Geotechniek Vol. 3, september 2019). –De lengte van het groutlichaam is het verschil tussen het paalpuntniveau en het niveau van de onderkant van de slechtdoorlatende veen en kleilagen die de hydraulische barrière vormen voor het naar boven gestuwde grout. GROUTVOLUME (V g) Het minimaal vereiste groutvolume dat overeen- komt met het volume van het groutlichaam kan berekend worden op basis van de volgende drie componenten: –Volume vaste delen zand, in het geboorde volume zand, dat gerelateerd is aan de schroef- puntdiameter en de geboorde lengte in het zand; –Volume grout met w/c-factor van ca. 0,8 geïnjec- teerd tijdens inboren en gerelateerd aan het poriënvolume van het zand; –Volume grout met w/c–factor van ca. 0,4, dat naar een w/c-factor 0,2 verloopt door water- uitpersing naar de maximale afpersdruk. MONITORING In Tabel 2 zijn de boor- en groutdata weergegeven Figuur 6 en 7 – Last-zakking diagrammen uit paalbelasting- proef en EEM voor Wijdewor- mer en de Betu- welijn. Ta bel 2 - Metingen en registraties van procesparameters voor k waliteitscontrole Procesparameters Metingen en registraties Boordata Diepte in dragende laag a. Regi stratie en interpretatie boordata aandrukkracht en/of draaimoment b. Diepte paalpunt Groutdata Groutsamenstelling a. Bepaling volume gewicht van groutmonster Groutstroomsnelheid b. Digitale registratie op boormachine en visualisatie Groutdruk c. Digitale registratie op boormachine en visualisatie Groutvolume/ d. Digitale registratie op boormachine Vo lumegroutlichaam en visualisatie die voor en tijdens de installatie van de grout- injectiepaal kunnen worden gemeten en geregi- streerd. Een aantal van de registraties wordt tijdens het boren getalsmatig afgelezen en kan na de installatie worden gevisualiseerd, zoals weergegeven in figuur 8. Boordata a. De registratie van de aandrukkracht en even- tueel het schroefmoment op de stalen buis kan gebruikt worden om voor iedere te maken paal tijdens het boren de ligging van de laagovergang tussen de overliggende lagen en de draagkrach- tige zandlaag waarin gefundeerd wordt te controleren. b.Uit de einddiepte van de paalpunt en de ligging van de bovenkant van de zandlaag kan de zich ontwikkelende lengte van het groutlichaam worden vastgesteld. Groutdata a.De samenstelling van het groutmengsel kan bij het inschroeven geschat worden aan de hand van het cementgewicht, dat per vloeistofinhoud in het mengvat toegevoegd wordt. Het buffervat, van waaruit de grout naar de schroefbuis geleid wordt, wordt in een aantal charges gevuld vanuit het mengvat. Na het op diepte komen wordt de w/c factor van het groutmengsel verlaagd van ca. 0,8 naar 0,4, waarmee een grotere dichtheid wordt bereikt, door het vereiste cementgewicht aan het mengsel toe te voegen. Handmatig wordt hiervan door weging van een volume monster het volumegewicht gecontroleerd. b.Aan de stroomsnelheid van het grout tijdens de injectie, die getalsmatig op de boormachine gevolgd kan worden, is af te leiden of het injectie proces continu verloopt. Gemeten str oomsnel- heden variëren tussen ca. 10 à 40 l/min. c.Tijdens het injecteren van het groutmengsel wordt de oplopende injectiedruk tot maximaal 80 à 100 bar op de boormachine continu digitaal geregistreerd wordt en getalsmatig kan worden afgelezen. Dit is de werkelijk optredende druk bij het uitstroompunt in de grond. Drukverliezen in de leidingen zijn theoretisch en blijkens een uit- gevoerde veldproef in de orde van grootte 5 à 10 bar, bij een leidinglengte van 50 m. Aan de hand van een visualisatie van het verloop van de grout- druk met de tijd, die kan na voltooiing van de injectie beoordeeld worden of de groutinjectie het normaal verwachte verloop had, zoals weer- gegeven in figuur 8. Tijdens de groutinjectie neemt de groutdruk geleidelijk toe, neemt de stroomsnelheid af, en bij een kwalitatief goede injectie wordt aan het einde van het traject de maximale groutdruk geregistreerd. d.Uit de stroomsnelheid per tijdseenheid wordt de totale geïnjecteerde hoeveelheid grout bere- kend. Het quotiënt Volume grout /Volume grout- lichaam verwacht V g/Vgldient ! 1 te zijn om er zeker van te zijn, dat het beoogde volume van het groutlichaam in de grond gevormd is. Eerste geïnterpreteerde monitoring data Van een aantal recente projecten zijn de monito- ring data geïnterpreteerd middels de boven- beschreven toetsingsmethodiek. In figuur 6 en 7 zijn als voorbeeld de resultaten gegeven van een funderingsherstelproject in Amsterdam-Oost. Voor dit project zijn Waal-Compact palen geïnstal- leerd tot een diepte van NAP -18,75 m, tot in de 2e zandlaag (figuur 11). Er is geboord met een schroefbuis met een diameter van 88,9 mm en een schroefpunt van 150 mm. De gemiddelde ver- wachte diameter van het groutlichaam is D gem " 285 mm. De lengte van het groutlichaam is 6,25 m. Figuur 9 laat zien, dat voor 97 van de 102 palen wordt voldaan aan V g/ V gl! 1 , hetgeen als een mi- nimumwaarde voor een paal met acceptabele af- metingen is te beschouwen. Waar de waarden onder de 1 vallen kan een verklaring worden ge- vonden met de beoordeling van het monitoring diagram als van figuur8, waarbij afwijkingen en/of onregelmatigheden zijn opgetreden in de grouts- troom en de groutdrukken. Het ligt in de bedoeling om de informatie van figuur 8 in de toekomst “in-real-time” op de boor- machine zichtbaar te maken, zodat direct ingegre- 34 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 9 – Vg/Vglwaarden vs. Paalnummer voor funderingsherstelproject in Amsterdam-Oost. Figuur 8 – Voorbeeld van visualisatie van monitoringdata van het schroef- en groutinjectieproces. Figuur 10 – Frequentiediagram van V g/Vgl waarden voor funderingsherstelproject in Amsterdam-Oost. pen kan worden om deze verstoringen tijdens het injectieproces te kunnen trachten te herstellen. De puntverdeling van figuur 9 en het frequentie- diagram van figuur 10 laten zien, dat ca. 75 % van de V g/Vglwaarden > 1 vallen in een goed gedefi- nieerde zone tussen de 1 en 1,4. De waarden boven de 1,4 blijken te liggen in een specifiek deel van het projectgebied. De toepassing van een grotere hoeveelheid grout voor de palen in het rechter deel van het diagram van figuur 9 heeft mogelijk een relatie met een wisselend verloop van het geotech- nisch profiel over het projectgebied. Waar V g/Vgl > 1,4 is, heeft het geotechnisch profiel een wisselend het beeld van sondering 6 en 12 uit figuur 11. Het verschil tussen Sondering 6 en 12 is de lagere dichtheid van de lagen van de bovenkant van de 2e zandlaag tussen NAP -16,5 en -19 m in sondering 6. Een mogelijke verklaring voor een hogere grout- opname waar het geotechnisch profiel correspon- deert met sondering 6, is, dat door de lagere reac- tiedruk van de grond in het onderste deel van het groutlichaam het benodigde groutvolume ver- hoogd wordt. De eerste testen van dit monitoring systeem lijken aan te tonen, dat met de gebruikte methodiek voor het toetsen van de ontwerpuitgangspunten, de consistente vorming van een groutlichaam met de vereiste afmetingen van diameter en lengte gegarandeerd kan worden, zolang de vereiste minimumwaarde voor V g/Vglbereikt wordt. Wel blijkt de ligging van de minimumwaarde voor Vg/Vglgevoelig te zijn voor de gevormde gemid- delde diameter D gem . Dit heeft er zijn oorzaak in dat de factor %diam uit de relatie tussen D schroef en D gem , naast de toe te passen maximale grout- druk tevens afhankelijk lijkt te zijn van de in-situ gronddruk en dichtheid van de zandlagen. Om die reden geven de monitoring data met de duidelijke minimumwaarde voor V g/Vgl, gecombineerd met de data van het injectieproces uit figuur 8 momen- teel wel al adequate informatie, waarmee een oordeel over de kwaliteit van het paalinstallatie- proces verkregen kan worden. Er zullen echter veel meer installatiedata geanalyseerd moeten worden om tot een betere benadering voor D gem en V g/Vgl te komen. Evaluatie, discussie en toekomstig verder onderzoek De beschreven problemen met het toepassen van de ontwerpmethodiek uit de Nationale Bijlage bij Eurocode 7 voor deze één-staps-hoge druk- injectie micropalen lijken ondervangen te kunnen worden met het toepassen van een EEM, waarvoor in dit artikel een aanzet is gegeven. De eerste resultaten van EEM berekeningen leveren goede overeenkomsten met uitkomsten van statische paalbelastingproeven. In het geval van de paal- belastingproef bij Wijdewormer blijkt de verplaat- sing van de paalpunt bij het geotechnisch bezwijk- punt ca. 20 % groter, te zijn in de EEM berekening, terwijl voor de paalkop het verschil verwaarloos- baar is. De vergelijking van de EEM van de paal bij de Betuwelijn met de paalbelastingproef geeft een goede overeenkomst van het belasting-zakking beeld waar de schachtweerstand van de paal het draagvermogen levert. Het in de EEM verkregen last-zakking diagram geeft daarmee een adequaat beeld van de beschik- bare veilige ontwerpruimte en tevens van de te verwachten stijfheid van de paal bij belasting. Voor toekomstig gebruik van EEM in ontwerp zal een modelfactor &model bepaald dienen te worden aan de hand van een verzameling vergelijkingen van EEM’en met de resultaten van paalbelasting- proeven. Omdat voor een veilig ontwerp de toe te passen toelaatbare belasting altijd zal liggen in het gebied waar de schachtwrijving de belangrijkste compo- nent van het draagvermogen is, dienen de daarvoor bepalende parameters: de ontwikkelde gemiddelde diameter, welke de opspanning van de grond rond de paal bepaalt, en de lengte van het groutlichaam, bij de installatie van de palen consistent optreden. De eerste testen van de beschreven monitoring met toetsing op geïnjecteerd groutvolume en maximum toegepaste druk lijken op gebruik van een projectspecifieke minimum waarde voor Vg/Vglals criterium te wijzen, die een ondergrens is en het vereiste volume van het groutlichaam moet garanderen. In dit stadium van de ontwikke- ling zijn zowel de gemiddelde gevormde diameter Dgem en de benodigde grouthoeveelheid V gnog niet met de vereiste betrouwbaarheid te bepalen. De %diam is slechts uit twee veldproeven afgeleid, in ondiepe Holocene en in diepere Pleistocene zanden (Geotechniek Vol. 3, september 2019). De berekende waarde voor V gis naast de D schroef , mede afhankelijk van D gem . In het beschreven funderingsherstel project Amsterdam-Oost zijn de parameters V gen D gem afgeleid uit een minimum dat op V g/Vgl= 1 is gesteld. De grootte van %diam en D gem zal in veldproeven vastgesteld moeten worden, waarbij geïnstalleerde palen teruggewonnen en de ontwikkelde diameter over het gehele grout- lichaam gemeten kan worden. Het ligt in de bedoelding om ten behoeve van toekomstig ontwerp met EEM en voor verder inzicht in de geometrie van het gevormde grout- lichaam veldproeven uit te voeren op een serie te installeren palen. Met het terugwinnen van de palen en meting van de afmetingen van het grout- lichaam kan meer inzicht gekregen worden in het injectieproces, de grootte van %diam en Dgem en de relatie met het minimaal toe te passen grout- volume V g. Uit de vergelijking van de resultaten van statische paalbelastingproeven op deze palen, met belas- ting tot voorbij het geotechnisch bezwijkpunt, met EEM berekeningen kan onder meer een &model bepaald worden. Literatuur –Breure, W. & Evers, H.J., 2014, Schuifspannings- verplaatsingsgedrag grout-zand, Geotechniek, Ye a r 1 8 , Vo l . 3 , J u l y 2 0 1 4 , p p 6 8 - 7 1 . –Bustamante, M & Doix, B (1985), “Une Méthode pour le Calcul des Tirants et des Micropieux Injec- tés“. Bulletin de Liaison des Laboratoires de Ponts et Chaussées. LCPC, Paris, Nov-Dec, pp 75-92. –Eurocode 7; NEN 9997-1:2016; Geotechnisch ontwerp van constructies - Deel 1: Algemene regels. –FHWA (1997), “Drilled and Grouted Micropiles, State-of-Practice Review”, Bruce, D. A. and Juran, I., Reports No. FHWA-RD-96-016, 017, 018, and 019. –Laumen, T.G.M., 2017, Strain softening for micro- piles under tensile loading, MSc thesis, TUDelft. –Littlejohn, G.S. (1970), “Soil Anchors”, Institute of Civil Engineers, Ground Engineering Confe- rence, London. –Moller, P. & Winding, S. (1969), “Anchoring in soil employing the Alvik, Lindo and JB drilling methods”, 7th International Conference for Soil Mechanics and Foundation Engineering. Speciality Session No. 15, pp 184 – 190, Mexico. –Robertson, P.K., 2009, Interpretation of Cone Penetration Tests – a unified approach, Can. Geotech. J., 46, pp 1337-1355. –Robertson, P.K. & Cabal, K.L., 2015, Guide to Cone Penetration Testing for Geotechnical Engineering, 6th edition, Gregg Drilling & Testing, Inc. ! 35 GEOTECHNIEK DECEMBER 2020 Figuur 11 – Sonderingen 6 ( ––– ) en 12 ( ––– ) met positie van micropaal.

Jaargang 24, 2020 - nummer 3

Inleiding De lange termijnovereenkomst die tussen LBC Tank Te r m i n a l s e n H a v e n b e d r i j f R o t t e r d a m i s g e s l o t e n , vormt de basis voor de bouw van een nieuwe stei- ger (zie figuur 1) voor vier nieuwe ligplaatsen voor zee- en binnenvaart. Dit project houdt de uitbrei- ding in van de huidige terminal tot een capaciteit van 250.000 m 3voor de opslag van vloeibare chemicaliën. In dit zogenoemde ‘Rainbow Project’ investeert LBC in de verbetering en uitbreiding van de bestaande tankwagen- en spoorverladings- infrastructuur. De werkzaamheden voor de nautische uitbreiding zijn door Havenbedrijf Rotterdam NV als RAW- contract op de markt gebracht. Royal Haskoning- DHV is door het havenbedrijf gecontracteerd als ontwerpende partij en bestekschrijver. In april 2015 is de opdracht aanbesteed op basis van EMVI met als criteria “Plan van Aanpak” en “Aanneem- som”. Hierbij heeft De Klerk Waterbouw de opdracht verkregen. De nieuwe steiger is ontworpen om te kunnen voorzien in vier nieuwe ligplaatsen voor de zee- en binnenvaart. Maatgevend voor het steigerontwerp zijn schepen van het type Panamax. Dit zijn schepen met een maximale afmeting van ca. 294x32 meter, een diepgang van 12 meter en een laadcapaciteit van maximaal 65.000 DWT. Het project bestond uit: – de sloop van bestaande steigerconstructies, inclusief de oude funderingspalen –het heien van 73 stalen funderingspalen met een lengte van 30 tot 40 meter –realiseren van circa 300 meter betonnen dek, bestaande uit 28 betonnen kespen voor de opleg- gingen van de voorgespannen brugliggers voor- zien van een druklaag –een steigerdek voorzien van leuningwerk, kolom- fundaties voor de bovenbouw (leidingrek) en een bluswaterplatform. Naast de steiger worden ook remmingwerken ge- plaatst en zeven trospalen, variërend in diameter van 2020 tot 2660 mm. met een wanddikte tot 36 mm, aangebracht. Ook wordt over de gehele lengte de oeverbescherming vervangen. De bouw van de steiger is voorzien in twee fases. Gedurende fase 1 (twee ligplaatsen) zal LBC nog gebruik maken van de bestaande oude steiger. Na gereedkomen van fase 1 (medio april 2016) is LBC zelf met de bovenbouw gestart. Deze was medio augustus 2017 gereed, waarna het gehele bestu- rings- en leidingensyste em is omgezet n aar het nieuwe gedeelte. Op het moment dat de oude steiger buiten dienst is gesteld en de nieuwe steiger operationeel was, is gestart met de 2de helft van de nieuwe steiger (medio oktober 2018) en opgeleverd in juli 2019. Grondslag In geotechnische zin was er een grote uitdaging ten aanzien van de funderingspalen onder een deel van de steiger. De grondslag ter plaatse van de nieuwe steiger toonde namelijk een gevarieerd beeld. Bij de noordelijke helft van de steiger (fase 2) is vanaf ca NAP -19 meter tot NAP -29,5 meter een draagkrachtige (schone) zandlaag aanwezig met conusweerstanden van 8-20 MPa. Zie sondering DKP101 (figuur 2). Bij de zuidelijke helft van de steiger (fase 1) is de ondergrond minder draag- krachtig. In figuur 3 is een sondering weergegeven van de “slechtste” zone. De ondergrond bestaat vanaf NAP -17,5 meter tot NAP -32 m uit een kleiige/ siltige zandlaag met conusweestanden van 6-8 MPa welke wordt doorsneden door enkele klei-/siltlagen met een conusweerstand van 1-3 MPa. Vanaf NAP -32 m is een meer draagkrachtige zandlaag aan- wezig. Zie Sondering DKM016 (figuur 3). De voornoemde grondslag ter plaatse van het zuidelijke deel van de steiger heeft geleid tot een uitdagend ontwerp van de funderingspalen. Funderingsontwerp De positie van de steiger is door het Havenbedrijf Rotterdam dusdanig gekozen dat hierdoor maxi- male afmeercapaciteit is te behalen. Door de gekozen positie wordt de verstoring van de bedrijfsvoering van LBC tot een minimum geredu- ceerd gedurende de gefaseerde uitbreiding. De onderbouw van de steiger is ontworpen door Royal HaskoningDHV. De bovenbouw (piperack) is door VICOMA Engineering ontworpen. Gelet op de constructie van de bovenbouw is het noodzakelijk om verschilzettingen te beperken. Daarom is gezocht naar een fundering met een relatief stijf last/zakkingsgedrag. In de voorontwerpfase is op basis van een eerste inschatting een stramienmaat van de kolommen van het piperack van 12 meter afgesproken. Ten behoeve van een economisch ontwerp is dit even- eens de stramienmaat van de funderingspalen onder het dek, zodat de belasting vanuit het pipe- rack direct naar de fundatie wordt geleid. Op basis van de eerste inschatting van de belastingen, is in het voorontwerp van de funderingspalen uitgegaan van open stalen buispalen (twee per steunpunt) met een schoorstand van 10:1. Een gebruikelijke oplossing voor steigers. De diameters van de funderingspalen bedroegen 860 mm in de noorde- lijke draagkrachtige zone tot 914 mm in de weinig draagkrachtige zone. Medebepalend voor de keuze van het juiste paalsysteem, was het beheersen van het risico op een zettingsvloeiing van het talud tijdens het aanbrengen van de palen. Tijdens de bouw is de site van LBC 24/7 in bedrijf, wat inhoudt dat er gevulde tanks naast het talud aanwezig zijn. Een zettingsvloeiing zou dan voor een grote cala- miteit zorgen. De weinig draagkrachtige grondslag aan de zuide- ing. A.J. TanisTe c h n i s c h A d v i s e u r b i j De Klerk Waterbouw 16 GEOTECHNIEK ‘FIT FOR PURPOSE ’ FUNDERINGSPALEN VOOR NIEUWE STEIGER LBC TANK TERMINALS AUGUSTUS 2020 Figuur 1 – Impressie nieuwe steiger. ir. P.J. BogaardsTe a m l e i d e r / G e o t e c h n i s c h adviseur bij Royal HaskoningDHV ing. M. van den BergBedrijfsleider bij De Klerk Waterbouw lijke zijde is in het voorontwerp reeds geïdentifi- ceerd. Dit heeft geleid tot aanvullend grondonder- zoek om het “slechte” gebied beter in te kaderen. Daarnaast was de conclusie dat in het slechte gebied mogelijk een afwijkend paaltype diende te worden toegepast, gezien de aanwezige stoor- lagen in relatie tot het benodigde draagvermogen en stijve last/zakkingsgedrag. Voor het draag- vermogen was volledige plugvorming benodigd. Door grillige stoorlagen en een diepe kleilaag kon dit onvoldoende worden gegarandeerd. De aan-wezigheid van de (kleiige) stoorlagen binnen in de open buispaal heeft een sterk ongunstig effect op het last/zakkingsgedrag. Door de spannings- verhoging in de buispaal (in orde van 500-1000 kPa in bruikbaarheidsgrenstoestand) zullen de aan- wezige stoorlagen samendrukken en leiden tot een ongewenste zakking van de buispaal welke zich door consolidatie effecten in de loop van de tijd ontwikkelen. In de fase van het definitief ontwerp is, op basis van aanvullend grondonderzoek, nader gekeken naar de in het voorontwerp aangehouden paaltype in relatie tot de aanwezige samendrukbare stoor- lagen. Met name de samendrukking van stoorlagen aan de binnenzijde van de open stalen buispaal en/of direct onder de paalpunt had de aandacht. De bovenbouw was ook nader uitgewerkt waarbij de belastingen waren toegenomen. Dit was het ge- volg van een uitbreiding van het aantal leidingen. Vo o r d e n o o rd e l i j ke z o n e , m e t e e n g o e d g e p a k te draagkrachtige zandlaag, heeft het definitief ont- werp geresulteerd in een pluggende open stalen buispaal (ontwerp conform CUR 2001-8) met een diameter van 813 mm. Het paalpuntniveau be- draagt NAP -26,5 meter (zie figuur 2). De combinatie van een toegenomen belasting en een slap last/zakkingsgedrag van de funderingspa- len, heeft ertoe geleid dat voor de zuidelijke zone het paaltype is heroverwogen. Vergroting van de paaldiameter leverde, door stoorlagen en diepe kleilaag onvoldoende draagvermogen op en boven- dien onvoldoende stijf last/zakkingsgedrag. Ver- lengen zou tot problemen met heibaarheid leiden en een ongewenst groter risico voor zettingsvloei- ing bij het inbrengen. Aanpassing van de stramien- maat (verkleinen) is besproken, maar aangezien dit grote consequenties had voor de uitwerking van de bovenbouw, is hiervoor niet gekozen. Wel is in de zwaarst belastte zone, waar de grond tevens de laagste draagkracht had, per poer een funderings- paal toegevoegd (drie in plaats van twee palen). Bovengenoemde resulteerde in een hoge reken- waarde van een paalbelasting van 3000-4000 kN/paal, exclusief het eigen gewicht van de funde- ringspaal. De palen worden niet op trek belast. Het eigen gewicht van de met beton gevulde buispaal bedraagt in de uiterste grenstoestand maximaal circa 700 kN. Conform NEN 9997-1 par. 7.6.2.1 dient het eigen gewicht te worden meegenomen indien de palen boven het grondniveau uitsteken, wat hier het geval is.De totale belasting bedroeg daarmee maximaal 4700 kN/paal. Bij de beschouwing van alternatieve paalsystemen zijn als meest kansrijk onderstaande paaltypes be- schouwd: –Gesloten stalen buispaal. –Open stalen buispaal met uitgeheide voet. –Casing schroefpaal met groutinjectie (Type Tubex o.g.). –Prefab betonpalen (500x600). –Open stalen buispaal met betonplug. In overleg met het Havenbedrijf Rotterdam is uit- eindelijk gekozen voor een geheide stalen buispaal met een betonplug. Na het op diepte heien van de (open) buispaal diende de funderingspaal tot maximaal 1 m boven de paalpunt te worden leeg- gemaakt, waarna deze is afgevuld met (onderwa- ter)beton. Door de toepassing van een betonvulling in een traditionele open stalen buispaal wordt een hoog draagvermogen en een relatief stijf last/zak- kingsgedrag bereikt. De “fit for purpose” paal. Vo o r h e t o nt w e r p z i j n o n d e r s t a a n d e p a a l f a c t o re n aangehouden: –Paalklasse factor voor schachtwrijving: s= 0,006 (weinig grondverdringende buispaal). –Paalklasse factor voor puntweerstand: p= 0,80 (in verband met leegpulsen – Factor vòòr 2017). –Paalvoetvormfactor: = 1,0. De buispalen in de zuidelijke zone hebben een dia- meter van 914 mm. Het paalpuntniveau varieerde 17 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 Figuur 2 – Karakteristieke sondering zone met goede draagkrachtige grondslag (DKP101). Figuur 3 – Karakteristieke sondering zone met weinig draagkrachtige grondslag (DKM016). SAMENVATTING In geotechnische zin waren de funderingspalen onder de LBC-steiger een grote uitdaging. De positie van de steiger was door de opdrachtgever gekozen uit nautische overweging om de maximale afmeercapaciteit te kunnen behalen. De ondergrond waarop de steiger gefundeerd moest worden, bestond hier voor een deel uit slechte draagkrachtige lagen. Daarbij was de drukbelasting op de palen erg hoog, tussen de 3000 en 4000 KN per paal. Bovendien was een relatief stijf last-zakkingsgedrag gewenst om (verschil)zetting in het piperack en beton- dek te beperken. Er is gezocht naar een fundering met een relatief stijf last- zakkingsgedrag en een hoog draagvermogen. Diverse paalsystemen zijn onder- zocht, waarna is gekozen voor een open stalen buispaal met een betonplug. Door de toepassing van een betonvulling in een traditionele open stalen buispaal wordt een hoog draagvermogen en een relatief stijf last/zakkingsgedrag bereikt. De “fit for purpose” paal van NAP -26 meter tot NAP -36,5 meter (zie figuur 3). In figuur 4 is het draagvermogen tegen de diepte weergegeven van de met beton gevulde buispalen van 914 mm ter plaatse van sondering DKM016. Bij de getoonde sondering was een paalpuntniveau nodig van NAP -36,5 meter. De palen hadden een schoorstand van 10:1 behalve de middelste paal van de drie palen poer. Die staat te lood. In de vol- gende paragraaf wordt nader ingegaan op de uit- voerig van de “Fit for Purpose” palen. Uitvoering funderingspalen Voor het plaatsen van de buispalen is de nieuwe ta- ludbescherming reeds gerealiseerd. Onderdeel hiervan is het ontgraven en profileren van het nieuwe taludprofiel. Tegelijk met deze werkzaam- heden is het gebied nabij de palen met betonplug ontgraven om de aanwezige verontreiniging te ver- wijderen. Dat is in deze fase nauwkeuriger en een- voudiger uit te voeren. De genoemde buispalen (lengte ca. 40 meter en 20 ton gewicht) zijn zonder voorpoten volledig make- laargeleid geheid tot de opgegeven diepte. Er is gebruik gemaakt van een D62-22 dieselblok. De kalendering was gemiddeld tussen de 35 en 45 slagen per 25 cm, conform de vooraf gemaakte heianalyse. De heianalyse is gemaakt met PDP- Wave, waarbij voor het Soilmodel methode ‘Smith’ is gehanteerd en voor de shaft fatique ‘Alm& Hamre’. Het volledig heien (figuur 5) (zonder tril- lend voorpoten) was noodzakelijk in verband met de stabiliteit van het talud. Daarnaast was er een verhoogd risico op een mogelijke zettingsvloeiing. Het genereren van wateroverspanningen door tril werkzaamheden zou mogelijke instabiliteit veroor- zaken. Ver volgens is de grond in de buispaal ver w ijderd. In goed overleg met de opdrachtgever is ervoor gekozen om het bovenste deel eruit te vloeien door gebruik te maken van een spuitlans. Op een proef- paal is deze methode getest en is er een veilige afstand bepaald tussen de roergrens door het spuiten en de uiteindelijke ontgravingsdiepte. Het resterende deel is eruit geknepen met een speciaal aangepaste (versmald en verzwaard vanwege de bodemsamenstelling) “palenknijper” (figuur 6). Ook de cohesieve lagen zijn eruit gekne pen. To t s l o t i s e r t o t e e n b e p e r k t e d i e p t e i n d e d r a a g - krachtige zandlaag geknepen. Vooraf is uitgebreid stil gestaan bij de risico’s van een ‘blow-out’ van de bodem in de buispaal. Middels een Plaxis analyse is een beschouwing gemaakt met welke buitenwaterstanden er gekne- pen kon worden (door mogelijk optreden van beperkt vacuüm onder de knijper), welke water- stand in de buispaal gehandhaafd diende te worden en hoeveel meter zand er minimaal in de voet moest achter blijven. De minimale eis van 1.00 meter boven paalpunt niveau is soms verhoogt tot 3.00 meter boven paal- punt niveau, afhankelijk van de sondering. Op de waterstand in de buispaal is permanente controle geweest. Ook is de hijssnelheid van de knijper ver- laagd om geen onderdrukken te laten ontstaan onder de knijper. Door de schoorstand van de buispalen, waardoor de knijper bij het neerlaten langs de wand gleed, was het moeizaam om de soms relatief harde zand en kleilagen eruit te knijpen war de productie verlaagde. Verzwaren van de knijper wat noodzakelijk om dit deels te ver- beteren. Bovendien was het peilen van de niveaus in de buispaal in dat opzicht ook moeizamer omdat het peillood in sommige gevallen wel eens achter een op de buiswand achtergebleven stukje grond bleef hangen. Na het op diepte brengen is de buispaalwand aan de binnenzijde schoongemaakt om een goede hechting tussen beton en staal te bewerkstelligen. Middels steekproeven zijn video-inspecties uit- gevoerd op de wand en bodem. Om zeker te zijn dat er geen ontspanning was opgetreden na het op diepte brengen van de buispalen, zijn bij een aantal palen controle son- deringen uitgevoerd. Zoals eerder al gesteld betrof het hoofdzakelijk schoorpalen. Het zou erg kostbaar geweest zijn om in de buispaal onder de schoorstand te sonderen. Daarom is ervoor gekozen om twee sonderingen naast de paal uit te voeren. De positie was zo gekozen dat de conus ter plaatse van de paalpunt (NAP -36.50 m) de buis- paalwand zou passeren. Op paalpuntniveau was er een verhoogde conusweestand zichtbaar (>15%) veroorzaakt door het heien. Op het traject 8D boven de punt is een verhoging van ca. 7% zicht- baar. Het traject 4D onder de punt laat een verho- ging zien van ca. 12%. Ook zijn dissipatietesten uitgevoerd op paalpunt niveau. Over het algemeen gaf dit een lager of maximaal gelijke stijghoogte als de waterstand in de haven. Er is geen sprake van overspannen water. Gesteld kon worden dat er geen ontspanning was opgetreden. (figuur 7) Wat wel opvalt is dat op het traject tussen NAP -25.00 m en NAP -30.00 m een reductie van de conusweerstand opgetreden is. Deze reductie wordt niet toegeschreven aan het ontgraven van de buispaal. Uit laboratorium onder- zoek op een monster uit betreffende laag (Boring 001) blijkt dat de korrelvorm volgens Powers als ‘Zeer bolvormig’, ‘Matig Rond’, R = 0,4 gekenmerkt wordt. Daarnaast blijkt uit analyse dat de dichtheid (Dr) vooraf ca 77% was en na aanbrengen was de Dr 62%. Na vrijgave door de opdrachtgever konden de buis- palen worden gevuld met beton. Omdat de buis- palen op grote afstand van het talud staan en ver- volgens op enorme diepte gevuld moet worden (en schoorstand), is er een stortbuis van 40 m lengte ontwikkeld. Deze was verbonden met een stort- leiding naar een betonpomp. Na het plaatsen van de stortbuis is gecontroleerd of deze op bodem- niveau droog was. Vervolgens is het betonstort gestart waarbij langzaam de stortbuis wordt op- getrokken, zodanig dat de onderzijde altijd voldoende in de beton stak om ontmenging te voorkomen. De buizen zijn tot 5 cm onder de buispaalrand gevuld met een C30/37 mengsel, 18 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 Figuur 5 – Heiend aanbrengen buispalen. Figuur 4 – Draagkracht in diepte buispaal met betonplug (DKM016). ongeveer 25 m 3per buispaal. Na uitharding is het laatste deel van de buispaal gevuld met een gietmortel (sterkteklasse K70), dusdanig dat de betonkespen hierop rusten. De rand nabij de buispaalwand is vrijgehouden van giet- mortel om de ingestorte staalplaat in de betonkesp door lassen aan de buispaal te kunnen verbinden. Lessons learned Vanuit het ontwerp en de uitvoering van deze ‘Fit for purpose’ palen kunnen we de volgende lessen leren: –Bij een split design (onder- en bovenbouw) is het belangrijk dat ontwerpprocessen gelijk op lopen. Dit om in-efficiency bij eventuele aanpassingen te voorkomen; –Indien je aan de bovengrens van gebruikelijke paalsystemen zit ben je beperkt in het opvangen van eventuele tegenvallers. Door de hoge belastingen in combinatie met aanwezige grond- slag was vergroten diameter of verlengen palen onvoldoende effectief of viel buiten de normale uitvoeringsmogelijkheden; –Een schoorstand werkt goed voor de stabiliteit, maar bij palen welke moeten worden leeg gepulst en nabij de punt ontgraven met een palenknijper, werkt dit in de uitvoering tegen je. Ook de lengte van de palen i.c.m. een diepgelegen paalpunt- niveau kan hierbij tegen je werken. Verzwaren knijper was noodzakelijk en peillood bleef soms in buispaal hangen door schoorstand. Het inschakelen van de juiste uitvoeringsexper- tise parallel aan het ontwerpproces om het uit- voeringsrisico en de maakbaarheid te toetsen is noodzakelijk. Referenties NEN 9997-1, Geotechnisch ontwerp van construc- ties - Deel 1: Algemene regels, 2016, Nederlands Normalisatie-instituut. ! 19 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 Figuur 6 – Palenknijper. Figuur 7 – Vergelijk sonderingen DKP110A (vooraf) en DKP510 & DKP511 (achteraf). INLEIDING SCHELDEKAAIEN De kaaimuren langsheen de Schelde vormen een belangrijke link van Antwerpen met het maritieme verleden, waarin de stad openbloeide tot een wereldhaven. Het gros van de typische gewichts- muren aan rechteroever werd opgetrokken in de 19e eeuw en bereikt daarmee vandaag de dag al een serieuze leeftijd. Al sinds de aanleg ondervinden de kaaimuren stabiliteitsproblemen, gekenmerkt door onder andere ongewenste doorgaande ver- plaatsingen in de richting van de Schelde en de neiging tot kantelen. Tussentijdse stabiliteits- verhogende ingrepen (ontgravingen aan landzijde, steunbermen aan waterzijde,…) konden deze destabiliserende trend niet altijd verhinderen. Met het tot stand komen van het Masterplan Scheldekaaien worden de kaaimuren grondig onder handen genomen, om de stabiliteit in de komende jaren opnieuw te kunnen garanderen. Indien de huidige staat dit toelaat, wordt het uitzicht van de gewichtsmuur zoveel als mogelijk behouden en wordt gezocht naar methoden om de grondkering te ontlasten en/of bijkomend te verankeren. In uitzonderlijke situaties echter worden de gewichtsmuren vervangen door een meer hedendaagse verankerde combiwand, zoals bijvoorbeeld toegepast in de zone Nieuw Zuid. Parallel aan de stabiliteitswerken wordt de water- kering verhoogd tot +9,25 mTAW (richtlijnen Sigma- plan voor het Scheldebekken) en de volledige kaaistrook heringericht. PROJECTLOCATIE TER HOOGTE VAN HET LOODSWEZEN De focus van dit artikel ligt op de gewichtsmuren in de zone Bonapartedok/Loodswezen. De stabili- teitsstudie ervan werd uitgevoerd door de THV SBE-Technum in opdracht van De Vlaamse Water- weg nv. De plaatselijke kaaimuren met de grootste kerende hoogte (figuur 1, gestreepte lijn) werden in circa 1880 opgetrokken in metselwerk binnen een droogzetkuip bovenop stalen funderings- caissons (figuur 2a). De noodzakelijke stabilisatie van deze moten omvat de ontlasting van de ge- wichtsmuren aan de hand van een holle ruimte aan landzijde en het voorzien van uitwateringsopeningen doorheen het metselwerk. Bijkomend wordt een deel van de kerende functie overgedragen naar een achterliggende verankerde diepwand (figuur 2b). Voor twee kaaimuren C en D (respectievelijk de oostelijke kaaimuur van het Margueriedok en de zuidelijke kaaimuur van de toegangsgeul naar de gedempte Bonapartesluis, figuur 1) met kleinere kerende hoogte en zonder aanmeerfunctie kon worden afgeweken van deze type-oplossing. Een in-situ belastingsproef op werkelijke schaal werd uitgevoerd om de stabiliteit onder de ontwerp- belastingen aan te tonen. EINDIGE-ELEMENTENBEREKENING Gezien het gebrek aan sluitende ontwerptekeningen betreffende de geometrie van beide kaaimuren C en D werd een uitgebreid onderzoek gevoerd (inspectieputten, kernboringen, diagrafieboringen met camera-inspectie, bathymetrie- en topografie- metingen, visuele inspecties). Een conservatieve aanname van de afmetingen en samenstelling van de gewichtsmuren kon op die manier worden gemaakt (figuur 3). 26 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 Figuur 1 – Locatie belastingsproef. BELASTINGSPROEF OP HISTORISCHE KAAIMUREN ANTWERPEN ir. S. Bonte Projectingenieur, SBE nv Sint-Niklaas De grondlaagopbouw rondom de keermuren is vrij homogeen: bovenop de matig tot dichtgepakte Neogene zandlagen (Kattendijk/Berchem) bestaat het volledige grondpakket uit aange vulde grond/ silt. Daarnaast vormt de Boomse K lei (Paleogeen) een hydraulische barrière op een diepte van 26 meter (-19 mTAW). Met het grondwaterpeil uit de peilbuismetingen en de opgelegde uniforme terreinbelasting ter grootte 20 kN/m 2(karakteristieke waarde) werden de eindige-elementenberekeningen aangevat. Hoewel uit visuele inspecties bleek dat de structu- rele staat van deze kaaimuren in vergelijking met de omliggende gewichtsmuren erg goed is, kon zelfs de stabiliteit van de onbelaste bestaande toestand niet worden aangetoond op deze manier. De reden was wellicht te zoeken in de gemaakte conservatieve aannames en weerspiegelde bij- gevolg niet de werkelijke stabiliteit. Een belas- tingsproef op werkelijke schaal werd in oktober 2016 uitgevoerd om een antwoord te bieden op dit voorliggend stabiliteitsvraagstuk. SAMENVATTINGSAMENVATTING 27 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 Figuur 2a – Typesnede bestaande toestand. Figuur 2b – Typesnede ontwerptoestand. Figuur 3a – Typesnede kaaimuur C. Figuur 3b – Typesnede kaaimuur D. In het onderzoek naar de stabiliteit van de bestaande Antwerpse kaaimuren langsheen de Schelde (rechteroever) werd de laatste jaren een versnelling hoger geschakeld. Binnen het kader van het Masterplan Scheldekaaien worden grote delen gewichtsmuur vervangen door de traditionele verankerde combiwand of ontlast door middel van een holle ruimte achter de kaaimuur en bijkomend verankerd. Voor enkele gewichtsmuren ter hoogte van het Loodswezen bleken dergelijke ingrijpende maatregelen niet noodzakelijk: de stabiliteit werd aangetoond aan de hand van een in-situ belastingsproef op werkelijke schaal, resulterend in een significante reductie van de projectkost en uitvoeringstermijn en behoud van kostbaar historisch erfgoed Figuur 4 – Belastingszone en monitoringvoorzieningen (kaaimuur C). OPZET BELASTINGSPROEF RANDVOORWAARDEN Eurocode 7 voorziet naast het gebruik van bereke- ningen een alternatieve methode voor de toetsing van de algemene stabiliteit van een constructie onder zijn ontwerpbelastingen, als zijnde een belastingsproef op werkelijke schaal. De randvoor- waarden dienden hierbij zo goed als mogelijk de meest nadelige situatie te omvatten voor kaai- muren C en D. De proef werd daarom uitgevoerd overheen een periode die een springtij van het Scheldepeil begrenst. Het grondwaterpeil volgt het waterpeil van de Schelde met een zekere vertraging, maar zal bijgevolg ook extremere waar- den bereiken. Uit peilbuismetingen overheen een periode van meer dan één jaar blijkt overigens dat het grondwaterpeil aan landzijde van de keer- muren stabiel blijft in de tijd. De terreinbelasting werd omwille van de veilig- heidsfilosofie met 50% verhoogd tot 30 kN/m 2 (!q=1,50). De toegepaste belastingszone had telkens een breedte en lengte van respectievelijk H en 2H, met H de totale kaaimuurhoogte (figuur 4). Er werd geen belasting geplaatst bovenop de bestaande gewichtsmuur. Op die manier werd geanticipeerd op de meest kritische faalmechanismen voor der- gelijke gewichtsmuren aangezet op dichtgepakte Neogene zandlagen: glijden en kantelen. REFERENTIESITUATIE De belastingsproef ging gepaard met een uitge- breid meetprogramma (figuur 4). Alle resultaten werden hierbij uitgedrukt ten opzichte van een referentiesituatie, vastgelegd voor aanvang van de proef door middel van meetbouten (zowel op de gewichtsmuur als op de achterliggende water- keringsmuurtjes), peilbuizen (één per kaaimuur) en inclinometers (één per kaaimuur, tot 7 m onder het aanzetpeil van de gewichtsmuur). Zichtbare scheurtjes/voegen in de gewichtsmuur werden 28 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 Figuur 5 – Big bags gevuld met zand (kaaimuur D). Figuur 6 – Monitoringsfrequentie in functie van Scheldepeil tijdens fase ‘belasting verhogen’. Figuur 7 – Resultaat vervorming en (grond)waterpeil kaaimuur D. 29 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 opgemeten en gemarkeerd en het Scheldepeil werd doorgaand gemonitord. VERLOOP BELASTINGSPROEF STAPSGEWIJS BELASTEN De proefbelasting werd door Hye aangebracht in de vorm van big bags, gevuld met zand (figuur 5). Elke ochtend net voor laagwater in de Schelde werd de belasting verhoogd met 10 kN/m 2, en dit drie opeenvolgende dagen tot de maximale ontwerpbelasting werd bereikt. Daarna werd de maximale belasting één week lang aangehouden, alvorens weer volledig te worden weggenomen. FREQUENT MONITOREN MOW Afdeling Geotechniek stond gedurende het volledige verloop van de belastingsproef in voor de monitoring. De monitoringsfrequentie op een dag waarop de belasting werd verhoogd wordt grafisch weergegeven in figuur 6. De basis van de monitoringscampagne bestond uit de frequente opmeting van de meetbouten in 3 orthogonale richtingen en de uitlezing van de inclinometers. Ter hoogte van kaaimuur C werd een manueel uit te lezen inclinometer gebruikt (1 datapunt/uitlezing), een in-place inclinometer (IPI) werd toegepast ter hoogte van kaaimuur D (1 datapunt/15 min). Daarnaast werd het Schelde- en grondwaterpeil doorlopend gelogd (1 datapunt/15 min) en werden regelmatige visuele inspecties uitgevoerd (bij laag- water omwille van de grootste zichtbaarheid). De meetnauwkeurigheid van de inclinometers bedraagt 1 à 2 mm, bij de uitlezing van de meet- bouten ligt de nauwkeurigheid in de grootteorde 1 à 3 mm. De divers bepalen het grondwaterpeil op 0,5 cm nauwkeurig. In de fase van constante maaiveldbelasting kon de monitoringsfrequentie gezien de kleine verplaat- singen worden verminderd tot een dagelijkse uit- lezing/opmeting van de meetbouten en inclino- meters. Net voor het verwijderen van de belasting werd nog één grondige visuele inspectie door- gevoerd. De horizontale verplaatsingen van de kop van de kaaimuur (relatief t.o.v. de referentiesituatie) werden na elke opmeting getoetst aan de voorop- gestelde grenscriteria. Het bereiken van de grens- waarde (gelijkgesteld aan 0,5% van de kerende hoogte) zou resulteren in het onmiddellijk verwij- deren van alle belastingen. Theoretisch zou voor de grenswaarde 1% van de kerende hoogte kunnen worden aangehouden (filosofie Eurocode/Stan- daardbestek 260), maar gezien de beperkingen van de belastingsproef (korte duur, niet tijdens extreme stormwaterpeilen,…) en het feit dat hier relatieve verplaatsingen worden bekeken werd hierop nog een bijkomende veiligheid aangehouden. De grenswaarden voor kaaimuren C en D bedroegen respectievelijk 10 en 25 mm. Bij het bereiken van de helft van deze grenswaarden zou geen belasting meer worden toegevoegd. RESULTATEN Beide kaaimuren vertonen hetzelfde gedrag, in de resultaten zal daarom gefocust worden op kaaimuur type D (grootste kerende hoogte). In figuur 7 worden de opgemeten waterpeilen in de Schelde getoond, variërend tussen -0,67 mTAW en +6,26 mTAW (het optreden van een springtij op dag 8 is duidelijk zichtbaar). Het verloop van het grondwaterpeil volgt zoals verwacht met een kleinere amplitude het Scheldepeil. Eveneens worden in figuur 7 de horizontale ver- plaatsingen weergegeven van de kop van de kaai- muur (positief in de richting van de Schelde). Tijdens de belastingsproef werden nooit horizon- tale verplaatsingen van de kop van de kaaimuur groter dan ca. 1,1 mm gemeten in de richting van de Schelde, ver onder het vooropgestelde gren- scriterium en binnen de meetnauwkeurigheid. Ondanks de kleine verplaatsingen is er wel een duidelijke trendlijn zichtbaar. Na de initiële ver- plaatsingen van de kaaimuur ten gevolge van de belastingstoename treedt er een zekere stabilisatie op bij aanhoudende belasting. Om deze trendlijn nog duidelijker aan te tonen, had de belasting nog enkele dagen langer moeten worden aangehouden. Na het wegnemen van de belasting is er een duide- lijke terugval van de verplaatsingen te zien (elas- tisch deel), maar niet tot zijn initiële positie (plastisch deel van de vervormingen). De grootste verplaatsingen van de gewichtsmuur treden op bij hoog water in de Schelde, contradictorisch met hetgeen verwacht werd. Bij laag water grijpt name- lijk de grootste differentiële waterdruk aan op de kaaimuur in de richting van de Schelde. Wellicht resulteert het hoog waterpeil onder het gewicht van het water in een dergelijk grote samendruk- king van de grond voor en onder de kaaimuur dat deze een dominant aandeel heeft in de horizontale verplaatsing van de gewichtsmuur. De relatieve verplaatsingen in de richting van de Schelde over de volledige hoogte van de kaaimuur worden getoond in figuur 8 (springtij, laagwater). Ondanks de zeer kleine verplaatsingen (< 1 mm) is een beperkte kantel- en glijbeweging zichtbaar. Tijdens de visuele inspecties werden geen toe- names gemeten van de scheur- of voegbreedtes. Bovendien werden geen andere tekenen van schade waargenomen (nieuwe scheuren, verzakkingen,…). CONCLUSIES EN DISCUSSIE Aan de hand van een belastingsproef op werkelijke schaal werd de stabiliteit van kaaimuren C en D ter hoogte van het Loodswezen onder de ontwerp- belasting aangetoond, waar een eindige elemen- tenberekening duidelijk tekortschoot. De opge- meten verplaatsingen bleven ver onder de voor- opgestelde grenscriteria en vielen zelfs binnen de meetnauwkeurigheid. Dure en tijdrovende renovatiewerken werden daardoor vermeden en een deel van het waardevolle historisch erfgoed kon met weinig ingrijpende restauratiewerken worden behouden: oppervlakkig herstel van het parement (kaaimuur C) of het plaatsen van een nieuwe deksteen en betonnen voorzetwand (kaai- muur D). Uiteraard is voorzichtigheid geboden, aangezien de belastingsproef slechts van korte duur is. Ongewenste effecten op lange termijn (kruip, cyclische belastingen) konden vooralsnog niet gedetecteerd worden. De gemaakte conclusies zijn bovendien slechts geldig voor de randvoorwaar- den waarbinnen de belastingsproef werd uitge- voerd en herevaluatie zal nodig zijn bij wijziging hiervan (bijvoorbeeld slibruiming in de Schelde). Zo verdient het de aanbeveling om na afloop van de belastingsproef het bodem- en (grond)water- peil te blijven opvolgen en tijdens grote langdurige belastingen of extreme stormwaterpeilen even- eens het monitoren van de verplaatsingen van de kaaimuur te hervatten. Naast bijkomende monito- ring kan het tevens waardevol zijn een back-analyse te maken in een eindig-elementenmodel op basis van de uitgebreide monitoringsdata. Dit werd echter niet uitgevoerd binnen het kader van dit project. ! Figuur 8 – Resultaat inclinometer kaaimuur D. 22 GEOTECHNIEK Figuur 2 – Vergelijking van de verd icht ingsgraad D Pren relatieve dichtheden R nen Revan twee verschillende zanden die eenzelfde terrein-dichtheid !dr vertonen. 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. In grondwerk en wegenbouw wordt de mate van verdichting van zand op veel verschillende manieren weergegeven. De meest gangbare uitdrukkingen, nationaal en internationaal, zijn daarbij de verdich- tingsgraad en de relatieve dichtheid. Verd i cht i n g s g r a a d : o p b a s i s v a n é é n referentie-dichtheid (bijvoorbeeld volgens Proctor) Te r b e p a l i n g v a n d e v e r d i c h t i n g s g r a a d v a n i n h e t terrein aangetroffen zand met een droge dichtheid !dr wordt deze dichtheid vergeleken met een bepaalde referentiedichtheid !ref. De referentie- dichtheid wordt gewoonlijk gemeten in een gedo- cumenteerde laboratoriumproef op een, voor het betreffende terrein representatief monster. Toe- voeging van een zekere standaard-hoeveelheid energie aan het monster resulteert in de referentie- dichtheid !ref. Het quotient !dr/ !ref, vermenigvul- digd met 100% wordt gedefinieerd als de ver- dichtingsgraad. In principe kan elke standaard-laboratoriumproef, waarbij het monster tot een reproduceerbare pakkingsdichtheid kan worden gebracht dienen als referentieproef voor de verdichtingsgraad. In de internationale praktijk wordt de zogenoemde Proctorproef veelvuldig als referentieproef gehan- teerd. Geïnspireerd door de verdichtende werking van schapenpoten op een min of meer cohesieve ondergrond beschreef Proctor in 1933 een stamp- verdichtingsproef waarbij een metalen stamper in de vorm van een schapenpoot een aantal malen van een vaste hoogte valt op een grondmonster. Het monster wordt op deze wijze in een houder met een bepaalde inhoud laagsgewijs verdicht, zoals beschreven in de Standaard RAW Bepalingen of andere proefbeschrijvingen. Een dergelijke ver- dichting vindt plaats bij een aantal watergehalten, waarbij steeds vochtiger monsters worden beproefd. Het proefresultaat wordt gepresenteerd in de vorm van de zogenoemde normale-proctorcurve, waarbij de bereikte droge dichtheid is weergege- ven als functie van het watergehalte; zie figuur 1. De top van de curve wordt gedefinieerd als de ‘maximum-proctordichtheid’ (Engels: maximum proctor density, m.p.d. or mpd), terwijl het bij- behorende watergehalte wordt aangeduid als het optimum-watergehalte (Engels: optimum moisture content, o.m.c. or omc). In de figuur zijn tevens de lijnen van gelijk luchtgehalte en van gelijke verzadigingsgraad getekend. Van de Proctorproef bestaat naast de "normale" uitvoering ook een ’verzwaarde’ procedure, waar- bij 4,5 maal meer energie per cm 3materiaal wordt toegevoegd (grotere valmassa en -hoogte, meer slagen op meer grondlagen). De resulterende verzwaarde-proctorcurve ligt hoger en iets naar links verschoven ten opzichte van de normale curve; zie figuur 1. De vorm en ligging van de curve worden sterk bepaald door de grondsoort. Grofkorrelige gron- den als zand en grind, die goed zijn gegradeerd en relatief veel fijn materiaal bevatten vertonen een meer geprononceerde curve met een hogere top dan slecht gegradeerde materialen, zoals bijvoor- beeld de meestal relatief fijne, slecht gegra- deerde, Nederlandse Holocene zanden. Deze zanden leveren een relatief vlakke curve op, zonder duidelijke top. Vaak wordt daarom op dergelijke zanden de verzwaarde proef toegepast. Sommige onderzoekers waarschuwen voor het daarbij optredende risico van verbrijzeling van korrels; als gevolg daarvan kan de gradering van het materiaal zodanig veranderen dat een niet-representatieve proctorcurve resulteert. De dichtheid !dr van in het terrein aangetroffen zand kan nu worden weergegeven in de vorm van de verdichtingsgraad ten opzichte van het proctor- resultaat !Pr; de verdichtingsgraad is gedefinieerd als het percentage maximumproctordichtheid of m.p.d., ïn casu D Pr= ( !dr / !Pr).100%. Ten opzichte van het verzwaarde-proctorproefresul- COLUMN Piet Lubking GROND IN DE HAND HOUDEN VERDICHTINGSGRAAD OF RELATIEVE DICHTHEID - ÉÉN POT NAT? AUGUSTUS 2020 Figuur 1 – Resultaat van een normale en verzwaarde Proctorproef op grond. taat !V.Pr resulteert de verdichtingsgraad D V.Pr = (!dr/ !V.Pr ).100% ; voor hetzelfde zand ligt dat percentage natuurlijk iets lager dan D Pr. Relatieve dichtheid: op basis van twee referentie-dichtheden Te r b e p a l i n g v a n d e r e l a t i e v e d i c h t h e i d v a n i n h e t terrein aangetroffen zand met een droge dichtheid !dr wordt deze dichtheid vergeleken met twee referentiedichtheden, de zogenoemde maximum en minimum-dichtheid. Deze referentiedichtheden worden in gedocumenteerde laboratoriumproeven bepaald op, voor het betreffende terrein represen- tatieve monsters. De minimum-dichtheidsbepalingen zijn erop gericht van het zand een zo los mogelijke pakking te creëren door het droge of waterverza- digde materiaal zodanig voorzichtig te deponeren dat een zeer open korrelskelet tot stand komt met een reproduceerbare minimale dichtheid !dr.min . Bij de maximum-dichtheidsbepalingen wordt, net als bij de Proctorproef een standaard-hoeveelheid verdichtingsenergie (trillend, stampend of kne- dend) aan het droge of waterverzadigde monster toegevoegd om een reproduceerbare hoge dicht- heid !dr.max te bewerkstelligen. In nationaal en internationaal verband zijn talrijke verschillende proeven beschreven ter bepaling van de extreme dichtheden van zand. Natuurlijk zijn de uitkomsten van die proeven afhankelijk van de proefprocedures. Het is daarom van groot belang om bij relatieve dichtheidsaanduidingen altijd de gehanteerde proefprocedures ter bepaling van de referentiedichtheden te vermelden. Er zijn in de praktijk twee manieren om de relatieve dichtheid te definiëren, de continentale en de Angelsaksische: - de continentale relatieve dichtheid D r(Engels: relative density) is gebaseerd op het poriënge- halte n; deze wordt in Nederland wel betiteld als het relatief poriëngehalte R nof de relatieve porositeit D r: Dr = R n= (n max - n).100% / (n max - nmin ) - de Angelsaksische relatieve dichtheid I D(Engels: density index) is gebaseerd op het poriëngetal e; deze wordt in Nederland wel betiteld als het relatief poriëngetal R eof dichtheidsindex I D: ID= R e= (e max - e).100% / (e max - emin ) In bovenstaande formules representeren n en e het poriëngehalte respectievelijk het poriëngetal in het terrein, terwijl n max en e max het poriën- gehalte respectievelijk het poriëngetal voorstel- len beho rende bij de minimum-dichtheid. Verder re- presenteren n min en e min het poriëngehalte respectiev elijk het poriëngetal behorende bij de maximum-dicht heid. Vergelijking van verd icht ingsgraad en relatieve dichtheid In figuur 2 zijn de berekende relatieve dichtheden Rnen R een de verdichtingsgraad D Praangegeven van twee verschillende zanden die eenzelfde terreindichtheid !dr (rode stip) bezitten, maar waarvan de extreme dichtheden (groene stippen) en de maximum-proctordichtheid (gele stippen) verschillen. Vo o r t yp i s ch N e d e rla n d s e z a n d e n , d i e m e e s t a l relatief fijn, éénkorrelig en matig afgerond zijn, gelden enkele globale verbanden tussen de uit- komsten van boven beschreven referentieproeven. Daarbij is aangenomen dat de maximum- en mini- mum-dichtheidsproeven zijn uitgevoerd volgens de ASTM-specificaties, die ongeveer gelijke uitkomsten opleveren als de Deltares(GeoDelft)- procedures; de Proctorproeven zijn uitgevoerd volgens de internationaal gangbare specificaties. Daarbij blijkt: !dr.max ! !V.Pr ! 1,05 !Pr !dr.max / !dr.max ! 1,25 Met nadruk wordt erop gewezen dat deze verban- den bij hantering van andere extreme-dichtheids- proeven anders komen te liggen. Met behulp van bovengenoemde correlaties kan de relatieve dichtheid (R nof R e) kwantitatief wor- den vergeleken met de verdichtingsgraad (D Prof DV.Pr ). In figuur 3 is deze vergelijking weergegeven. Uit deze figuur blijkt dat de verdichtingsgraad DV.Pr van vastgepakt zand (D V.Pr =circa 100%) qua getalswaarde weliswaar globaal overeenkomt met de beide relatieve dichtheden, maar dat beneden deze waarde snel grote discrepanties optreden tussen de percentages verdichtingsgraad en rela- tieve dichtheid. In de praktijk worden beide aan- duidingen van de mate van verdichting vaak met elkaar verward. Het zal duidelijk zijn dat daaruit veel misverstanden en conflicten kunnen ontstaan. (On)geschiktheid Proctorproef voor Nederlandse zanden Te n s l o t t e w o r d t o p g e m e r k t d a t i n N e d e r l a n d d e verdichtingsgraad volgens Proctor vrijwel alge- meen wordt gehanteerd als aanduiding van het verdichtingsresultaat van zand. In diverse andere landen wordt de keuze tussen de aanduiding in de vorm van de verdichtingsgraad en de aanduiding in de vorm van de relatieve dichtheid onder andere afhankelijk gesteld van de zandsamenstelling. ASTM suggereert bijvoorbeeld een criterium van 12% deeltjes kleiner dan 74 "m als grens tussen beide benaderingen; bij minder fijne deeltjes wordt gebruik van de relatieve dichtheid aanbevo len, bij meer fijne deeltjes heeft toepassing van de verdichtingsgraad volgens Proctor de voorkeur. Als deze suggestie wordt gevolgd zou het verdich- tingsresultaat van met name de typisch Neder- landse, uniforme, fijne Holocene zanden moeten worden uitgedrukt door middel van de relatieve dichtheid in plaats van de meestal gehanteerde verdichtingsgraad. Deze zanden leveren in de regel ook een vlakke proctorcurve op. In dergelijke gevallen is hantering van het ‘percentage maxi- mum-proctordichtheid’ als aanduiding van de bereikte of vereiste mate van verdichting dan ook meestal weinig effectief. Hoewel veel Neder- landse voorschriften het ‘percentage maximum- proctordichtheid’ als crit erium hanteren vormt de relatieve-dichtheidsaanduiding voor typisch Neder- landse zanden dus een meer adequate kwantificer ing. Deze en andere onderwerpen die voor de prak- tiserende geotechnicus interessant en belangrijk kunnen zijn, komen aan de orde in de door PAO Te c h n i e k e n M a n a g e m e n t a a n g e b o d e n c u r s u s CGF-M (Masterclass ‘Handen aan de grond’) en worden behandeld in het bijbehorende boek ‘Grondgedrag’ (www.grondgedrag.nl). ! 23 GEOTECHNIEK AUGUSTUS 2020 COLUMN Figuur 3 – Kwantitatieve vergelijking tussen relatieve dichtheid (Angelsaksisch of continentaal) en verdichtingsgraad (normale of verzwaarde Proctor). Inleiding Voor het door Comol5 te realiseren Knooppunt Hofvliet, de verbinding van de nieuwe N434 met Rijksweg A4, zijn drie hoge terpen benodigd om de N434, met behulp van twee Fly-overs (KW20 en KW21), over de A4 te laten kruisen. In figuur 1 is de locatie van het Knooppunt Hofvliet weergegeven. Vanaf de Star tschacht (K W17)/Toerit-oost (K W18) (aan de westzijde) tot het Knooppunt Hofvliet (aan de oostzijde) zijn tevens een Werkterrein, voor de realisatie van de Startschacht/Toerit-oost, en het Tunnellogistiek terrein op de slappe bodem gerealiseerd. De bodem ter plaatse van de Oost- vliet-, Hof- en Spekpolder bestaat uit lagen veen en humeuze klei met op sommige locaties een totale dikte van 10 m, zie figuur 2. Bovendien is er hier sprake van een tussenzandlaag. De combinatie van een maximale ophoging van 9 m voor de terp aan de westzijde van het knooppunt, de uitdagende uitvoeringsplanning en zeer slappe bodemopbouw heeft ervoor gezorgd dat ter plaatse van de hoog- ste delen van de terpen paalmatrassen toegepast worden. Het als eerste gerealiseerde Paalmatras Hofvliet-West dient tevens als fundering voor een Slurry Treatment Plant (STP), die benodigd is voor het boren van de tunnels (N434). De STP behandelt de vrijgekomen grond, die door een boorspoeling wordt getransporteerd uit de TBM. Deze paal- matras Hofvliet-West is de grootste paalmatras, naast de twee overige te realiseren paalmatrassen, die zich ter plaatse van de bestaande A4 bevinden, aan de noord- en zuidoostzijde van het Knooppunt Hofvliet. Dit artikel behandelt naast de toegepaste risico- benadering en observational method, de ontwerp- kwaliteit en het ontwerp en de realisatie van het Werkterrein, het Tunnellogistiek terrein en de Paal- matras Hofvliet-West. Risicobenadering en Observational method De door de opdrachtgever voor de aanbesteding onderkende hoofdrisico’s (EMVI-criteria) zijn: - Percelen zijn niet (tijdig) beschikbaar voor start werkzaamheden; - Schade aan bestaande of nieuwe constructies, dan wel ongemak door weggebruiker, door slechte bodemgesteldheid/zettingen ter plaatse van Knooppunt Hofvliet. Te v e n s i s v o o r a f g a a n d a a n d e w e r k z a a m h e d e n e e n inventarisatie van de overige van toepassing zijnde risico’s gemaakt. De monitoring is opgezet door het ontwerpteam gedurende het opstellen van het ontwerp. De site-engineering (uitvoeringsbegeleiding) maakte tevens onderdeel uit van het ontwerpteam om de lijnen zo kort mogelijk te houden. Voor en gedurende de uitvo ering van de ophoog- werkzaamheden werd in nauw overleg binnen Comol5 (ontwerp en realisatie) besloten om waar nodig bij te sturen in het ontwerp naar aanleiding van de actuele situatie gedurende de realisatie: - Het herzien van de veiligheidsbenadering voor de beschouwing van de stabiliteit van de ophoog- slagen; - Het bepalen op basis van evaluatie van de zak- bakenmetingen of er wordt voldaan aan de rest- zettingseisen en hierop anticiperen voor kritieke locaties in de uitvoeringsplanning; - Het bijstellen van het geotechnisch ontwerp, naar aanleiding van de herziening van de grondpara- meters, op basis van de resultaten van het aanvul- lend laboratoriumonderzoek (stabiliteit en zetting). Kwaliteit geotechniek Voor de k waliteitsborging van het geotechnisch ontwerp is door Deltares een audit ten aanzien van geotechniek en het geotechnisch risicomanage- ment voor een aantal specifiek onderdelen uitge- voerd. Het doel van deze zogenaamde GeoRisico- Scan 2.0 was het behalen van het ‘Geo-OK+-label, die als maatstaf dient voor de kwaliteit van het Figuur 1 – Overzicht ontwerp eindsituatie Knooppunt Hofvliet (A4-N434) in relatie tot de Tunnellogistiek. (Bron: Google Earth) Figuur 2 – Sonderingen ter plaatse van Knooppunt Hofvliet met en zonder tussenzandlagen. 36 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 TUNNELLOGISTIEK OP EN NAAST EEN PAALMATRAS IN DE POLDER ing. N. KalleTe a m l e i d e r G e o t e c h n i e k G W W –Comol5 / Arthe civil & structure b.v. ir. B. L ietaert Adviseur Geotechniek GWW –Comol5 / Dredging International ir. W.P. MunstermanAdviseur Geotechniek GWW –Comol5 / Arthe civil & structure b.v. Georisicomanagement in het project. Hiervoor zijn onder andere het Geotechnisch Basis- rapport met grondonderzoek en grondparameters, het Definitief en Uitvoeringsontwerp voor de maatgevende hoge terpen en het monitoringsplan beoordeeld. De gevolgde processtappen en vastlegging van de inhoudelijke beheersing zijn voor het project aantoonbaar correct uitgevoerd, waarmee de hoogste score van het “Geo-OK+-label” is behaald. Werkterrein Star tschacht (KW17)/Toerit-oost (KW18) en werkwegen Voor het realiseren van de Star tschacht, ten beh o e v e van de tunnelboormachine, en Toerit-oost zijn onder andere een werkterrein, opslagterreinen, keten en werkwegen gerealiseerd. De draagkracht, stabiliteit en zettingen zijn beschouwd voor de diverse belastingen, waaronder een diepwand- en ankerpalenstelling (maximaal 170 ton). Hiervoor is gedurende een periode van 3 maanden het ter- rein voorbelast. Hierbij is rekening gehouden met de gebruiksperiode van het werkterrein, de water- kerende functie van de diepwand (restzettingseis van 0,10 m in verband met de sleufstabiliteit en benodigde hoogte) en de benodigde drooglegging van 0,7 m. De drooglegging is van belang voor de maximaal toegestane restzetting van het terrein. De kraan voor het inhijsen van het TBM-graafwiel stond op een op palen gefundeerde vloer. Er is bij het ontwerp van de diepwand en damwand rekening gehouden met het raakvlak bestaande uit de beoordeling van de invloed van het aangelegde werkterrein (verticale en horizontale belasting). Vanwege de werkzaamheden voor een te realiseren overkluizing voor twee te verleggen Gasunie- leidingen (12” en 30”) kon het werkterrein voor de To e r i t - o o s t n i e t d i r e c t i n z i j n g e h e e l w o r d e n a a n - gelegd. In een relatief laat stadium is onder hoge tijdsdruk zodoende de oostelijke uitbreiding van het werkterrein gerealiseerd. Hiervoor is de invloed op de Gasleidingen met behulp van D-Settlement en Plaxis 2D beschouwd en getoetst aan de door de Gasunie vastgestelde verplaatsingscriteria. Het grondgedrag is in Plaxis 2D gemodelleerd met het model Hardening soil en er is rekening gehouden met het tijdsafhankelijk gedrag van de grond (klei en veen). Tevens is de stabiliteit van de ophogingen in Plaxis 2D beschouwd. De indeling van het Werk- terrein en Tunnellogistiek terrein zijn op basis van de berekeningsresultaten aangepast. In eerste Figuur 3 – Overzicht met beschouwde delen aardebaan (schematische weergave). Figuur 4 – Overzicht indeling Westelijk deel Tunnellogistiek terrein. Figuur 5 – Overzicht voorbelastings- maatregel Westelijk deel Tunnellogistiek terrein. 37 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 SAMENVATTING Vo o r h e t re a l i s e re n v a n b o o r t u n n e l s i s Tu n n e l l o g i s t i e k v a n g ro o t b e l a n g . U i t - dagend was de aanleg van een Tunnellogistiek terrein in een polder met zeer slappe bodemopbouw. Het terrein bestaat uit vele constructies met hieraan gestelde eisen. Integrale samenwerking binnen de disciplines - tunnel, kunst- werken, realisatie en GWW - is belangrijk gebleken en heeft geleid tot een goed functionerend Tunnellogistiek terrein. Er is voor gezorgd dat alles volgens uitvoeringsplanning gereed was en de risico’s en raakvlakken zijn goed beheerst. Op dit moment functioneert het paalmatras deels nog als fundering van een Slurry Treatment Plant. Begin 2022 worden de aardebanen gereali- seerd, zodat uiteindelijk het verkeer erover kan rijden. instantie was namelijk een opslag met een relatief zware belasting nabij de gasleidingen gepland. Tunnellogistiek terrein met TBM Mucking areas Voor het boren van de tunnels is een Tunnellogist i e k terrein tussen de Toerit-oost (KW18) en het paal- matras Hofvliet-West (zie figuur 3) gerealiseerd. Op het terrein bevindt zich alle benodigde logis- tiek voor het tunnelboren, waaronder tevens een aantal werkwegen. Er werden criteria ten aanzien van de tunnelsegmentenopslag, loodsen, keet, water- tank, waterdepot, hydraulisch transportleidingen en cementfabriek gesteld. Het terrein heeft bij- voorbeeld een gebruiksduur van 2 jaar, de rest- zetting en restzettingsverschillen van de segmen- tenopslag dienen beperkt te zijn, het terrein dient voldoende draagvermogen voor de verschillende belastingen te bieden en er dient rekening te worden gehouden met de rijbanen van de N434 in de eindsituatie. Het westelijk deel van het Tunnellogistiek terrein (zie figuur 4) is meer dan 8 maanden voorbelast met deels verticale drainage (zie figuur 5). Deze maat- regelen waren benodigd om aan de restzettings- eisen van de N434 in de eindsituatie te voldoen. Het terrein is hierbij verdeeld in 5 gebieden met verschillende uiteindelijk rustende belastingen en restzettingseisen. Voor deze gebieden zijn ophogingen met totale hoogten variërend van 3 tot 6 m zand aangebracht (inclusief voorbelasting). De benodigde ophogingen voor de eindsituatie zijn 1 tot 3 m. Er zijn zettingen van meer dan 2 m opgetreden. De indeling van het Tunnellogistiek terrein (waar- onder locatie wegen, depots en tunnelsegmenten- opslag) is in overleg met ontwerp geotechniek afgestemd. Voor het ontwerp waren tevens de stabiliteit en de drooglegging van het terrein van belang. Er is daarnaast rekening gehouden met de invloed van de voorbelasting op de in aanbouw zijnde constructie van Toerit-oost (KW18). De horizontale en verticale belastingen op de gerealiseerde funderingspalen zijn hiervoor beschouwd. Voor de cement fabriek is gezien de 4 silo’s met een hoogte van meer dan 28 m (grote belastingen door onder meer wind) ervoor gekozen deze te funderen op palen. Uiteindelijk zijn deze cementfabriek en de Slurry Treatment Plant gefundeerd op het paalmatras de enigste constructies, die niet zijn gefundeerd op staal. Het oostelijk deel van het Tunnellogistiek terrein wordt gebruikt voor twee zogenaamde TBM Muc king Areas (grond- en stenendepots met verschillende korrelgrootten), die vrijkomen uit de op het paalmatras Hofvliet-West gefundeerde Slurry Tr e a t m e n t P l a n t ( z i e f i g u u r 6 ) . Te r p l a a t s e v a n d e TBM Mucking Areas wordt de geboorde grond tijdelijk opgeslagen voordat deze verder wordt afgevoerd. De TBM Mucking Area I, voor zandig materiaal, heeft in het bovenaanzicht de vorm van een banaan vanwege de roterende transportband (conveyer belt), die de grond aanvoert. De hoogte hiervan is maximaal 6 m (in een driehoekige vorm). Het materiaal van de TBM Mucking Area I wordt na verloop van tijd getransporteerd naar de nabij gelegen Meeslouwerplas. Ter plaatse van TBM Mucking Area I is in een korte periode voorbelas- ting inclusief verticale drainage toegepast (zie 7). Deze voorbelasting is aangebracht om de stabili- teit van het depot gedurende het relatief snel storten, gedurende het tunnelboren, te kunnen garanderen. TBM Mucking Area II voor keien, grind en de fijne fractie uit de centrifuge-units van de Slurry Treat- ment Plant, is kleiner qua oppervlakte en beduidend minder hoog dan TBM Mucking Area I. Hiervoor was geen maatregel benodigd. Te v e n s z i j n o p h e t t e r r e i n e e n M i x i n g u n i t ( m e n g - eenheid), Soil pressing unit (grondpers) en Water- tank gerealiseerd. Voor het ontwerp van de tunnellogistieke co n- structies zijn de draagkracht, stabiliteit, zetting, Figuur 6 – Overzicht indeling Oostelijk deel Tunnellogistiek terrein. Figuur 7 – Overzicht voorbelastings- maatregel Oostelijk deel Tunnellogistiek terrein. Figuur 8 – Overzichtstekening van de ringdijk met voorbelasting rondom het paalmatras. 38 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Figuur 9 – Schematische weergave van de dimensies van de voorbelasting. Figuur 11 – Ontwerp paalmatras Knooppunt Hofvliet: contouren vlekkenkaart met ophogingen groter of gelijk aan 4,5 m en tussenzandlaag zijn m.b.v. GIS gecombineerd. Figuur 10 – Dwarsprofiel met het Plaxismodel van het paalmatras Knooppunt Hofvliet. Aan beide zijdes hiervan zijn de contouren van de voorbelasting te zien. Figuur 12 – Overzicht ligging Kwadranten 1 t/m 7 en de contouren van het paalmatrassysteem Hofvliet-West. drooglegging, belastingen op de funderingspalen voor de transportband en de invloed op het naast- gelegen paalmatras beschouwd. Het oostelijk deel van het tunnellogistiek terrein zal na de realisatie van de boortunnels plaats- maken voor de resterende voorbelasting (tot 5 m hoogte) ten behoeve van de rijbanen van de N434. Paalmatras Hofvliet-West met Slurry Treatment Plant VOORBELASTING Er is uitgegaan van de toepassing van paalmatras- sen v oor ophogingen groter of gelijk aan 4,5 m (figuur 9). Dit betekent dat de terpen voor de aarde- banen zijn voorbelast voor ophogingen kleiner dan 4,5 m. Deze ophogingen bevinden zich zowel in de aansluitingen op het paalmatras in de lengte- richting als de taluds in de dwarsrichting van de aardebaan (flanken paalmatras). Om ervoor te zorgen dat de horizontale verplaatsing van de cohesieve lagen ter plaatse van de eerste palen- rijen binnen de perken blijft, is rondom het paal- matras een voorbelasting (inclusief verticale drainage) in de vorm van een ‘ringrijk’ toegepast met een hoogte van 6 m (figuur 10). Ter plaatse van het westelijke landhoofd van de fly-over KW20 was de voorbelasting echter 10 m hoog. Deze ring- dijk met voorbelasting heeft 3 maanden zettingen geforceerd (figuur 8). Aangezien uit het grondonderzoek bleek dat de dimensies en consistentie van de zandlaag erg grillig zijn is de ligging van deze zandlaag in kaart gebracht. Het bleek dat in het Holocene pakket er een aantal zandlagen elkaar afwisselden c.q. in elkaar overliepen: ten eerste een zogenaamde tussenzandlaag (i.e. jonge wadafzettingen op circa NAP-6,0 m tot NAP-10,0 m, zie figuur 2) die uitwigt ter plaatse van het paalmatras (figuur 11). Te v e n s w a s e r e e n d i e p e r e z a n d l a a g m e t r e l a t i e f lage qc-waardes (< 10MPa) aangetroffen, voor- namelijk tussen NAP-10 m en NAP-16 m. Deze zandlaag maakt onderdeel uit van oudere Holo- cene wadafzettingen, die hier en daar zeer diepe geulen (tot NAP-18 m) in het meer vastgepakte Pleistocene zand (met een gemiddeld niveau op NAP-13 m) hebben uitgesleten. Deze heterogeniteit van de geologie en de hoogte van de ophogingen (groter of gelijk aan 4,5 m) ter plaatse van het paalmatras zijn gecombineerd in Figuur 11. Na deze variabelen te hebben gecombineerd is het oppervlak van het paalmatras in 7 kwadranten opgedeeld met elk een eigen ontwerpniveau en dus maximale ophoging (variërend van 3,2 tot 9,5 m). Bij de bepaling van de verticale draagkracht van de geprefabriceerde betonpalen heeft elk kwadrant een uniform paalpuntniveau en dus paal- lengte verkregen. Bij een orthogonaal stramien met een hart op hart-afstand van 2,25 m, waarvan de stramienlijnen parallel tot semi-parallel aan de bovenliggende wegassen zijn ontworpen, zijn bovendien voor elk kwadrant de bijbehorende sterktes van de geokunststofwapening in zowel de lengterichting als de dwarsrichting ontworpen (figuur 14). In totaal heeft het Paalmatras Hofvliet-West 2.540 stuks palen en een oppervlakte van 12.173 m 2. Bovendien is er circa 4,0 km geotextiel in de dwars- richting en 3,4 km geogrid in de lengterichting aan- gebracht. Slurry Treatment Plant Te r p l a a t s e v a n d e w e s t z i j d e / t u n n e l z i j d e v a n h e t paalmatras Hofvliet-West dient, gedurende het boren van de tunnelbuizen door de TBM, een Slurry Treatment Plant (STP) in bedrijf te zijn. Aan- gezien deze uit zware onderdelen bestaande in- stallatie op een zettingsvrij oppervlak dient te staan, is ervoor gekozen om de STP op het paalma- tras te installeren. De locatie van de STP op het paalmatras is in figuur 12 aangegeven met een zwart gestippelde lijn. Tijdens het ontwerp is ge- verifieerd of de belastingen van de afzonderlijke zware STP-onderdelen, zoals hoge silo’s (bento- niet- en kalkpoeder), grote tanks (water-, slurry- en 39 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 bentonietmengsel), niet het totale eigen gewicht van de aardebaan, wegfundering en asfalt in de eindsituatie op het paalmatras, zullen overschrij- den, waarbij rekening is gehouden met de maxi- male draagkracht van het paalmatras per kwadrant. Uitvoeringsaspecten Hoewel ter plaatse van de te heien palen reeds was voorbelast, was het niet mogelijk om deze voor- belasting af te graven tot aan het aanlegniveau van het paalmatras op NAP-2,0 m in verband met de stabiliteit van de heistelling. Vanwege deze reden zijn de palen geheid met een oplanger. Door het heien met een oplanger, zou de nauwkeurigheid van de locatie van de palen mogelijk in het geding kunnen komen, aangezien de paalkoppen niet geschouwd konden worden. Echter, door de hei- toleranties in zowel het horizontale vlak (maximaal ± 10 cm) als in verticale richting (maximaal ± 5 cm) duidelijk voor te schrijven zijn, ondanks het gebruik van een oplanger, de heiwerkzaamheden goed verlopen. Na het afgraven van de werkvloer tot aan boven- kant paal bestond er een kans dat de werkvloer op het aanlegniveau van NAP-2,0 m te nat zou worden door de opbolling van de grondwaterstand. Grote oppervlaktes van het paalmatras bleven echter tijdens het uitrollen van de geokunststofwapening droog. Op een aantal locaties was het iets te nat, zodat bemaling toegepast is om een droge werk- vloer te creëren. Daarnaast heeft een relatief droge herfst meegeholpen aan deze gunstige werkomstandigheden! Paaldeksel en oplegrubber Tijdens de realisatie bleek een forse heiknobbel aanwezig te zijn op de paalkop (figuur 13 links). Hierdoor zou na installatie van de paaldeksel op de paalkop, de paaldeksel scheef kunnen komen te liggen, met grote piekspanningen tot gevolg. Daarom is besloten om een oplegrubber toe te passen op de paalkop met een opening in het mid- den, die over de heiknobbel van de paalkop heen valt (figuur 13 rechts). Conclusies Bij het realiseren van boortunnels vanuit een start- schacht is naast het ontwerp en de realisatie van de boortunnels, tevens de bijbehorende Tunnel- logistiek van groot belang. Uitdagend bij de Rijn- landRoute was de aanleg van een Tunnellogistiek terrein in een polder met een zeer slappe bodem- opbouw onder grote tijdsdruk. Tevens bleek dat een Tunnellogistiek terrein uit vele verschillende constructies bestaat met hieraan gestelde eisen en vele raakvlakken met objecten. De integrale samenwerking binnen de verschillende disciplines (tunnel, kunstwerken, realisatie en GWW) is van groot belang gebleken en heeft geleid tot een goed functionerend tunnellogistiek terrein. De hands-on mentaliteit bij het ontwerp en site-engi- neering heeft er bovendien voor gezorgd dat alles volgens uitvoeringsplanning gereed was en de risico’s en raakvlakken zodoende aantoonbaar voldoende zijn beheerst. Op dit moment functioneert een derde deel van het paalmatras nog als fundering van de Slurry Tr e a t m e n t P l a n t . B e g i n 2 0 2 2 z u l l e n d e a a r d e b a n e n ter plaatse van het westelijk deel van Knooppunt Hofvliet worden gerealiseerd (figuur 15), zodat het paalmatras zijn uiteindelijke doel kan gaan dienen: er kan dan uiteindelijk verkeer over gaan rijden! ! Figuur 13 – Links: weergave van de grootte van de heiknobbel op de geprefabriceerde betonpalen. Rechts: installatie van de paaldeksels op de paalkoppen met daar tussen het oplegrubber met opening. Figuur 14 – Het uitrollen van de geokunststofwapening voor het paalmatras Knooppunt Hofvliet West. Figuur 15– 3D Palenveld onder het paalmatras Knooppunt Hofvliet West afkomstig uit het BIM. 40 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 35 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 ir. H. Mort ier Integraal ontwerpmanagerDIMCO De RijnlandRoute is de nieuwe wegverbinding tussen Katwijk, via de A44, naar de A4 bij Leiden. Met deze nieuwe route wordt gebouwd aan de economische versterking van de regio waarbij de bereikbaarheid en leefbaarheid van het gebied wordt verbeterd. De huidige verkeersknelpunten worden opgelost en een goede doorstroming in de regio Holland Rijnland gegarandeerd. Twee van de drie deelprojecten van de RijnlandRoute zijn inmid- dels in uitvoering. Het project N434/A44/A4, waarvan de geboorde tunnel deel uitmaakt, wordt uitgevoerd door aannemerscombinatie Comol5, het project N206 Tjalmaweg door Boskalis. Het derde project van de Rijnlandroute, de N206 Europaweg, is nog in voorbereiding. De verwach- ting is dat de RijnlandRoute eind 2022 gereed is. De regie van het project wordt gevoerd in een samenwerkingsverband tussen Provincie Zuid- Holland en Rijkswaterstaat. Deze twee partners staan ook samen met Holland Rijnland en de gemeentes Leiden, Voorschoten, Katwijk en Was- senaar in voor de financiering van het project. De meeste werken in de RijnlandRoute zijn onder- deel van het deelproject N434/A44/A4 waar de artikelen in dit katern over handelen. In deze inlei- ding gaan we in vogelvlucht over het project waarbij we enerzijds verwijzen naar reeds eerder gepubli- ceerde literatuur en anderzijds, voor de geotech- nisch interessante topics jullie graag lekker maken voor de navolgende artikelen van dit katern. De nieuwe verbindingsweg N434 sluit aan op de bestaande snelwegen A4 en A44 met de respectie- velijke knooppunten Hofvliet en Ommedijk. Knoop- punt Hofvliet wordt uitgevoerd met onder andere twee fly-overs met een lengte van 300 m en 220 m. De constructieve aspecten van deze eyecatchers worden uitvoerig toegelicht in [1]. De terpen naar de landhoofden van deze fly-overs werden vanaf een bepaalde terphoogte uitgevoerd op een paal- matrasfundatie. Ontwerp en uitvoering hiervan worden toegelicht in ‘Tunnellogistiek op en naast een paalmatras in de polder’. Voor knooppunt Ommedijk is voor een onderlangse kruising geko- zen. Deel van deze onderdoorgang is de eco- passage en fietspad. De geringe hoogte van het vrije profiel maakte het mogelijk af te stappen van een traditionele betonnen U-bak op palen naar een folieconstructie. Detaillering van deze oplos- sing vindt u terug in ‘Schoorpalen en gewapend onderwaterbeton rondom diepgelegen water- leiding & Een complexe folieconstructie’. Verd er bestaat de nieuwe N434 nog uit een circa 1,4 km lange open bak en een 2,5 km lange geslo- ten tunnel waarvan 2,25 km door gemechani- seerde boortechniek wordt uitgevoerd. Ontwerp van de lining en dwarsverbindingen is uitvoerig terug te vinden in [2], [3], [4] en [5], terwijl alle details over ontwerp en uitvoering van de schachten gepubliceerd wordt in [6]. In deze artikelenreeks willen we vooral focussen op de opgedane erva- ringen bij de eerste tunneldrive met speciale aandacht voor de startfase en het ondertunnellen van het Rijn-Schiekanaal. Vo o r d e o p e n b a k co n s t r u c t i e w e rd e e n o nt w e r p gemaakt waarbij enkel onderwaterbeton werd toegepast in de twee diepst gelegen moten waar de waterkelder en het aquaduct zijn gesitueerd. Daar op deze plaats ook een bestaande water- leiding op te geringe diepte aanwezig was, diende het onderwaterbeton plaatselijk gewapend uit- gevoerd te worden in combinatie met schoor en te lood staande palen. Het overgrote deel van de open bak kon zonder toepassing van onderwater- beton uitgevoerd worden. Hiervoor werd een uit- gekiend systeem van bemaling met retour- leidingen ontworpen en na een uitvoerige test in het werk geimplementeerd. In navolgende pagina’s wordt dit uitvoerig toegelicht. Referenties [1] Nass, Westerbeek, Boeters, Prakken: De eye- catchers van de RijnlandRoute, Cement 03/2019 [2] Mortier, Peerdeman, van der Put: Boren tussen de A4 en de A44, Cement 05/2017 [3] Mortier, Brugman, Schubert: The difference is in the detail, Tunnels and Tunneling November 2018 [4] Mortier, Brugman, Peerdeman, Schubert: The RijnlandRoute bored tunnel – continuously impro- ving the mechanized tunneling process, proceed- ings ITA-WTC2019 [5] Liem, Vervoort, Brugman, Partovi: Safety ap- proach for lining calculation s applying a 3D-conti- nuum model, proceedings ITA-WTC2019 [6] Mortier, Peerdeman: Shaft design for the RijnlandRoute bored tunnel, Structural enginee- ring International 04/2020. ! DE RIJNLANDROUTE ONDERWEG Figuur 1 – Overzicht N434 met knooppunten Hofvliet en Ommedijk. ir. B. PeerdemanIntegraal ontwerpmanager Comol5 / Royal HaskoningDHV ir. M.H.A. BrugmanOntwerpleider Boortunnel - Comol5 / Arthe civil & structure b.v. 45 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Voor de realisatie van de verd iepte ligging en de toeritten van de N434 wordt grotendeels gebruik gemaakt van een bemaling voor het verkrijgen van een droge bouwkuip. Voor het ontwerp is ge- bruik gemaakt van de expertise van LamersWater. De realisatie is in handen van een combinatie bestaande uit Voorham en Bouten Geotron. Lamers- Water verzorgt ook ondersteuning in de realisatie- fase. Zoals eerder beschreven bestaat de nieuwe verbin- dingsweg N434 uit ca. 2,0 km verdiepte ligging en toeritten. De oostelijke toerit (zijde A4) heeft een lengte van 330 m. De westelijke toerit en de verdiepte ligging zijn ca. 1,5 km. De constructie betreft een in-situ betonconstructie op een paal- fundatie. De betonconstructie is verdeeld in moten van 25 m. In totaal zijn er 81 moten. De betonconstructie wordt gerealiseerd in een damwandkuip, met uitzondering van de schachten waar diepwanden zijn toegepast. De damwandkuip bestaat uit compartimenten van ca. 200 meter lang. Dit is gedaan voor een optimale inzet van materiaal en materieel enerzijds en beheersing van risico’s anderzijds. Er zijn in totaal 20 comparti- menten. Voor de diepste compartimenten van de toeritten en het Aquaduct wordt gebruik gemaakt van onderwaterbeton. Dit betreffen in totaal 8 compartimenten met 14 moten. De overige 12 compartimenten, met 67 moten, worden gereali- seerd met behulp van een bemaling, bestaande uit een freatische bemaling en een spannings- bemaling. Randvoorwaarden ontwerp Voor de bemaling zijn de vo lgende randvoor waar- den van toepassing: 1. De bemaling dient het mogelijk te maken om de bouwkuipen in den droge te ontgraven zonder dat opbarsting optreedt; 2. De bemaling moet voldoen aan de eisen van het Hoogheemraadschap van Rijnland, waarbij is gesteld dat 100% moet worden geretourneerd en de grondwaterstanden buiten de systeemgrens niet lager mogen zijn dan de historische waarden. 3. Er mag geen negatieve invloed optreden aan omgevingsobjecten. Dit betreft ondermeer de rijksweg A44, een rivierentransport-waterleiding (op afstand van 18m tot bouwkuip), de waterkeringen en bebouwing (zowel ‘op staal’ als op paalfun- datie). De afstand van de bouwkuip tot de systeemgrens is over grote delen gelijk aan ‘slechts’ 20 m. De uitdaging van het ontwerp was daarmee om een bemaling te ontwerpen waarbij een droge kuip wordt verkregen met minimaal ontrekkingsdebiet en rondpompeffect. Voorts was de uitdaging om met een vooraf goed gestelde monitoring en uitvoeringsbegeleiding de omgevingsobjecten veilig te stellen. Immers, is de kuip ontgraven, dan kan de bemaling niet worden uitgezet zonder dat opbarsten optreedt. De bemaler valt wat dat betreft in de categorie ‘vitale beroepen’. Geohydrologie Voordat het bemalingsontwerp wordt toegelicht, eerst een korte omschrijving van de projectlocatie. Het polderlandschap waarin de N434 wordt gerea- liseerd heeft een maaiveld verlopend van NAP -0,5 m tot NAP -1,2 m aan de westzijde en gelijk aan NAP -1,8 m bij toerit oost. Geohydrologisch kan de bo- demopbouw worden verdeeld in een ca. 15 m dikke Holocene deklaag gelegen op een ca. 25 m dik Pleistoceen watervoerend pakket. De deklaag bestaat bovenin uit een toplaag van klei en hol- landveen met daaronder een laag met afwisselend zand en klei van mariene oorsprong, welke gere- kend worden tot de Formatie van Naaldwijk. Daarna volgt een klei-pakket (deels zandige klei) met basisveen dat behoort tot de Formatie van Nieuwkoop. Het pleistocene watervoerende pak- ket is opgebouwd uit rivierafzettingen, matig grof tot zeer grof zand met lokaal inschakelingen van fijner materiaal (leem en fijn zand). De afzettingen worden gerekend tot Formatie van Kreftenheye en Urk. Aan de top van het watervoerend pakket wor- den relatief fijnzandige afzettingen aangetroffen die gerekend worden tot de Formatie van Boxtel. Vanaf een diepte van ca. NAP -45 m worden matig drs. L. LamersGeohydroloog LamersWater ir. B. PeerdemanIntegraal ontwerpmanagerComol5 / Royal HaskoningDHV BEMALING ZORGT VOOR DROGE BOUWKUIPEN BIJ DE VERDIEPTE LIGGING N434 Figuur 1 – Overzicht bouwkuipen met spanningsbemaling (groen) en met onderwaterbeton (rood). Figuur 2 – Bouwkuip met spanningsbemaling direct naast de A44. SAMENVATTING tot slecht doorlatende afzettingen aangetroffen behorende tot de Formatie van Stramproy, Peize en Waalre. De freatische grondwaterstand wordt bepaald door het polderpeil. Het polderpeil is ca. 0,5 m onder het maaiveld. De stijghoogte in het water- voerende pakket is ongeveer gelijk aan het maai- veld. Daarmee is het potentiaalverschil beperkt tot ca. 1m. Bemalingsproef en -ontwerp Het ontwerp van de bemaling is gebaseerd op het verkrijgen van een droge bouwkuip zonder opbarsten. De verdiepte ligging ligt over het grootste deel op ca. 6m onder NAP. De ontgraving is 1 meter dieper op NAP -7 m. Gevolg is dat de stijghoogte van het spanningswater moet worden verlaagd met ca. 3 m. Op de diepere delen van toerit west en oost, vlak voor de overgang naar het onderwaterbeton, moet de stijghoogte met ruim 6m worden verlaagd. De diepte van de bouwkuip is hier NAP -9,5 m (8,5 m onder maaiveld). Vo o r h e t o nt w e r p i s e e n a f w e g i n g g e m a a k t t u s s e n een deepwellbemaling, met filters op een diepte van ca. NAP -30 m, of een ondiepe bemaling met filters net onder de holocene deklaag op ca. NAP - 17 m. Voor beide ontwerpen is een proefbemaling gedaan. Uit de proefbemaling bleek ondermeer: De stijghoogte in het 1e watervoerend pakket is goed te beheersen met een relatief laag retour- debiet, zonder dat, als gevolg van het rondpomp- effect, de onttrekking negatief beïnvloed wordt; De vooraf gehanteerde doorlaatvermogens op basis van de literatuur blijken hoger te zijn, dan in de praktijk waargenomen; Met de ondiepe filterbemaling wordt optimaal gebruikgemaakt van de interne weerstand binnen het watervoerend pakket, waardoor er een signifi- cante reductie in de debieten is ten opzichte van deepwellbemaling. Het aangetroffen ijzergehalte vormt geen risico vormt voor de retourbemaling. De gehaltes zijn ruim lager dan 5 mg/l (5.000 ug/l). Het aange- troffen chloridegehalte is beperkt (tussen de 150-250 mg/l). Mogelijk neemt dit toe naarmate de bemaling langer aanstaat (upconing). In de proef werd de verwachting bevestigd dat het water voornamelijk horizontaal toestroomt en dat een relatief steil verhang kan worden gerealiseerd. Vo o r h e t o nt w e r p v a n d e b e m a l i n g i s d a a ro m uitgegaan van ondiepe en diepe freatische filters op NAP -7 m en NAP 11 m en diepere filters op NAP -17 m voor het spanningswater. De bemaling is ver- der geoptimaliseerd door de filters aan de binnen- zijde van de damwandkuip te plaatsen. Hiermee vormt de damwand een extra barriere. Langs de gehele systeemgrens zijn DSI-retourfilters geplaa tst. Doordat de capaciteit van de retourfilters niet afdoende was, zijn enkele diepe retourbronnen geplaatst. De analyse van de proeven is gedaan met MLU en de ontwerpberekeningen zijn uit- gevoerd met MicroFEM. Raakvlakken Naast de berekeningen aan de bemaling, is ook de impact van de bemaling op de bouwkuipen beschouwd. Door de plaatsing van de filters aan de binnenzijde is het mogelijk dat er een sprong van waterspanning over de teen van de damwand ontstaat. Hierdoor wordt mogelijk de damwand instabiel. Een belangrijk onderdeel van de monito- ring is dan ook het meten van deze sprong met peilbuizen aan beide zijden van de damwand. Tijdens de bemalingsproef, voorafgaand aan de ontgraving, wordt dit nauwlettend in gemonitord. De terugvaloptie betreft het plaatsen van onttrek- kingsfilters direct naast de damwand, zie figuur 4. Daarnaast is de bemaling beschouwd in relatie tot het horizontale evenwicht van de naastgelegen bouwkuipen en de paal(druk)reacties, bijvoorbeeld wanneer de opwaartse waterdruk onder een (onderwaterbeton)vloer wordt beinvloed. Voor het horizontale evenwicht dient de toerit aan de oostzijde te worden genoemd, van waaruit de TBM vertrekt. Door de wigvorm en de afzetkrachten van de TBM ontstaat hier al een flinke onbalans, die wordt verstrekt doordat het spanningswater deels wordt weggepompt. Figuur 3 – Ve rl a g i n g s co nto u re n [ m ] 1 e w v p a . g . v . s p a n n i n g s b e m a l i n g . Figuur 4 – Principe spanningsbemaling met extra onttrekkingsbronnen direct buiten damwandkuip. Voor de realisatie van de 2,0 km lange verdiepte ligging en de toeritten van de N434 wordt grotendeels gebruik gemaakt van een bemaling voor het verkrijgen van een droge bouwkuip. De bemaling bestaat uit een freatische bemaling en een spanningsbemaling, zodat er geen opbarsten optreedt. Met behulp van een proefbemaling is een gebalanceerd ontwerp gemaakt, waarbij met relatief ondiepe filters in het pleistocene pakket en een damwand voor maximale barrierewerking een minimaal rondpompeffect optreedt, ondanks de korte afstand tot aan de retourbronnen. De bemaling is zodanig ontworpen dat er geen negatieve impact op de omgeving merkbaar is. 46 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 47 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Realisatie Nu de werkzaamheden buiten vorderen kan worden geconcludeerd dat het bemalingsontwerp goed functioneert. Via GWS-monitor, waar ook het Hoogheemraadschap inzage in heeft, worden de grondwaterstand nauwgezet gevolgd. Het ver- wisselen van een pomp of een opvallende peilbuis- afwijking wordt bijgehouden in een online logboek. Indien overlast vanuit de omgeving wordt gemeld, wordt direct actie ingezet om het draag- vlak in de omgeving te behouden. Op het werk is een ‘first-aid’ kit aanwezig om eventuele wellen snel te stoppen. Op 2 locaties zijn wellen opgetre- den langs een paalschacht. Aan deze palen wordt nu minder draagkracht toegekend. Inmiddels zijn 5 compartimenten volledig afgerond. Er zijn 3 compartimenten in werking, inclusief de bouwkuip met de grootste verlaging, welke ook nog eens op korte afstand van de waterleiding ligt (18 m). Daarna zijn er nog 4 ondiepere kuipen te gaan. Met de voortgang zijn de kinderziektes uit het systeem; de filters worden strak in de kassen geboord, zodat ze niet met ontgraven worden beschadigd, de pompen worden niet zomaar uitgezet wanneer deze in de weg staan voor een geschiktheidsproef op een ankerpaal, en de welbekende spraakver- warring tussen NAP en maaiveld komt ook niet meer voor. ! Figuur 5 – Holocene klei- en veenlagen en de overgang naar de zandige lagen. In dit artikel wordt ingegaan op twee interessante ontwerpen in het traject van de Verdiepte ligging, de fundatie van het Aquaduct en de folieconstruc- ties in knooppunt Ommedijk. Schoorpalen en gewapend onderwaterbeton Te r p l a a t s e v a n d e k r u i s i n g v a n d e N 4 3 4 m e t d e Veenwatering wordt een aquaduct gerealiseerd met waterkelder. De bouwkuip van het aquaduct heeft een lengte van 60 m en een breedte van 30 m en een diepte van 10 m. De bouwkuip van de wa- terkelder is 30 m lang en 40 m breed en heeft een diepte van 13 m. Beide bouwkuipen worden vanwege de aanleg- diepte gerealiseerd met een onderwaterbeton- vloer met ankerpalen. Gebruik is gemaakt zowel van ankerpaal type E als type B. Hogedrukwaterleiding Te r p l a a t s e v a n d e w a t e r k e l d e r b e v i n d t z i c h e e n ondergrondse hogedrukwaterleiding met een diameter van 1200 mm (PE100 SDR11) die diago- naal het palenplan doorsnijdt. De waterleiding is middels een gestuurde boring aangebracht en bevindt zich ter plaatse van de betonconstructie op een diepte van ca. NAP -32 m. Rondom deze leiding geldt contractueel een vrije zone van 9 m. Derhalve kon over een zone van 20 m een paalfundatie met lengte van slechts 10 m worden gerealiseerd. Dit is onvoldoende voor een waterdruk van 120 kPA. Paalontwerp Na afweging van enkele alternatieve ontwerpen (andere locatie waterkelder, andere bouwtech- niek) is ervoor gekozen om in overleg met de reali- satie en het waterleidingsbedrijf Dunea te zoeken naar mogelijkheden voor een paalfundatie rondom de waterleiding. Op basis van voorgaande projec- ten zijn de toleranties van de ankerpalen, zowel trillend als borend, in kaart gebracht. Met Plaxis 2D zijn interactie berekeningen gemaakt tussen paalfundatie, bouwkuip en waterleiding. In deze analyse zijn ook de effecten van verdichting en horizontale opspanning als gevolg van het trillend aanbrengen van de ankerpalen beschouwd, alsmede het effect van (nat)ontgraven van de bouwkuip. Naar aanleiding van de overleggen en berekenin- gen zijn, in combinatie met de voorgestelde werk- methodiek, de volgende randvoorwaarden voor het ontwerp overeengekomen: - De vrije ruimte tussen paal en leiding mag worden teruggebracht naar 5m horizontaal en 3m verti- caal; - Er dient rekening te worden gehouden met een verhoogde tolerantie van 4% op de scheefstand van de ankerpalen; - In het ontwerp dient voor de eindfase rekening te worden gehouden met het wegvallen van de draagkracht door het op den duur lekraken van de waterleiding a.g.v. beschadigingen tijdens de realisatie van de palen. Het ontwerp heeft uiteindelijk geresulteerd in korte palen (lengte 16m) boven de leiding, schoor- palen 1:8 en 1:16 naast de leiding met een lengte van 34m en, op een afstand van 5m vanaf de leiding, lange verticale palen met een lengte van 33m. De 48 Figuur 1 – 3D model van het aquaduct. Figuur 2 – Berekeningen interactie paal-bouw- kuip-waterleiding in Plaxis 2D. SCHOORPALEN EN GEWAPEND ONDERWATERBETON RONDOM DIEPGELEGEN WATERLEIDING & EEN COMPLEXE FOLIECONSTRUCTIE ir. M. van den HoogenOntwerpleider Comol5 /Royal HaskoningDHV ir. T. de GoedeOntwerpleider Comol5 /Royal HaskoningDHV ir. J. van EsGeotechnisch adviseur Comol5 /Royal HaskoningDHV ir. B. PeerdemanIntegraal ontwerpmanagerComol5 / Royal HaskoningDHV GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 SAMENVATTING De Verdiepte ligging N434 omvat ondermeer een Aquaduct en een Ecopassage onder rijksweg A44. Ter plaatse van het Aquaduct is een waterkelder geprojec- teerd. Onder de waterkelder door ligt een ondergrondse hogedrukwaterleiding welke is aangebracht met een gestuurde boring. Door middel van schoorpalen en een gedeeltelijk gewapende onderwaterbetonvloer is het toch mogelijk geweest om een droge bouwkuip te realiseren. Een andere bijzonder ontwerp betreffen de 2 folieconstructies voor de Ecopassage. De folieconstructies zijn middels (spannings)bemaling in den droge aangelegd, en omvatten een complexe geometrie met steile taluds, een klemconstructie aan de betonwan- den van de Verdiepte ligging waarbij ook de mootvoegen worden gepasseerd en doorvoeren voor ondermeer een droge blusleiding. overige palen hebben een lengte van 24m. Doordat de ankerpalen vanaf maaiveld worden aange- bracht, dient het uitzetten van de schoorpalen zorgvuldig plaats te vinden. Op de ontwerpteke- ningen zijn de uitzetpunten aangegeven. Gedeeltelijk gewapende onderwaterbeton Doordat de draagkracht van de palen boven de leiding nog steeds onvoldoende was voor de water- druk, is het noodzakelijk gebleken om de onder- waterbetonvloer gedeeltelijk te wapenen. De anker- palen zijn daarom op vloerniveau uitgezet met een zoveel mogelijk rechthoekig stramien (ook de schoorpalen). Tezamen met de duikers van DISA is vervolgens een wapeningsmethodiek vastgesteld, die rekening hield met de uitvoeringstoleranties van de palen (incl. schotels) en realisatiebeperkingen (stempelraam, hijscapaciteit, duikwerkzaamheden etc). Dit heeft geresulteerd in standaard matten voor de onder- en bovenlaag in x-richting, met daartussen standaard kooien voor de y-richting. Speciale aan- dacht is uitgegaan naar de rand- en hoekopl ossingen tussen de palen en de damwandkuip. Vanwege de geometrie, de verschillende veerstijf- heden en de kortere palen die tot ‘slib’ (bi-lineair gedrag) worden belast is de onderwaterbetonvloer op meerdere scenario’s 2D en 3D doorgerekend. Hierbij is gevarieerd met de veerstijfheden van palen en damwand en wel/niet schuiven over de damwand. Specifiek is ook gekeken naar de over- gang van gewapend naar ongewapend. Realisatiefase Inmiddels is het aquaduct vrijwel geheel gereali- seerd. Tijdens de uitvoering bleek dat het beton t.p.v. de damwandkassen beperkt vloeide langs de wapening. Ook bij de aanvoer van beton ondervon- den we problemen (de continuiteit van de aanvoer van 1200 m 3). Hierdoor waren er enkele kleine lek- kages. Verder zijn er geen noemenswaardige pro- blemen ondervonden. Een complexe folieconstructie Te r p l a a t s e v a n d e A 4 4 k r u i s t z o w e l d e a u t o t u n n e l als een ecopassage met fietspad onderlangs. Door- dat een fietspad minder doorrijhoogte vergt, hoeft deze minder diep te worden aangelegd. Dit maakt de weg vrij voor het toepassen van een foliecon- structie welke met bemaling in den droge wordt Figuur 3 – Bovenaanzicht en 3D render van de fundatie rondom de leiding. Figuur 4 – Aquaduct en techniekmoot in realisatiefase. Figuur 5 – 3D model van de folie aan de oostzijde van de A44. AUGUSTUS 2020 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE 49 aangebracht. De folieconstructie bestaat uit een deel ten oosten van de A44 (reeds aangebracht) en een deel ten westen van de A44 (nog aan te brengen). Tussen beide folieconstructies bevindt zich het viaduct, een betonnen tunnelconstructie (integraal via- duct). Met een lengte van 75m en een breedte van 40 m per kuip, zijn de folieconstructies een klein onderdeel van het project, maar desalniettemin zijn er enkele interessante technische uitdagingen: 1. De folie heeft vanwege inpassing tussen bouw- terrein, A44 en de N434 een zeer afwisselende geometrie; 2. De folie is onderdeel van de waterkering met zowel een beeindiging met een kielspit als een klembalk op damwand en betonconstructie; 3. De foliekuip wordt doorsneden door een blus- leiding en faunaduiker; 4. De folie heeft relatief steile taluds waarbinnen tot 3m hoge grondkerende L-wanden staan; 5. De folie zit deels vast aan de, gedilateerde, be- tonconstructie welke niet aan zettingen onder- hevig is. De geometrische uitdagingen zijn goed zichtbaar op de 3D figuur van de oostelijke folie. Let bijvoor- beeld op de schuin omhooglopende klembalken tegen de permanente damwanden, de overgang van klembalk op damwand naar klemconstructie op de betonmoot en de overgangen naar het kielspit, waarbij rekening is gehouden met verschilzettin gen. Ontwerp en detaillering Het aanlegniveau van de folieconstructie wordt bepaald door het alignement van het fietspad en de minimaal benodigde neerwaartse gronddruk van 5kPA. De folie is uitgevoerd met 1,5mm LLDPE. De berekeningen van de steile taluds zijn uitge- voerd met DGeoStability en Plaxis 2D, gebruik makend van het Hardening Soil Model. In Plaxis is de folie geschematiseerd tot een lijn met een dubbele interface. Voor de interface Rinter is een waarde van 0,561 aangehouden. Deze Rinter is voor alle grondlagen aangehouden. De verticale vlakken, die middels een klembalk zijn verbonden aan de betonconstructie of damwand, zijn uitgevoerd in MPG 950 vanwege de hogere rekcapaciteit. De klemconstructie is vervormings- 50 Figuur 6 – Klemconstructie folieconstructie aan betonbalk/wand. Figuur 7 – Klemconstructie ter plaatse van voegovergang betonmoot. Figuur 8 – HDPE passtuk voor waterafdichting. Figuur 9 – Aanbrengen folieconstructie door Genap. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 51 gestuurd met een aandraaimoment welke rekening houd met de relaxatie van het weloverwogen gekozen klemrubber, zie figuur 11. Ietwat onge- woon is de verticale positionering, dat werd ingegeven door de betonwand. Daar waar de klemconstructie een mootvoeg van de betonconstructie tegenkomt dient een over- gangsdetail te worden toegepast. Het standaard- detail van de SATO was niet leverbaar. Derhalve is in samenwerking met Schrumpf een detail ontwik- keld met voldoende robuustheid en vlakheid om de folie ook over de mootvoeg waterafsluitend te klemmen. Figuur 12 toont het ontwerp. Vo o r d e d o o r vo e r v a n d e b l u s l e i d i n g ( H D P E Ø 2 0 0 ) is ervoor gekozen om een passtuk te maken die in- situ aan de LLDPE wordt gelast. Hierbij is de hoe- veelheid las-warmte waarmee het dikkere (4mm) HDPE moet worden gelast aan het dunnere (1,5mm) LLDPE vooraf getest. De doorvoer is zicht- baar op figuur 13. Realisatie Zoals aangegeven is de folie aan de oostzijde in- middels gerealiseerd. Voorafgaand aan het aanvul- len is een uitgebreide inspectie geweest. Op plek- ken waar de folie te strak was aangebracht, bij- voorbeeld in de hoeken, zijn kniestukken ingelast. Met het aanvullen is vervolgens vanuit het midden naar de randen toe gewerkt, zodat er initieel geen spanningen in de folie ontstaan. De onderstaande foto’s geven een weergave van de realisatie. Daar- onder een visualisatie van de eindfase gemaakt door projectarchitect wUrck. ! Figuur 10 – Aanvullen folieconstructie vanuit het midden richting de klemconstructie ter voorkoming van spanning op het folie. Figuur 11 – 3D Render van de ecopassage in de eindfase (wUrck architectuur stedenbouw landschap). EVERY SUCCESSFUL PROJECT STARTS WITH A CUTTING- EDGE DESIGN GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Mark RurupDirecteur Geonius Medhat HedayetOntwerpleider RijnlandRouteGeonius 52 GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Geonius heeft gezorgd voor het ontwerp van de wegen, het grondwerk, de verkeers- faseringen en het watersysteem van de RijnlandRoute. Met een team van zo’n 20 wegontwerpers, wateradviseurs, BIM- modelleurs en tekenaars werkten we aan een optimaal ontwerp dat goed maakbaar is voor de bouwers. Geonius, dienstverlener op het gebied van inge- nieursdiensten en veldonderzoek met brede expertise binnen wegen, milieu, geotechniek, geodesie, water, ruimtelijke ontwikkeling, land- schap, archeologie en ecologie, is al sinds de tenderfase betrokken geweest bij het wegontwerp en het ontwerp van de waterhuishouding. Na gunning aan COMOL5 zijn al deze onderdelen, inclusief het tekenwerk, bijna volledig door Geonius ingevuld. Complex project Geonius heeft brede ervaring in de aanpak van het GWW-ontwerp binnen complexe langdurige projecten. “Wij ontwerpen de vorm van de weg binnen de kaders van het op hoofdlijnen vastge- legde tracé. Een weg lijkt misschien een paar rechte stukken asfalt met wat bochten, maar zo simpel is het niet”, vertelt Medhat Hedayet, Ont- werpleider infra bij Geonius. “Als je met een bepaalde snelheid over een weg rijdt, heb je vol- doende zicht nodig en tijd om te anticiperen op situaties. Ontwerprichtlijnen houden hier rekening mee zodat de weg veilig te berijden is. Wij zorgen ook dat de weg in het landschap past, zorgen voor voldoende ruimte voor lichtmasten en riolering, kijken naar veiligheid van bermen en taluds en stem- men raakvlakken met andere disciplines af, zoals kunstwerken, tunnels en technische installaties.” Om een goed beeld te krijgen van de toekomstige situatie en alle raakvlakken eenvoudig af te stemmen, heeft Geonius een grote bijdrage geleverd aan het samenstellen van de BIM omgeving; een 3D-bouw- informatiemodel gevuld met alle informatie. Het ontwerp resulteert in een goed product voor realisatie en voldoet aan de vraag van de opdracht- gever. Binnen het project zorgt Geonius voor het toelichten en verantwoorden van de ontwerp- keuzes aan wegbeheerders, waterschappen en verkeersveiligheidsauditoren. Huidige interessante projecten Momenteel zijn nog vijf Geonius-collega’s betrok- ken bij de RijnlandRoute voor site-engineering; tijdens de uitvoering wordt het ontwerp verder uitgewerkt of aangesloten op gerealiseerd werk. Inmiddels is Geonius ook aan de slag op andere grote projecten in de Randstad. Zo werkt onze divisie Geotechniek aan het project A6 Lelystad (Rijkswaterstaat) en samen met Infra aan de A16 bij Rotterdam (Groene Boog). Werken onze milieu- adviseurs aan de A9 Badhoevedorp-Holendrecht en onze maatvoerders aan het Theemswegtracé en de Blankenburgverbinding. “Met onze uitvoe- rende veldploegen zijn we een beetje een atypisch ingenieursbureau dat makkelijk de taal van de aannemer spreekt. Hierdoor krijgen we steeds meer grote opdrachten en zijn we continu op zoek naar nieuwe collega’s om klanten nog beter te bedienen.” ! GEONIUS VERANTWOORDELIJK VOOR GWW-ONTWERP RIJNLANDROUTE Figuur 1 – Bestuurdersview uit 3D model bij A4 Knooppunt Hofvliet. Figuur 2 – Overzichtsbeeld uit 3D model van de A44 bij Leiden West. Inleiding Tijdens de aanbestedingsfase van het project de Rijnlandroute bleek dat het alignement van de boortunnel relatief ondiep onder het Rijn-Schie- kanaal lag, dermate ondiep dat reguliere bereke- ningsmethoden voor de boorfrontstabiliteit onvol- doende veiligheid boden. Omwille van het Provin- ciaal inpassingsplan kon in dit stadium het aligne- ment nauwelijks meer worden aangepast. Daartoe moest er een methode gevonden worden om veilig onder het kanaal door te boren. Uitgangspunt hier- bij was dat het scheepvaartverkeer zo min mogelijk gehinderd zou worden. Onderzoek Om een efficiënte oplossing te kunnen bepalen is het van belang dat de uitgangspunten zo betrouw- baar mogelijk zijn met minimale variatie. Daartoe zijn de kanaalbodem en slibdiktes uitgebreid inge- meten, zijn er sonderingen in het kanaal uitgevoerd en zijn er boringen aan beide zijdes van het kanaal uitgevoerd waarop met name vele volumegewicht metingen verricht zijn. Berekeningsmethode Met deze gegevens zijn berekeningen gemaakt met diverse analytische methodes voor boorfront- stabiliteit. Hieruit bleek dat de marge tussen de minimum druk en de maximum druk kleiner was dan de reguliere marge van 20 kPa die hiervoor wordt gehanteerd. Om deze marge in de bereke- ning te kunnen vergroten waren er meerdere opties. De eerste was het meenemen van wrijving in de blowout-druk, hiervoor is de methode Broere (2001) aangehouden. Bij de minimumdruk is het van belang om te weten dat een groot deel van het minimum wordt bepaald door de Pleistocene stijghoogte, met een hoog gemiddelde waarde van NAP -1,4 meter. Conform de ROK is een ontwerp- waarde bepaald voor de Pleistocene stijghoogte, omdat de waterdruk dan vervolgens als perma- nente belasting beschouwd kan worden kan de overeenkomstige partiële factor gebruikt worden van 1,0 in plaats van 1,05 conform de DIN. Voor de horizontale gronddruk is er ook een verschil in par- tiële factoren, conform de DIN is deze factor 1,5. Binnen de Eurocode zijn er geen specifieke facto- ren voor dit mechanisme gegeven en de belasting uit grond kan worden gezien als permanente belas- ting, hiervoor kan een factor van 1,0 worden aangehouden. De extra marge die ontstaat door het minimum te berekenen met partiële factoren van 1,0 en het maximum te verhogen met het mee- nemen van wrijving levert voldoende marge om theoretisch met een stabiel boorfront het kanaal te kunnen passeren. Het feit dat het theoretisch en conform de Neder- landse Eurocode norm toelaatbaar is om onder het kanaal door te boren is een eerste stap, tegelijker- tijd zegt het gezonde verstand dat je alle veiligheid ten opzichte van de gangbare methode (DIN parti- ële factoren en geen gebruik van wrijving) niet zomaar kunt weglaten. Er zou aangetoond moeten worden dat de berekende marge ook echt een veilige druk zou zijn om bij te boren. Om die reden is besloten een proefveld in te richten aan de start van het boortracé. Hierbij passeert de tunnelboor- machine vlak na de start een veld waarbij de dekking op de tunnelboormachine even beperkt is als ter plaatse van het kanaal. Proefveld Het proefveld is ingericht met meetpunten voor de verticale verplaatsingen over de lengte-as van de tunnel met iedere 20 meter een dwarsraai van meetpunten. Hierbij wordt ook stapsgewijs de dekking afgebouwd naar de situatie van het kanaal. Als criterium voor de bepaling van de stabiliteit worden de verticale verplaatsingen gebruikt, er is echter geen direct verband bekend tussen de stabiliteit en de verticale verplaatsingen. Wat wel bekend is, is dat verplaatsingen tot enkele centi- meters bij een normaal boorproces behoren. Tevens liet het contract verplaatsingen van maximaal 10 42 ir. M.H.A. BrugmanOntwerpleider Boortunnel– Comol5 / Arthe civil &structure b.v. ERVARINGEN 1 E BOORGANG TUNNEL RIJNLANDROUTE Figuur 1 – Doorsnede Rijn-Schiekanaal met tunneltracé. ir. B. van de WaterAdviseur GeotechniekBoortunnel – Comol5 /Arthe civil & structure b.v. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Figuur 2 – Aangepaste berekeningsmethode boorfrontstabiliteit. T.SchubertProjectleider Boortunnel – Comol5 / Vinci Construction Grand Projets ir. B. SafariSpecialist Boortunnels – Arthe civil & structure b.v. 43 centimeter toe aan maaiveld, deze verplaatsing is aangehouden als absolute bovengrens. Bij verplaatsingen onder de 5 centimeter is er geen sprake van instabiliteit en kan er doorgegaan worden. Bij verplaatsingen tussen de 5 en de 10 centimeter dient er een nadere evaluatie plaats te vinden. Op 22 augustus 2019 is gestart met boren en in de periode van 5 september tot 16 september zijn de secties van het proefvak gepasseerd. In het algemeen werd er aangevangen met lagere drukken dan berekend, dit was met name in de eerste 40 meter tunnel waar nog geen verticale verplaatsingen gemeten werden. Hiernaar werd er bijgestuurd naar waardes die iets onder de beoogde steundruk lagen. Resultaten De eerste sectie liet een verticale verplaatsing zien van 2 millimeter na het passeren van het graafwiel. Dit bij een steundruk die ongeveer 12 kPa onder de beoogde druk lag. Bij de tweede sectie was de maximaal gemeten verplaatsing 3 mm bij een steundruk conform de berekende druk. Bij sectie drie werd er 9 mm verplaatsing omhoog gemeten, hierbij was de steundruk ook 13 kPa hoger dan beoogde druk en eigenlijk ook iets hoger dan de beoogde maximum druk. In sectie 4 was de verticale verplaatsing ongeveer 2 mm en de steundruk was ongeveer 7 kPa lager dan de vooraf berekende druk. Iets verderop was er nog een dwarsraai verplaatsings- meters ten behoeve van een aantal leidingen, hier werd 2 mm verplaatsing gemeten en waren de drukken 7 kPa onder het berekende. In het algemeen kan gesteld worden dat de verplaatsingen na het passeren van het graafwiel minimaal zijn, dit wijst op een stabiel boorfront. De gebruikte steundrukken waren vaak iets lager dan voorzien, de grondwaterstand was echter ook significant lager waardoor de vereiste minimum- druk ook naar beneden bijgesteld kon worden met ongeveer 7 kPa. Al met al zijn de verplaatsingen na passage van het graafwiel minimaal en ruim onder het criterium van 50 mm. Tevens is er geen bentoniet aan maaiveld waargenomen, dit geeft aan dat ook de maximum- druk een veilige waarde betrof gezien er bij sectie Figuur 3 – Inrichting meetveld bij start boren op werkterrein COMOL5. Figuur 4 – Boorfront- drukken, berekend en gerealiseerd. Figuur 5 – Ver t icale verplaatsingen eerste sectie. SAMENVATTING Eén van de uitdagingen van het te boren tracé voor de tunnel van de Rijnland- Route was de passage van het Rijn-Schiekanaal. Door de geringe gronddekking boven de tunnelboormachine onder het kanaal moesten de grenzen van de regeldrukken voor het stabiel houden van het boorfront op een verantwoorde manier opgezocht worden. Met een vernuftige ontwerpbenadering, een uitgekiende monitoringsstrategie en een zeer gecontroleerd en beheerst boorproces kon het Rijn-Schiekanaal zonder enige hinder voor de scheepvaart gepasseerd worden. Na de succesvolle passage kende de eerste boorgang van de RijnlandRoute interessante ervaringen aangaande trillingshinder en een geologische uitzondering met het aantreffen van zeer grof grind en keien. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 3 een fractie overschreden was. Er kon dan ook gesteld worden dat er veilig onder het Rijn-Schie- kanaal door geboord kon worden. Uiteindelijk is dit op 27 t/m 30 september 2019, dankzij een goed beheerst en gecontroleerd boorproces, dan ook veilig gelukt zonder verdere maatregelen. Conclusie Wanneer er vooraf uitgebreid grondonderzoek, labonderzoek en onderzoek naar de geometrie van de kanaalbodem wordt gedaan is het mogelijk veilig te boren op locaties met geringe dekking boven de tunnelboormachine. Het laboratoriumonderzoek dient dan met name gericht te zijn op de lokale volumegewichten van het materiaal wat zich voor én boven de TBM bevindt. Vo o r d e b e p a l i n g v a n d e m a x i m u m d r u k k a n d e wrijving conform methode Broere gebruikt wor- den, bij gebruik van deze maximumdruk met een partiële factor van 0,9 treden geen excessieve verplaatsingen omhoog op. Vo o r d e m i n i m u m d r u k i s e r m e t d e t e s t a a n - getoond dat er met lagere drukken geboord kan worden dan er met de conventionele veiligheids- factoren mogelijk was, bij het gebruik van deze drukken treden slechts geringe verplaatsingen omlaag op. Verlo o p b o o r p ro ces Na het passeren van het kanaal kon met voldoende veiligheid op de stabiliteit worden doorgeboord en verschoof de focus naar het optimaliseren van het boorproces met het minimaliseren van de verplaatsingen aan maaiveld. Verderop in het boortracé zouden enkele monumentale panden gepasseerd worden, bij benadering van deze panden was het doel om de verplaatsingen aan maaiveld te kunnen beperken tot enkele milli- meters. Voorafgaand aan deze passage werd er geboord onder de Zuid-Hoflandsche polder met relatief weinig belendingen. Borende in het Pleistocene zand aldaar kwamen er berichten dat er zeer grof grind werd aangetroffen bij de schei- dingsinstallatie oplopend tot stenen en keien. Aan- gezien er voor dit gebied eigenlijk alleen van marine en fluviatiele afzettingen uit werd gegaan was dit vrij onverwacht en opmerkelijk te noemen. Het achterhalen van de exacte geologische af- komst verdient nog nader onderzoek. Gedacht zou kunnen worden aan materiaal van glaciale afzettingen uit het noorden van Nederland dat op enigerlei wijze stroomafwaarts is meegevoerd. Naast het aantreffen van dit opmerkelijke mate- riaal diende het volgende onverwachtse zich aan, bij benadering van de monumentale panden werd er steeds vaker trillingsoverlast gemeld uit de omgeving. Tot op dat moment waren de trillingen van de tunnelboormachine niet hoorbaar of voel- baar geweest. Ook de eerder gemeten trillings- niveaus op een woning nabij de startschacht waren weliswaar meetbaar maar wel net onder het voelbare niveau van 0,25 mm/s. Nu waren de tril- lingniveaus anders, de tunnelboormachine was nog op enkele tientallen meters afstand en er werden trillingsniveaus gemeten tot 0,6 mm/s. Vergelijk van de data van de tunnelboormachine en een van de trillingsmeters op de panden liet duidelijk zien dat het proces van tunnelboren de trillingen veroorzaakte. Na het passeren van de monumentale panden werd er geen trillingsoverlast meer ervaren bij andere belendingen die nog gepasseerd werden. Naar alle waarschijnlijkheid heeft dit te maken met de lokale geologie ter plaatse van de monumentale panden aan de Leidseweg in Voorschoten. Deze panden zijn gebouwd op een oude strandwal, er bevindt zich dus over de volledige hoogte van machine tot monument alleen maar zand. Op de rest van het tracé ligt dit anders, er zijn dan altijd wel een of meerdere klei- of veenlagen boven de tunnel- boormachine. Deze slappe lagen lijken te fungeren als een effectieve demper van de trillingen. Als gevolg daarvan werden alleen ter plaatse van de monumentale panden hogere trillingssnelheden gemeten. ! 44 Figuur 7 – Gemeten trillingen simultaan aan het boorproces. Figuur 6 – Door de tunnelboormachine ontgraven steen en stukken hout. GEOTECHNIEK SPECIAL RIJNLANDROUTE AUGUSTUS 2020 Jeroen van Wessem Ontwerper Rail bij BAM Infraconsult 58 GEOKUNST Inleiding De hogesnelheidslijn in Nederland, gebouwd van 2002 tot 2006, is aangelegd voor een snelle verbin- ding tussen Amsterdam, Rotterdam en de Belgische grens. Het bijbehorende ingenieuze spoor is ontworpen voor een maximale treinsnel- heid van 300 km/u. Het merendeel van de spoor- constructie bevindt zich in een gebied met typisch Nederlandse slappe grond bestaande uit holocene lagen van klei en veen. Vanwege de zeer hoge snelheden is een perfect alignement van de rails noodzakelijk. Daarom is het sp oor op de meeste locaties gebouwd op een “zettingsvrije plaat- constructie” met daarbovenop een ballastloos Rheda 2000 spoor. Daarbij is het spoor direct aan de betonconstructie en momentvast aan de funde- ringspalen verbonden. Bij het dorp Rijpwetering ligt de hogensnelheids- lijn parallel aan de rijksweg A4 en vertoont hij horizontale verplaatsingen loodrecht op de spoo ras. Deze horizontale verplaatsingen treden al op sinds de bouw van het baanlichaam en nemen nog steeds toe, ondanks al uitgevoerde correctiemaat- regelen. Om de oorzaak van deze proble- matische verplaatsingen te kunnen aanwijzen zijn de verzamelde meetresultaten van de probleemlo- catie geanalyseerd met diverse Plaxis 2D modellen. Ver volgens is in het model een prak tische oplossingsstrategie onderzocht om ontoelaatbare verplaatsingen in de toekomst te voorkomen. De verplaatsingen zorgen voor het optreden van een buigend moment in de kop van de funderingspaal. Het uiterst toelaatbaar buigend moment wordt bereikt bij een horizontale verplaatsing van circa 100 mm. Voor de veiligheid is de uiterste grenstoe- stand vastgesteld op 80 mm. Constructie Het probleemgebied ligt tussen het viaduct over de rijksweg A4 en het viaduct over de Rijpwete- ring. Het tracé loopt parallel aan de rijksweg; aan de andere zijde bevindt zich grasland met vele sloten. Het gebied bestaat uit slappe grond van lagen veen en holocene klei tot de pleistocene zandlaag op 11,6 m diepte. Het spoor is gebouwd op een zettingsvrije plaat- constructie. Eerst is een zandlichaam van 4 m hoogte in fases aangelegd waarna vier voor- gespannen betonnen funderingspalen (400x400 mm) zijn geplaatst per doorsnede, met een onder- linge afstand van 2 meter. Hier bovenop zijn vervolgens twee betonnen platen met een breedte van 3 m en een lengte van 30 m in het werk gestort en aan elkaar en de palen verbonden. De platen zijn zijdelings gekoppeld en hebben in lengte- richting een dilatatievoeg. Het geheel ziet er zeer solide uit (figuur 2). In de schematische doorsnede in figuur 3 is zicht- baar dat het naastliggende zandlichaam van de rijksweg A4 een zeer groot en zwaar grondpakket is. Het is een in de jaren 60 aangelegd cunet, waarbij de grond tot een relatief grote diepte is ontgraven en volgestort met zand. Het zand- Figuur 2 – HSL zettingsvrije plaat in aanbouw (bron: Beeldbank RWS). HERSTELOPLOSSING VOOR HORIZONTALE VERPLAATSINGEN VAN HET BAANLICHAAM VAN DE HOGESNELHEIDSLIJN AUGUSTUS 2020 Figuur 1 – HSL spoorbaan in aanleg (bron: Beeldbank RWS). Ta bel Grondopbouw Grondopbouw km 32.58 – km 32.71 Bovenzijde Onderzijde m NAP) (m NAP) Veen, kleiig -1,2 -5,6 Klei, humeus -5,6 -7,4 Klei, siltig -7,4 -10,6 Ve e n B a s i s ve e n - 1 0 , 6 - 1 1 , 6 Zand, Pleistoceen - 11,6 -35 lichaam bevindt zich daardoor gedeeltelijk tot onder het nieuwe zandlichaam van de HSL. De precieze diepte en afmeting van het grondlichaam van de rijksweg zijn onbekend maar de verwach- ting is dat dit zandlichaam invloed heeft op de opgetreden zettingen en horizontale deformaties van de HSL. Vanwege de verplaatsingen zijn in 2006 drie verankerde damwandschermen geplaatst op verschillende plaatsen langs het spoor. Deze dam- wanden zijn door middel van groutankers aan- gespannen waardoor tegendruk aan het baan- lichaam wordt gegeven. Ondanks deze damwanden zijn de horizontale verplaatsingen echter niet vol- ledig tot stilstand gekomen. Metingen Vanwege de sinds de bouw van het baanlichaam geconstateerde deformaties en afschuivingen is in 2005 begonnen met een halfjaarlijkse tachymetrie meting van de betonplaat. Deze monitoring is in 2009 vervangen door betrouwbaardere GNSS (Global Navigation Satellite System) metingen op verschillende observatiepunten over het traject (figuur 4). Uit de meetresultaten blijkt het baanlichaam zich op de meeste stukken zijdelings te verplaatsen van de rijksweg af. De resultaten wijzen een duidelijk verschil uit tussen de locaties met en zonder onder- steuning van een damwand. De ondersteunde delen verplaatsen zich de laatste jaren gemiddeld met 0 tot 0,5 mm per jaar, terwijl niet-onder- steunde delen zich verplaatsen met een snelheid van gemiddeld 2,7 tot 3,3 mm per jaar. Hierdoor is de huidige verplaatsing opgelopen tot maximaal ongeveer 65 mm uit de originele positie. Variantenstudie Vo o r h e t o n d e r z o e k n a a r d e o o r z a a k v a n d e z e verplaatsingen zijn verschillende modellen gemaakt in Plaxis 2D. Het model bestond uit een Soft Soil Creep modellering voor de veenlagen en een Mohr-Coulomb model voor de overige lagen. Hierin is de geleidelijke opbouw van het baan- lichaam gesimuleerd en vervolgens de verplaatsing van de betonconstructie nagebootst op basis van beschikbare meetdata. De betonconstructie in deze variantenstudie bestaat uit de funderings- palen die niet gekoppeld zijn gemodelleerd. In vervolgsimulaties is de werkelijke situatie in meer detail gemodelleerd. Allereerst is een variantenstudie gedaan om de oorzaak van de verplaatsingen te verklaren. In deze studie zijn zeven varianten met geometrische verscheidenheid onderzocht om te toetsen op laterale verplaatsingen na de bouwfase. VARIANTEN IN MODEL –Symmetrisch model. –Sloot aan de westzijde. –Rijksweg grondlichaam aan de oostzijde. –Asymmetrische ondergrond door rijksweg cunet (2 varianten). –Asymmetrische ondergrond met een voorgespannen damwand. –Combinatie van de sloot, rijksweg grondlichaam en asymmetrische ondergrond. In figuur 5 zijn de horizontale verplaatsingen van de top van de meest linkse funderingspaal weer- gegeven. De horizontale verplaatsingen zijn een direct gevolg van asymmetrische zettingen als gevolg van kruip in de slappe lagen. Uit de resul- taten is duidelijk zichtbaar dat de asymmetrie in de ondergrond een zeer grote invloed heeft op de horizontale verplaatsingen. Door het verschil van stijfheid aan beide zijden van het baanlichaam zakt het westelijk deel meer dan het oostelijk deel. Dit resulteert in een draaimechanisme waarbij de betonconstructie zijdelings wordt belast. Niet alleen de totale verplaatsing na een simulatie van 4000 dagen was evident veel groter bij een asym- metrische ondergrond, maar ook gaan de verplaat- singen significant door. Naar verwachting zullen de verplaatsingen in werkelijkheid dus ook door- zetten. 59 GEOKUNST AUGUSTUS 2020 De van 2002 tot 2006 gebouwde hogesnelheidslijn in Nederland vertoont nabij Rijpwetering grote laterale (zijdelingse) verplaatsingen tot wel 65 mm. De verplaatsingen zijn een direct resultaat van asymmetrie in de ondergrond door het verschil in gedrag van slappe grond aan de ene kant en het stijve zandlichaam van de rijksweg A4 aan de andere kant. Door middel van Plaxis 2D simulaties is aangetoond dat deze asymmetrie in combinatie met eerder uitgevoerde aanpassingen zorgt voor grote laterale verplaatsingen, zowel op korte als lange termijn. Zonder adequate correctiemaatregelen zullen de verplaatsingen binnen 10 jaar tegen de grenswaarde van 80 mm aanlopen. In dit artikel worden twee oplossingsscenario’s onderzocht, de toepassing van een voorgespannen damwand en een gewichtsreductie door middel van EPS (geëxpandeerd polystyreen). SAMENVATTING Figuur 3 – Schematische doorsnede ondergrond. Figuur 4 – Bovenaanzicht van de GNSS metingen van HSL bij het dorp Rijpwetering. Simulatie van het model Ver volgens is de bestaande situatie gedetailleer- der gemodelleerd met het doel de meetresultaten te benaderen en een praktische oplossing met ge- verifieerde modellen te simuleren. Het grond- model bestond uit Soft Soil Creep modellering voor de slappe lagen en Hardening Soil voor de zandlagen. Onder het aangebrachte zandpakket is verticale drainage toegepast volgens het Beaudrain-principe waarbij verticale drains onder vacuüm de consolidatie versnellen. Daaromheen zijn de geometrische invloeden gemodelleerd. Aan de westzijde bevindt zich de afwateringssloot en aan de oostzijde het lichaam van de rijksweg. De railconstructie bestaat uit twee gekoppelde betonplaten, star verbonden aan de funderings- palen geplaatst tot in het pleistocene zand. De simulering is gestart na afloop van de constructie- fase om de resulterende verplaatsingen te obser- veren. Het model bestaat uit een niet-ondersteunde variant zonder damwandscherm en een onder- steunde variant met voorgespannen damwand- scherm in de westelijke berm van het grond- lichaam. Deze simulaties zijn uitgevoerd voor het in beeld brengen van de verplaatsing in de tijd. In de bovenstaande tabel zijn de verplaatsingen van de betonconstructie weergegeven. Het betreft de gemiddelde resultaten voor de laatste 2 jaar van metingen en simulatie. Daarna is de simulatie verlengd om de invloed voor de komende 10 jaar te evalueren. De desbetreffende simulatie toont dat het dam- wandscherm de horizontale verplaatsingen zeer sterk doet afnemen, maar niet tot stilstand brengt. Echter de niet-ondersteunde delen van het baan- lichaam zullen flink blijven verplaatsen de komende jaren. Uit de simulatie voor een periode tot 10 jaar na de huidige situatie blijkt dat de niet-onder- steunde delen 14,68 mm zullen gaan verplaatsen. De horizontale verplaatsingen leiden tot grote kopmomenten in de verbinding tussen de beton- plaat en de funderingspalen. De huidige verplaat- singen worden geschat op 65 mm. De totale verplaatsing binnen 10 jaar zal dus precies uitkomen op de maximaal toelaatbare waarde voor construc- tieve veiligheid van 80 mm. Aangezien dit ontoe- laatbaar is, zal er tijdig een oplossing gevonden moeten worden. Ontwerp van mogelijke oplossingen In het onderzoek worden twee alternatieve oplos- singen onderzocht: een verankerde voorgespannen damwand en een toepassing van lichtgewicht EPS als vervanging van een deel van het zandlichaam. De damwand is een gebruikelijke oplossing die reeds op meerdere punten langs de HSL is toe- gepast. Door de damwand aan de westelijke zijde van het zandlichaam te plaatsen kan zijdelingse druk worden gegeven tegen de verplaatsing in. In het verleden zijn goede resultaten geboekt met deze conventionele methode. Vandaar is dit een aantrekkelijke optie. Het plaatsen van damwanden heeft echter ook nadelen. De damwanden zullen 14 meter diep moeten worden aangebracht. Voor het aanbrengen van dergelijke lange damwanden en voorgespannen ankers is groot materieel nodig, wat dichtbij een actief spoor onwenselijk is. Daar- naast belemmert een damwand niet alleen de verplaatsing van grond, maar wordt ook water tegengehouden in het zandlichaam. Een andere oplossing biedt de toepassing van lichtgewicht EPS in het talud van het zandlichaam. Door een gedeelte van het zandlichaam af te graven en te vervangen door lichtgewicht materiaal zullen de spanningen in de grond afnemen en daarmee ook de verplaatsingen. Aangezien de verticale zettingen de oorzaak zijn van de horizontale verplaatsingen is te verwachten dat een gewichts- reductie een doeltreffende oorzaakgerichte oplos- sing is. Mogelijk problematische aspecten bij de toepassing van EPS zijn dat het ontgraven van de grond rondom het spoor voor moeilijkheden kan zorgen voor de systemen rondom het spoor. Zo bevinden zich de palen voor de bovenleiding in het af te graven gebied. In het kader van dit onderzoek zijn drie varianten voor gewichtsreductie onder- zocht. In de modellen is een variant voor gewichts- reductie aan de oostzijde en een variant aan de westzijde, door na een consolidatiefase een deel van het zand te verwijderen en te vervangen door EPS. De varianten zijn ofwel slechts aan één kant gewichtsreductie of aan beide zijden tegelijk. Het toegepaste materiaal in de simulatie heeft de eigenschappen van EPS60. Plaxis-analyseresultaten De mogelijke oplossingen zijn gemodelleerd in het Plaxis 2D model van de huidige situatie om de invloed ervan op toekomstige verplaatsingen te analyseren. Figuur 8 geeft een contourplot van de verplaatsingen van het lichaam met een voorgespannen damwand weer. De optredende spanningen rondom de damwand zijn erg hoog. De grond wordt door de voorspanning samengedrukt waardoor verplaat- sing wordt voorkomen. Deze oplossing is alleen effectief indien de voorspanning, zoals berekend in het numerieke model, ook in de praktijk haalbaar is. In figuur 9 is de contourplot van de verplaatsingen met gebruik van EPS te zien. Duidelijk is de locatie van de EPS te zien in de berm aan de westzijde van het baanlichaam. De gewichtsreductie zorgt voor een verminder ing van de verticale gronddruk en 60 GEOKUNST Figuur 5 – Horizontale verplaatsing van de meest linkse funderingspaal. GEOKUNST AUGUSTUS 2020 Figuur 6 – Plaxis 2D model van de HSL bij Rijpwetering. Ta bel Horizontale verplaatsingen simulering Case Metingen Simulatie Extra verplaatsing verplaatsingssnelheid verplaatsingssnelheid na 10 jaar mm/dag mm/jaar mm/dag mm/jaar Niet ondersteund 0,0048 1,752 0,0051 1,8615 14,68 mm Ondersteund 0,0012 0,438 0,0014 0,511 2,45 mm zettingen, voor de simulatie in figuur 9 dus een zettingsreductie aan de westzijde. Aangezien de horizontale verplaatsingen een direct gevolg zijn van de verticale zetting nemen deze ook af. Zowel de toepassing van EPS als een voorgespannen damwand hebben veel potentie in het verminderen van horizontale verplaatsingen. Figuur 10 illus- treert de verplaatsingen voor de vier verschillende oplossingen uitgezet tegen de tijd. Het doel is om de uiteindelijke deformatielijn zoveel mogelijk horizontaal te krijgen omdat er dan geen verplaat- sing meer is. De toepassingen zijn gestart na 14 jaar om de huidige situatie te modelleren en de impact op de toekomst te bepalen. De toepassing van EPS aan de oostzijde van de constructie (zoals eerder toegepast bij de HSL) heeft een duidelijk zichtbare negatieve invloed op de horizontale ve rplaa tsingen. Doordat de zettingen aan oostzijde minder worden, maar aan westzijde gelijk blijven neemt de rotatie toe. Toepassing van de damwand en EPS aan de westzijde hebben beide juist een positieve invloed en zullen de constructie zeer snel tot stilstand brengen. De resultaten van de damwand zijn weer- gegeven in blauw en laten zien dat de verplaatsingen als het ware worden geremd tot een minimale ver- plaatsing. De gewichtsreductie door EPS aan de westzijde is weergegeven met een groene lijn en die verplaatst de constructie terug in tegen- gestelde richting. De spanningsreductie leidt tot een onmiddellijke sprong terug en vervolgens een geleidelijke reductie van de originele verplaat- singen. Om de toekomstige verplaatsing naar nul te krijgen dient 144 kN/m gewicht te worden verwijderd. Dit kan door zand te vervangen door EPS60 over een oppervlakte van 12 m 2per strekkende meter. Daarnaast is een variant onderzocht waarbij de gewichtsreductie is toegepast aan beide zijdes. Deze is weergegeven met de roze lijn. Deze methode levert de beste resultaten op aangezien de spanningen in de grond aan beide kanten worden verlicht. De onmiddellijke terugsprong is kleiner en de toekomstige resultaten zijn stabieler. Het verschil in de resultaten is echter maar klein, terwijl de ingreep uiteraard stukken groter is. Aangezien zowel de voorgespannen damwand als de EPS-blokken aan de westzijde van het spoor een mogelijke oplossing bieden is het belangrijk om te kijken naar de verschillen. De spanningsreductie in de ondergrond die ontstaat door de gewichts- reductie zal op een eenvoudige wijze het probleem wegnemen. De toepassing van EPS is namelijk gemakkelijk uitvoerbaar door verwijdering van een gedeelte van het zandpakket en dat op te vullen met EPS blokken die eenvoudig snel en veilig stapelbaar zijn. Daarnaast biedt EPS geen water- obstructie in de diepere grondlagen. 61 GEOKUNSTGEOKUNST AUGUSTUS 2020 Figuur 8 – Contour plot verplaatsingen met voorgespannen damwand. Figuur 9 – Contourplot van de verplaatsingen met lichtgewicht EPS aan de westzijde. Figuur 10 – Horizontale verplaatsingen van de paaltoppen tegen de tijd. Figuur 7 – Vergelijking van de simulatie met 4 GNSS metingen waarbij geen ondersteuning is toegepast. 62 GEOKUNST Het aanbrengen van een damwandconstructie brengt zowel tijdens de constructie als in de komende jaren meerdere risico’s met zich mee. Door trillen van de damwanden kan het zettings- proces zich versnellen en damwanden met voor- spanning vereisen regelmatige monitoring en onderhoud. De gewichtsreductie door toepassing van EPS is daarnaast kostentechnisch een zeer interessante oplossing. Het materiaal zelf is relatief goedkoop en ook de uitvoering is gemakkelijk en behoeft weinig zwaar materieel. Hierdoor zijn de kosten zeker vier keer lager in vergelijking tot een oplos- sing met voorgespannen damwanden. Daarnaast biedt de spanningsreductie ook een oplossing waarbij de oorzaak wordt weggenomen aan de be- lastingzijde in plaats van een mitigerende oplos- sing aan de weerstandzijde. Hiermee wordt de kans op toekomstige risico’s en eventueel onder- houd kleiner. Het ontgraven van de grond rondom het spoor kan wel voor enkele uitdagingen zorgen voor de systemen rondom het spoor. Zo bevinden zich bijvoorbeeld de palen voor de bovenleiding in het af te graven gebied. Conclusie De hogesnelheid-spoorconstructie bij Rijpwetering verplaatst zich zijdelings. Uit Plaxis 2D modellen blijkt dat het zandpakket van de parallel gelegen rijksweg A4 leidt tot een asymmetrische belasting. Dit zandpakket, aangelegd in de jaren 60, is door de jaren heen geconsolideerd en gedraagt zich nu als een stijf lichaam naast de slappe holocene lagen in de ondergrond. De HSL baan is gebouwd op het grensvlak tussen deze verschillende stijfheden. De asymmetrie is de oorzaak van een rotatie van het baanlichaam en daarmee een laterale verplaatsing van de spoorconstructie in westelijke richting. Deze verplaatsing bedraagt ondertussen tot 65 mm en zet zich door in de tijd door kruip in de slappe lagen. Indien geen actie wordt ondernomen zal de constructie zich in de komende 10 jaar verder verplaatsen en bij 80 mm de toegelaten uiterste grenstoestand van de paalkopmomenten bereiken. In het artikel worden twee oplossingsscenario’s voorgesteld die beide de verplaatsingen kunnen stoppen. Een conventionele oplossing met voor- gespannen damwanden, zoals eerder toegepast, heeft bewezen effectief te zijn. Echter, deze toepassing heeft ook nadelen wat betreft risico’s en kosten. Daarnaast zijn op deze locatie al meer- dere damwanden geplaatst, het hele gebied afsluiten kan problemen met de grondwaterstroming ver- oorzaken. Gewichtsreductie door de toepassing van EPS in de westzijde van de constructie biedt betere resul- taten op de lange termijn. Daarnaast zijn de kosten en toekomstige risico’s (veel) lager. Het ontgraven van de grond rondom het spoor kan wel voor enkele moeilijkheden zorgen voor de systemen rondom het spoor. De simulaties met berekeningen zijn veelbelovend. De aanbeveling wordt daarom gedaan om de toepassing van EPS uitgebreider te onderzoeken en daarmee een gunstig alternatief te bieden tegenover de damwandmethode. Dankwoord Dit artikel is geschreven naar aanleiding van mijn afstudeerscriptie voor de master Structural Engineering met specialisatie railbouwkunde aan de TUDelft. De opdracht is uitgevoerd in samen- werking met Infraspeed Maintenance BV als beheerder van de hogesnelheidslijn. Het afstudeerwerk was niet mogelijk geweest zonder mijn begeleiders Dr. V.L. Markine, Prof.dr.ir. R.P.B.J. Dollevoet en Dr. X. Liu van de TUDelft, Ir. A.A. Hertogs van Infraspeed Mainte- nance BV en Dr.ir M. Dus ˘k ov van InfraDelft BV. Heel veel dank voor de vele hulp in het gehele proces. Het volledige afstudeerrapport is terug te vinden op http://repository.tudelft.nl/. ! AUGUSTUS 2020 YOUR KNOWLEDGE PARTNER IN GEOSYNTHETICS Europalaan 206 7559 SC HengeloNederland +31 (0)546 544 811geonederland@tencategeo.com www.tencategeo.nl twitter: @tencate_geo_nl

Jaargang 24, 2020 - nummer 2

Gilles ErkensResearcher at Deltares and the Department of Physical Geography, Utrecht University dr. Sanneke van AsselenResearcher at Deltares 42 Introduction This paper relates to, and partly overlaps with, the paper of Van Asselen et al. (2020). A large part of the coastal plain of the Netherlands contains as much as several meters of peat in the subsurface (Erkens et al., 2016). Like many other coastal plains worldwide, the Dutch coastal plain is subject to shallow land subsidence from both anthropogenic and natural causes (Erkens et al., 2016; Van Asselen et al., 2018; and references therein). Subsidence increases flood risk, causes damage to buildings and infrastructure and an overall increase in soil wetness as the surface approaches the phreatic groundwater level. In agricultural areas this translates into a lower soil- bearing capacity. In the Dutch coastal plain, subsi- dence has especially been caused by peat oxidation, peat compaction and peat mining in the Holocene sequence, starting about 1000 years ago (Erkens et al., 2016). Large-scale peat mining continued until the late 19th century, after which subsidence has been mainly caused by peat compaction and oxidation. Peat compaction is the mechanical process of densification of the soil, caused by loading and/or a decrease of the pore water pressure. Peat oxidation refers to the bio- geochemical degradation of organic material by micro-organisms and occurs especially when peat is exposed to oxygen, for example following groundwater level lowering. Peat oxidation also causes emission of greenhouse gasses. The amount and rate of shallow subsidence in organic-rich coastal sequences is determined by (1) geotechnical and biogeochemical properties of organic and mineral facies, (2) structural loading and (3) groundwater level fluctuations. These three aspects generally vary considerably in both time and space. Consequently, the amount and rate of subsidence is spatially and temporally variable: it varies between polders and even within parcels. During recent years, there is a growing incentive to reduce both subsidence and greenhouse gas emissions in cultivated peatlands. To develop effective measures to reduce subsidence, and to be able to monitor results of implemented measures, a subsidence monitoring system is needed that captures the temporal and spatial variability of land subsidence, and preferably also discriminates between the contribution of different subsidence processes. Examples of mitigation measures are permanently raising the groundwater level or implementing submerged drainage (Pleijter and van den Akker, 2007). The desired monitoring system should be able to measure subsidence at mm-scale accuracy, since long-term net average land subsidence rates are typically on the order of mm to cm yr -1. Also, the system should not severely impact farming activities. To d e s i g n a n d o p t i m i z e s u c h a s y s t e m , f o u r d i f f e - rent methods are applied to monitor land subsi- dence of meadows at eight livestock farms in a cultivated peatland area in the north-eastern part of the Netherlands (figure 1). The subsurface of the study area generally consists of a Holocene peat layer (Nieuwkoop Formation; De Mulder et al., 2003) as much as about 3.5 m thick, on top of a thick (tens of meters) Pleistocene sand deposit (mainly Boxtel and Kreftenheye Formations; De Mulder et al., 2003). In the western part of the study area, the peat layer is covered by a few dm-thick clayey top layer (figure 1; Naaldwijk Formation; De Mulder et al., 2003). The methods used include conventional (spirit) levelling, extensometery, LiDAR (Light Detection And Ranging) and InSAR (Interferometric Synthetic Aperture Radar). Levelling is a well-tested and often-used technique for measuring surface eleva- tion and has also been applied in a few cases in peat areas in the Netherlands (Pleijter & van den Akker, 2007). Extensometery is applied worldwide for measuring vertical movement of (sub)surface levels but have rarely been applied in peat areas. Both of these field-based techniques result in accurate (mm-scale) point measurements. The use of LiDAR and InSAR for measuring land subsidence in peat areas is promising but still experimental and the accuracy of the measurements needs testing. These two remote sensing techniques may ultima- tely result in timeseries of maps with spatial cover- age, which is needed to monitor the temporal and spatial variability of land subsidence and the effects of applied mitigation measures. In this paper, the four methods are described, and preliminary levelling, extensometery and LiDAR Figure 1 – Peat thickness map for the study area in north- eastern Netherlands (source: Waterboard Drents Overijsselse Delta). Locations of the measuring fields (meadows) at the eight livestock farms, the extensometers and the IGRS station are indicated. MONITORING SHALLOW SUBSIDENCE IN CULTIVATED PEATLANDS GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL JUNE 2020 43 results and conclusions are presented. InSAR results are not available yet. Methodology SPIRIT LEVELLING The levelling methodology is based on Pleijter and van den Akker (2007). Surface elevations of parts of meadows are measured relative to a reference point, consisting of an iron rod that is founded in the semi-stable Pleistocene sand underlying the Holocene peat layer. Elevations are measured four times a year, using a Leica LS15 levelling instrument and rod, along four section lines of 50 m long and lying 8 meters apart, at a 2 m interval as determined with a measuring tape, resulting in 104 point measurements. The start and end of the section lines are fixed coordinates determined each measuring campaign using a Topcon GRS-1 RTK-GNSS. At local scale, the surface elevation is also measured at ten points closely distributed around the reference point. In each meadow where surface elevations are measured, also the phreatic groundwater level and ditch water level are moni- tored using standpipe piezometers. The spatial variability of surface elevations in peat meadows is usually higher than the long-term vertical movement of the surface due to peat com- paction and oxidation. Surface irregularities are, for example, caused by cow tracks or grass tussocks. Therefore, a horizontal plate of 10 x 10 cm is fixed to the bottom of the levelling rod to average out the smallest irregularities of the grass- covered surface. For each measuring campaign, the average elevation and the average elevation diffe- rence relative to the first measurement campaign in November 2018 (T0) are calculated per measu- ring field (n =114). EXTENSOMETER Extensometers are used to measure deformation worldwide (e.g., Poland, 1984; Sneed and Brandt, 2015). However, they have rarely been applied in peat soils. Extensometers can be used to derive point measurements of vertical movement of dif- ferent (sub)surface levels at mm-scale accuracy, and to determine the contribution of different subsurface layers, and in some cases processes, to total subsidence. In this study, we installed four extensometers that continuously measure the vertical movement of (sub)surface levels (for loca- tions see figure 1). Different types of anchors are used at three or four different (sub)surface levels (figure 2). Anchor level 1 is a lost-cone anchor foun- ded in the Pleistocene sand. This level is stable at the timescales considered (years), and hence, is used as reference level. Anchor level 2 is a Borros anchor positioned just below the average lowest groundwater level. At this level, vertical movement is measured that is mainly caused by processes acting in the saturated peat layer between level 1 and 2 (B in figure 2), presumably mainly compaction. In the overlying unsaturated zone, peat oxidation is likely to be the dominant process causing long- term subsidence. Anchor level 3 is a small rod pushed into the subsurface just below a clayey top layer, if present (not visualized in figure 2). This level measures the contribution of the entire peat layer (total subsidence A in figure 2 minus contribution of clay layer, if present). Anchor level 4 is a perforated square stainless-steel plate of 0.4 x 0.4 meter positioned at about 5 cm below surface. This level measures vertical movements of the surface relative to level 1 (A in figure 2). All sensors at the different levels are connected to a datalogger installed at the surface (figure 2). The vertical movement of the different levels is continuously and automatically measured at 1- hour intervals. LIDAR LiDAR (Light Detection And Ranging) is a technique that uses laser pulses sent from a laser scanner. The distance from the scanner to the surface or an object on the ground surface is determined by measuring the time gap between emitting the pulse and receiving the reflected pulse. LiDAR surveys result in spatial maps of surface elevation. Timeseries of these maps can be used to analyse vertical movement of the surface. In this study, LiDAR is used to measure surface elevation once every three months at the eight farms. To compare Figure 2 – Schematic representation of the extensometer set-up. Figure 3 – Integrated Geodetic Reference Station nearby Rouveen (Photo by H. van der Marel). SUMMARY To d e v e l o p a l a n d s u b s i d e n c e m o n i t o r i n g s y s t e m f o r c u l t i v a t e d p e a t l a n d s f o u r measuring techniques are applied in the north-eastern part of the Netherlands, including spirit levelling, extensometery, LiDAR and InSAR. The desired monitoring system should be able to capture long-term spatial and temporal subsidence trends at mm-scale accuracy. Preliminary levelling and extensome- tery results demonstrate seasonal and shorter-term dynamics with a total vertical movement of up to 35-40 mm in one-year time. A longer (multiple years) monitoring and experimenting period is needed to be able to determine long-term net subsidence (or uplift), and to optimize the subsidence monitoring system for peatlands. JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL different measuring platforms, the laser scanner is attached to a small aircraft and a drone. The abso- lute accuracy of such LiDAR measurements in a rural area is 0-3 cm. To increase this accuracy, which is required to monitor land subsidence, Ground Control Points (GCP) are constructed in each parcel. A GCP consists of a 50 cm long hollow aluminium rod with a 50 x 50 cm horizontal plate on top of it, that can easily be placed on the foun- ded reference rods used for levelling. All LiDAR measurements in a parcel use the centre of the horizontal plate as reference. Because this centre has a known height as established by GPS measu- rements, the accuracy of the LIDAR measurements increases to mm-scale. An AL3-32 Phoenix laser scanner is attached to a DJI M600pro drone. The drone is manually lifted into the air, after which it automatically follows a pre-defined path using barometric and GPS for orientation. All measurements are real-time visua- lized on a ground station (laptop), using Wi-Fi or 3G, allowing for real-time quality control during the measurements. RTK-GNSS and Motion Sensor data are post-processed to attain the highest pos- sible accuracy of the position of the drone. These data are linked to the LiDAR data and translated into a point cloud dataset, which is used to create a Digital Elevation Model (DEM). Outliers, vegeta- tion and other objects are filtered out of the dataset. Point cloud classification is done using the international standard as utilized by the American Society for Photogrammetry and Remote Sensing (ASPRS). The final processed point cloud dataset is related to the centre of the GCP as explained above. The same method is used for the LiDAR measure- ments with aircraft. For these measurements, a Riegl VUX1LR laser scanner is fixed to a Tecnam P2010 aircraft, using an Inertial Measurement Unit (IMU) for an accurate determination of the X,Y,Z position. The aircraft flies at 305 m elevation above the ground surface at 130 km h-1. The data point density is on average 10 points per square meter. INSAR InSAR (Interferometric Synthetic Aperture Radar) uses satellite radar images of the earth surface. Each year, tens of images are obtained of the same area. Based on phase differences of reflected radar waves, changes in elevation are derived from the radar image time series. The radar signal is reflec- ted by (objects at) the surface. InSAR measure- ments result in a spatial gridded map of reflections of the surface, which can be translated into a map of change in elevation. Most accurate measure- ments of elevation (phase) change are derived for permanent objects that consistently reflect the radar signal. Good reflection objects are for exam- ple rooftops and roads. Vertical movement of such objects can usually be determined with (sub)mm- scale accuracy. In rural areas there are generally a lower number of consistent reflectors, and hence, the use of InSAR is more challenging in terms of at- taining a similar accuracy. Increasing the accuracy in rural areas can be done by relating radar data to accurate ground measurements of elevation change by other field techniques and by sophisti- cated algorithmic data processing by for example better defining temporal correlations. For the use of InSAR for measurements of land sub- sidence in the study area an Integrated Geodetic Reference Station (IGRS) has been constructed and 44 Figure 4 – Preliminary results of extensometer, levelling and groundwater level measurements (site 05-B; figure 1). Green dots represent average elevation difference relative to T0 (November 2018), with standard deviations indicated by vertical bars. Peat thickness at this site is about 3.3 m. Figure 5 – Preliminary results of extensometer, levelling and groundwater level measurements (site 09-B; Figure 1). Green dots represent average elevation difference relative to T0 (November 2018), with standard deviations indicated by vertical bars. Peat thickness at this site is about 1.5 m. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL JUNE 2020 installed by Delft University of Technology (figure 3; for location see figure 1). The IGRS basically consists of a GNSS antenna on a rod that is foun- ded in the Pleistocene sand, with radar reflectors and a horizontal plate attached to it. Changes in elevation in the surrounding area, as determined from InSAR data, use the IGRS station as reference level. In addition, the vertical movement of the Pleistocene subsurface, assumed to be stable, can be determined. If the Pleistocene subsurface is not stable, these measurements can be used to correct other land subsidence determinations. Preliminary results LEVELLING The results of four measuring fields (two at site 05 and two at site 09; figure 1) are presented in Table 1. Relative to the first measurement in November 2018 (T0), all fields have on average risen about 8 to 10 mm in February 2019. Thereafter, compared to February 2019, all fields show a subsiding trend during spring and summer. The greatest total ver- tical movement measured in the period November 2018 to October 2019 is about 40 mm (+10 to -30 mm), measured at 05-B (Table 1). EXTENSOMETER Extensometer results for locations 05-B and 09-B are presented in figures 4 and 5 respectively. These figures also include the averaged levelling values (of elevation differences relative to T0) with standard deviations for these fields. Results of both methods demonstrate a seasonal dynamic with a general rise in autumn/winter and a subsi- ding trend in spring/summer. Extensometer results demonstrate that shorter-term fluctuations stron- gly relate to groundwater level fluctuations. At location 05-B, the total vertical movement relative to October 2018 (T0) has been 35 mm (+18 to -17 mm). At location 09-B, the total vertical movement has been 17 mm (+12 to -5 mm). We observe that processes acting in the saturated peat layer signi- ficantly contribute to total surface movements (orange line in figures 4 and 5). LIDAR The amount of vertical surface movement, derived from the elevation difference between the LiDAR maps of April and July 2019, shows a general subsiding trend in this time period (figure 6). The dominating greenish colour indicates a general sur- face lowering of 0 to 50 cm. However, the eastern (right) part of the northern field generally shows a higher amount of subsidence, while the middle part of the northern field shows a surface rise. This is attributed to mowing activities: the eastern part was mowed shortly before the LiDAR measu- rements while the middle part was not yet mowed. These observations demonstrate the influence of grass height on LiDAR measurements. Also, striping effects are seen in the resulting elevation maps (figure 6). Experiences and preliminary conclusions A unique land subsidence monitoring site in a cultivated peat area in the Netherlands is presen- ted. Our first experiences with applying the diffe- rent methods are: - Levelling at farm scale is time-consuming, and therefore, will not be effective at regional scales. - Extensometer results very convincingly show seasonal and short-term (groundwater-related) vertical movements of different sublayers, i.e. processes. - LiDAR results in spatial map but results demon- strate the influence of grass height. This method needs optimization aiming to reduce effects of grass height and increase the accuracy of land subsidence determinations. Moreover, the method is very much weather-dependent (it should not be too windy) and thus more difficult to plan. Also, the use of a drone and/or aircraft may disturb cattle due to noise pollution. - InSAR results are not available yet. Preliminary levelling and extensometry results de- monstrate seasonal and shorter-term dynamics with a total vertical movement of up to 35-40 mm in one-year time. This proves that a long (multiple years) monitoring period is needed to be able to determine long-term net land subsidence (or uplift). Also, a longer record and experiments are needed to develop the most optimal subsidence monitoring system in peatlands. References - De Mulder, E.F.J., Geluk, M.C., Ritsema, I., et al. (in Dutch): De Ondergrond van Nederland. Geolo- gie van Nederland, deel 7. Nederlands Insti- tuut voor Toegepaste Geowetenschappen TNO, Utrecht. 379 p, 2003. - Erkens, G., van der Meulen, M. J., Middelkoop, H.: Double trouble: subsidence and CO2 respira- tion due to 1,000 years of Dutch coastal peatlands cultivation, Hydrogeol. J., 24 (3), 551-568, 2016. - Pleijter, M., van den Akker, J. J. H. (in Dutch): Onderwaterdrains in het veenweidegebied: toe- lichting op de methode en meetinrichting. Wage- ningen Environmental Research report nr 1586, 2007. - Poland, J.F.: Guidebook to Studies of Land Sub- sidence Due to Ground-water Withdrawal. UNESCO report, ISBN 92-3-102213-X, 1984. - Sneed, M., Brandt, J. T.: Land subsidence in the San Joaquin Valley, California, USA, 2007–2014, Proc. IAHS, 372, 23-27, 2015. - Van Asselen, S., Erkens, G., Stouthamer, E., et al.: The relative contribution of peat compaction and oxidation to subsidence in built-up areas in the Rhine-Meuse delta, the Netherlands. Sc. Total Environ. 636: 177–191, 2018. ! 45 Figure 6 – Land subsidence at site 05 (see Figure 1) derived from the difference between LiDAR elevation measurements of April and July 2019. Ta ble 1 - Average ver t ical movement relative to T0 (November 2018; n=114). Standard deviation in italic. To t a l v e r t i c a l m o v e m e n t f o r a s p e c i f i c f i e l d = m a x r i s e – m a x s u b s i d e n c e . A l l i n m m . Field Feb 2019 Apr 2019 Jul 2019 Oct 2019 Total vertical movement 05-A 8.2 (12.5) -20.1 (13.4) -25.9 (11.8) 27.8 (32.7) 34.1 05-B 9.7 (12.9) -13.0 (23.7) -29.9 (19.2) 2.7 (29.0) 39.6 09-A 9.4 (8.0) 4.4 (10.8) -10.4 (9.8) 10.1 (33.4) 19.8 09-B 7.8 (6.1) 7.0 (8.8) -9.4 (7.1) 9.2 (29.9) 17.2 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL JUNE 2020 Ing. R.R. van BuurenGeotechnisch advise ur CRUX Engineering Inleiding De dijk langs de Hollandsche IJssel tussen Krimpen aan den IJssel en Gouderak is in de derde toets- ronde afgekeurd op stabiliteit en hoogte. Door het Hoogheemraadschap Schieland en de Krimpener- waard (HHSK) is het project Krachtige IJsseldijken Krimpenerwaard (KIJK) in het leven geroepen om de dijk te versterken. Langs het tracé van 10 km staan meer dan 1250 objecten, van huizen tot boerderijen en industrie, op en langs de dijk. De verkenningsfase van dit project werd uitgevoerd door CRUX Engineering, BWZ Ingenieurs, Greenri- vers en Infram in samenwerking met en in opdracht van het Hoogheemraadschap van Schieland en de Krimpenerwaard. In het artikel ‘Omgevingsonderzoek schademoni- toring’ van Wehrmann (2017), is het belendingen onderzoek en de kwantitatieve schadeverwachting van dit project al beschreven. In het vervolg van het project is het criterium “kans op schade” een belangrijk onderdeel geweest in de multicriteria- analyse om te komen van meerdere kansrijke alter- natieven (KA) tot een voorkeurs alternatief (VKA). Het doel van deze studie was het eenvoudig bere- kenen van de kans op schade voor een groot aantal panden en verschillende ontwerpen, zonder een zeer groot aantal berekeningen uit te moeten voeren. Eerst worden het belendingenonderzoek en het ontwerp bestudeerd. Daarna wordt de schade door trillingen en grondvervormingen behandeld, deze resultaten leiden tot een schadeverwachting per alternatief en per uitvoeringsmethode. Op basis van de schadeverwachting en het ontwerp worden ook mitigerende maatregelen behandeld om schade te voorkomen. Afgesloten wordt met de conclusie van de methodiek en resultaten. Belendingenonderzoek en ontwerp Gestart is met het ophalen van alle beschikbare informatie van de panden: Basisregistratie Adres- sen en Gebouwen (BAG), archiefonderzoek, con- tact met eigenaren, een eerste visuele inspectie en satellietmetingen (InSAR / SkyGeo) zijn gebruikt om een goed beeld te krijgen van de karakteris- tieken van de panden. Waar informatie in het onderzoek ontbreekt zijn de gaten gevuld op basis van correlaties die met de projectgegevens zijn afgeleid, zie het artikel ‘Omgevingsonderzoek schademonitoring’. Op basis van bouwjaar en zettingssnelheid kan bijvoorbeeld een uitspraak worden gedaan over het type fundering van het pand. In 43% van de panden was onvoldoende archiefinformatie beschikbaar en zijn de pand- eigenschappen bepaald op basis van de gevonden relaties. Ook is de SBR-categorie (trillingrichtlijn) op basis van (bekende) parameters automatisch bepaald. Parallel aan het onderzoek zijn meerdere kansrijke alternatieven per dijkvak bepaald, zie Figuur 1 (van links naar rechts): 1. Dijkversterking volledig in grond 2. In grond en een damwand (binnenwaarts) (type II constructie) 3. Met behulp van een damwand, voor hoogte en stabiliteit (type I constructie) 4. Grondoplossing met een as-verschuiving Schadeverwachting Voor alle alternatieven is de kans op schade be- paald. Schade aan panden is onderverdeeld in twee categorieën: schade door trillingen conform de SBR-A methodiek (2003) of door grondvervor- mingen, waar gebruik wordt gemaakt van de ‘methode der Grensrekken, van Holger Netzel (2009). Op een aantal karakteristieke locaties van de dijk zijn berekeningen uitgevoerd om het risico op schade te bepalen. Door op deze locaties met de parameters van de panden, zoals afstand tot de dijk, afmeting van het pand en het type fundering, te variëren zijn invloedsgebieden gedefinieerd. Deze invloedsgebieden zijn vervolgens gebruikt om de kans op schade van alle panden te bepalen aan de hand van de verschillende parameters. In totaal zijn op zeven locaties PLAXIS berekeningen gemaakt om de grondvervormingen te bepalen 28 GEOTECHNIEK JUNI 2020 Figuur 1 – V.l.n.r. 1. grondoplossing, 2. type II oplossing binnenwaarts, 3. type I oplossing en 4. asverschuiving. Figuur 2 – Stroomschema onderzoek schade ten gevolgen van trillingen. SCHADEPREDICTIE BIJ DIJKVERSTERKINGSPROJECT KIJK SCHADEPREDICTIE BIJ 1250 OBJECTEN LANGS 10 KILOMETER DIJK VERSTERKING ir. J.K. HaasnootSenior Specialist | Directeur CRUX Engineering SAMENVATTINGSAMENVATTING 29 GEOTECHNIEK JUNI 2020 en zijn voor 35 verschillende sonderingen trillings- predicties uitgevoerd. De resultaten van deze studie zijn zowel in schaderisicokaarten als tabel- len per dijkvak gepresenteerd. Tr i l l i n g e n Voor schade ten gevo lge van trillingen is gebruik gemaakt van de SBR-A methodiek. Voor alle ont- worpen damwandplanken is de benodigde energie (slagkracht) berekend om de planken op diepte te krijgen volgens CUR166. Hiervoor is per dijkvak de maatgevende sondering gehanteerd, bij lange dijkvakken zijn deze opgedeeld in kortere homo- genere secties. Hiermee zijn verschillende in- vloedsgebieden bepaald. Het invloedsgebied is afhankelijk van de trillingslimieten behorende bij de SBR-categorie (1, 2 of 3) van het pand. De SBR-categorie is voor alle panden in het belen- dingenonderzoek bepaald en vastgelegd in een database. In deze database is voor alle kansrijke alternatieven per pand berekend of voldaan wordt aan de SBR-A richtlijn. Afhankelijk van de resul- taten van de naastgelegen panden wordt per 100 m damwand bepaald of deze trillend of statisch drukken ingebracht moet worden. Dit proces is weergegeven in het stroomschema in figuur 2. Grondvervormingen De kans op schade aan panden door grondvervor- mingen wordt berekend aan de hand van de maai- veldvervormingen berekend met een PLAXIS 2D model. De maaiveldvervormingen worden daarna opgelegd aan de panden conform de methode der Grensrekken (Netzel, 2009). Aan de hand van deze methodiek worden de rekken in het pand berekend. Afhankelijk van de rek in het pand wordt de schadecategorie van het pand bepaald conform de BRE classificatie. De grondvervormingen zijn sterk afhankelijk van de lokale bodemopbouw, het huidige profiel van de dijk en de benodigde grondaanvulling. De PLAXIS- berekeningen zijn uitgevoerd voor een tiental sneden van de dijk met verschillende type oplos- singen, zie figuur 1. Voor verschillende panden, met verschillende afmetingen en type funderin- gen, is op basis van deze grondvervormingen de schadeverwachting volgens de BRE classificatie en de methode der grensrekken bepaald. Door de afstand tussen het panden en de oplossing te variëren kan het invloedsgebied van de grond- aanvulling bepaald worden. In 3 zijn de grondver- vormingen en bijbehorende schadeverwachting voor een representatief pand, gefundeerd op staal, weergegeven. De horizontale grondvervormingen zijn ook opge- legd aan de houten of betonnen funderingspalen, wat resulteert in een buigend moment. Voor een houten en een betonnen paal zijn aan de hand van de PLAXIS grondvervormingen de paalmomenten in D-sheetpiling berekend. Deze momenten zijn getoetst aan een aantal veel voorkomende houten palen. Voor houten palen bleek de kans op schade aan de paalfundering in sommige gevallen maat- gevend. Resultaten schadeverwachting In figuur 5 zijn twee voorbeelden van de resultaten weergegeven. In de linker figuur is de kans op schade door trillingen bij een type I constructie weergegeven, ook is aangegeven waar de Figuur 3 – Dijkprofiel met dijkversterking, grondvervormingen en schadeverwachting tot de afstand van de dijk. Het dijkversterkingsproject Krachtige IJsseldijken Krimpenerwaard bestaat uit een traject van 10 km dijk met 1250 panden op en naast de dijk. Voor dit project is een uitvoerig belendingenonderzoek uitgevoerd met data uit het gemeentelijk archief. Ook is gebruik gemaakt van InSAR-satellietmetingen. Aan de hand van de satellietmetingen is de zettingssnelheid per pand bepaald, die gelinkt kan worden aan bijvoorbeeld het funderingstype van het pand. Gelijktijdig met het belendingenonderzoek zijn diverse alternatieven ontwor- pen voor de dijkversterkingsopgave. Voor al deze alternatieven is, op basis van een aantal karakteristieke panden, het risico op schade bepaald. Deze resultaten zijn vervolgens samen met het belendingenonderzoek gebruikt om voor alle panden het risico op schade te bepalen. Dit risico op schade is vervolgens meegenomen in de Multi Crit eria Analyse om tot een voorkeurs- alternatief (VKA) te komen. Figuur 4 – Stroomschema onderzoek schade ten gevolgen van grondvervor- mingen. 30 GEOTECHNIEK JUNI 2020 damwanden drukkend of trillend ingebracht dienen te worden. De buitendijkse bebouwing, die ook na de dijkversterking blijft bestaan, is in dit gebied maatgevend voor de uitvoeringsmethode. In de rechter figuur is aangegeven welke panden een kans hebben op schade door grondvervormin- gen ten gevolge van een asverschuiving van de dijk buitenwaarts. Hier zijn panden dicht op de oplos- sing met een houten paalfundering of een funde- ring op staal maatgevend. Voor elke type dijk versterking is een kenmerkend beeld op te maken: - Volledige grondoplossingen (binnen en buiten- waarts) hebben een groot ruimte beslag en leiden tot relatief veel horizontale en verticale grond- vervormingen. - Achter de type II constructie zijn de horizontale grondvervormingen maatgevend voor de schade- verwachting. - Een asverschuiving wordt bij KIJK altijd buiten- waarts ontworpen, de grondvervormingen zijn daarom ook altijd richting de Hollandsche IJssel gericht, waardoor de grondvervormingen in het achterland beperkt zijn. - Type II schermen kunnen vaak niet trillend inge- bracht worden vanwege de korte afstand tot de belendingen. - Type I schermen hebben vaak een grotere afstand tot de belendingen omdat de voorkeurlocatie in de buitenkruin is en kunnen derhalve vaak trillend ingebracht worden. Mitigerende maatregelen Schade wordt liever voorkomen dan genezen, dus zijn er in dit stadium ook al mitigerende maa- regelen beschouwd. Damwanden kunnen druk- kend ingebracht worden om trillingen te beperken, grondvervormingen kunnen beperkt worden door damwanden te plaatsen. Ook kan er plaatselijk worden gekozen voor een andere oplossing om het profiel van de maatregel te beperken of de afstand Figuur 5 – Voorbeelden resultaten, Links: schadever wachting ten gevolge van trillingen, rechts: schadeverwachting ten gevolge van grondvervormingen. Figuur 6 – Resultaten schadeverwachtingen. Figuur 7 – Schadeverwachting trillingen. Figuur 7 – Ver t icale verplaatsing volgens InSAR van een punt op een gebouw. 31 GEOTECHNIEK JUNI 2020 tot het pand te vergroten. De keuze voor de mitigerende maatregelen wordt gemaakt door een aantal vooraf bepaalde stroomschema’s. Deze mitigerende maatregelen zijn allemaal afgeprijsd en werken door in de kostenraming van alle alter- natieven, die ten grondslag ligt aan de keuze van het VKA. In figuur 6 is weergegeven hoe groot het aantal panden is dat schade ondervindt of geraakt wordt door het alternatief voor het gehele project. Tij- dens het project is deze analyse niet voor het ge- hele project, maar per dijkvak uitgevoerd. Bij bijvoorbeeld grondoplossingen wordt 55% van de panden geraakt en ondervindt nog eens 14% con- structieve schade, bij 69% van de panden is dus een maatregel nodig. Op basis van deze resultaten zijn ook de mitigerende maatregelen weergege- ven, bij hetzelfde voorbeeld moet 24% van de pan- den geamoveerd worden, 6% moet indien mogelijk opgevijzeld worden en voor 39% moet alsnog een damwand geplaatst worden. In totaal is dus voor 69% van de panden een maatregel nodig, wat een grote impact heeft op de kosten en haalbaarheid van het alternatief. Voor type I en II co nstructies is bij respectievelijk 13 en 19 % van de panden een risico op schade door trillingen, zie figuur 7. De consequenties voor het aanbrengen zijn ook in figuur 7 weergegeven. Voor een type I co nstructie kan 75% van de lengte damwand trillend ingebracht worden en 21% kan drukkend ingebracht worden. Voor de overige 4% is de theoretische drukcapaciteit van de beschik- bare machines onvoldoende en geeft trillen een te hoge kans op schade. Hier zullen nog extra maatregelen nodig zijn, bijvoorbeeld voorboren van de damwandplanken of door middel van fluïderen de grondweerstand verminderen. Conclusie Alle resultaten zijn meegenomen in de Multi Crite- ria Analyse en kostenraming. Gezien het grote aantal maatregelen dat nodig is bij sommige oplos- singen had dit onderzoek een grote invloed op zowel de MCA als de kostenraming. Een grond- oplossing wordt traditioneel gezien als de meest eenvoudige en goedkopere oplossing, maar gezien het aantal maatregelen bij 69% van de panden scoorde deze oplossing uiteindelijk slechter. Door deze risico’s al in de verkenningsfase te bepalen is tot een voorkeursalternatief gekomen waarbij de risico’s zo klein mogelijk zijn. De locaties waar nog wel een risico is op schade is of waar de uitvoe- ringsmethode van de damwanden een risico is, zijn nu in een vroeg stadium al vastgelegd. Een aantal locaties is als ‘maatwerklocatie’ gede- finieerd, omdat op deze locaties bij alle alternatie- ven het risico op schade aanwezig blijft. Deze maatwerklocaties zullen in een volgende fase van het project nauwkeurig beschouwd moeten worden. De uitgebreide database met input van InSAR- satellietmetingen is noodzakelijk om alle pand- eigenschappen vast te leggen. Zonder de satelliet- data zou de data en dus ook de risicoanalyse onvol- ledig zijn. Deze methode is echter alleen mogelijk in gebieden waar bodemdaling meetbaar is. Ook moet opgemerkt worden dat de satellietmetingen geen 100% zekerheid geven over het funderings- type. Voor de verkenningsfase geeft dit een voldoende beeld, maar in een latere fase zal meer onderzoek nodig zijn. Met een relatief klein aantal berekeningen is voor een groot aantal panden en vier alternatieven het risico op schade berekend. Door het gebruik van de database was het eenvoudig om nieuwe pandinfor- matie of wijzigingen in het ontwerp door te voeren in de schadeverwachting. Ook hier geldt dat in een latere fase van het project nauwkeuriger per pand bepaald zal moeten worden wat het risico op schade is. Referenties - Omgevingsonderzoek schademonitoring, Wehrmann (2017) - Methode der Grensrekken, Netzel (2009). ! Benut de energie van ondergrondse constructies – Geohydrologie – Energie Geotechniek – CRUX is in Nederland leidend op het gebied van Energie Geotechniek. Met diverse par tijen wordt in 2020 een pilot van een energiekademuur uitgevoerd, waarin een energie- damwand wordt toegepast. CRUX beschikt over een unieke combinatie van kennis om de invloeden en risico’s op bodemenergiesystemen in beeld te brengen. Energiekademuur Energiedamwand Energiepalen Ondergrondse warmteopslag in ijs Compressed Air Energy Storage Grondbevriezen Bemalingen Modelstudies Statistiek grondwaterstanden Toetsing geohydrologische effecten Duurzame energie (WKO) Pompproeven Amsterdam Delft Eindhoven +31 (0)20 4943070 info@cruxbv.nl cruxbv.nl WATERBERGING IN VERHARDINGSCONSTRUCTIES Yo u r i D i r n eAquaBASE Marco HazenkampTe n Ca t e G e o s y n t h e t i c s 58 GEOKUNST JUNI 2020 Inleiding Door klimaatverandering krijgen we vaker en heviger te maken met wateroverlast en over- stromingen, of juist met hitte en droogte. Dat levert risico’s en het is van groot belang dat Neder- land zich aanpast aan deze veranderingen. Als we niets doen, kan aanzienlijke schade in onze steden en het landelijk gebied optreden. Stortbuien en langdurige neerslag zullen naar verwachting overal wateroverlast veroorzaken. Anticiperend op de wateroverlast zijn overheden op zoek naar mogelijkheden om in de openbare ruimte water te bergen en te laten infiltreren. Het helpt niet dat het grootste beschikbare openbare oppervlak in grote steden uit verharding bestaat zoals wegen, trottoirs en pleinen. Deze verhar- dingsconstructies zijn ontworpen en aangelegd conform kwaliteitseisen (samenstelling, verdich- ting, stijfheid, draagkracht) zoals geformuleerd in de RAW standaard en zoals gehanteerd in ont- werprichtlijnen. Gaan we deze constructies in samenstelling en opbouw vervangen door water- bergende constructies zoals bijvoorbeeld kratten, steenwol of grof granulair materiaal dan is het noodzakelijk dat we de functionele kwaliteitseisen blijven handhaven. Daarvoor is het noodzakelijk dat naast het in de markt zetten van deze infiltra- tievoorzieningen door de producent onderzoek wordt gedaan naar de impact op met name de draagkracht van de verhardingsconstructie. Klimaatbestendig en waterrobuust De kern van de Deltabeslissing Ruimtelijke Adap- tatie is dat Nederland in 2050 klimaatbestendig en waterrobuust is ingericht. Overheden gaan ervoor zorgen dat schade door hittestress, wateroverlast, droogte en overstromingen zo min mogelijk toe- neemt en letten daarop bij de aanleg van nieuwe woonwijken en bedrijventerreinen, het opknappen van bestaande bebouwing, vervanging van riole- ringen en wegonderhoud. Door de klimaatverandering is een omslag in het denken nodig: klimaatbestendig en waterrobuust inrichten moet een vanzelfsprekend onderdeel van ruimtelijke (her)ontwikkelingen worden. Onder meer moeten overheden (gemeentes, provincies, waterschappen) zorgdragen voor het verwerken van het hemelwater in hun beheersgebied. Amsterdam Rainproof Amsterdam Rainproof is een initiatief om samen met bewoners, bedrijven, kennisinstellingen en overheid Amsterdam beter bestand te maken tegen de vaker voorkomende hoosbuien. Sterker nog: de bedoeling is het gratis regenwater, dat nu afgevoerd wordt, beter te benutten. De schade door hoosbuien ontstaat vooral doordat de stad verhard is door gebouwen, asfalt en bete- gelde tuinen. Met de conventionele bouwwijze gaat er geen druppel doorheen. Het voorkómen van wateroverlast in dicht- bebouwd gebied vraagt om slimme oplossingen en anders omgaan met regenwater. Een van de in praktijk al gerealiseerde oplossingen in Amster- dam is het combineren van functies door het bergen van regenwater onder de trambaan. Er liggen vele kilometers trambaan in Amsterdam en omdat er onder de trambaan weinig kabels en leidingen liggen, vroeg Waternet zich af of deze ruimte zou kunnen worden gebruikt voor water- berging. Bergen van regenwater onder trambaan De haalbaarheid van het bergen van regenwater onder de trambaan is in de periode 2013-2014 onderzocht door Royal Haskoning-DHV in op- dracht van Waternet en in samenwerking met het GVB en de dienst Metro en Tram (MeT). De trambaan ligt doorgaans midden in de straat en iets hoger dan de naastgelegen wegverhardingen. Verschillende typen technische voor zieningen zijn voorgesteld en afgewogen. De voorkeursoplossin- gen gaan uit van waterberging onder de trambaan in een verbeterd grondpakket met een hoog poriëngehalte (=veel ruimte voor water). Bij de trambaan Rooseveltlaan wordt het water in de berging gebracht met een aantal drainages en op een ander gedeelte met een rij waterbergings- kratjes langs de trambaan. Tijdens regenval wordt de bergingsvoorziening onder de trambaan gevuld en wordt het water geleidelijk afgevoerd naar het grondwater. Indien de bergingsvoorziening vol is, stroomt het water via de nooduitlaat naar de bestaande riolering. De berging fungeert in de zomerperiode tevens als infiltratiebed bij een te lage grondwaterstand. Mogelijk kan de berging ook een rol spelen bij het afvlakken van hogere grondwaterstanden in de winter (als gevolg van herstel van nu nog lekkende riolen in de buurt). Om in de winter overlast te voorkomen is er tijdens de werkzaamheden al een drain in de parallelweg meegelegd. Pilot Na de haalbaarheidsstudie is door Waternet besloten om waterberging onder de trambaan- verder uit te werken met een pilot in twee straten in de Rivierenbuurt en de Willemsparkbuurt. Uiteindelijk is alleen de pilot in de Rooseveltlaan gerealiseerd op een 300 m lang tracé tussen de Maasstraat en de Waalstraat. Het hydrologische onderzoek van Waternet gaf aan dat een positief effect op de grondwaterstand viel te verwachten, naast de waterbergingsfunctie tijdens hevige buien. De hemelwaterbergingsvoorziening in de tram- baan op de Rooseveltlaan heeft een inhoud van 523 m3 onder 4,5 ha aaneengesloten verharding. De bergingsvoorziening onder de desbetreffende trambaan is in de zomer van 2019 aangelegd en wordt momenteel gemonitord. Figuur 1 – De trambaan in de Rooseveltlaan 59 GEOKUNST JUNI 2020 AquaBASE-buffer Voor de waterberging is een samenw erking aan- gegaan met AquaBASE, partner in Amsterdam Rainproof. AquaBASE levert maatwerkproducten op het gebied van waterbergingsvoorzieningen. Daarbij wordt de waterberging zo ontworpen dat er niet wordt ingeleverd op de functie of kwaliteit van de openbare ruimte. Maatwerk was vereist bij deze berging onder de trambaan, ook al omdat het de eerste in z'n soort is. Een grote uitdaging lag in het aanbrengen van de juiste betonverharding, om ervoor te zorgen dat het gewicht en de trillin- gen van de trams de waterbergende constructie niet beschadigen. De letterlijke basis voor het AquaBASE systeem is Accorder® van producent TenCate Geosynthetics in Hengelo. Accorder® is een nieuw, eenvoudig te installeren concept voor de funderingslaag van wegen. Het product is een geweven geotextiel bestaande uit pockets (compartimenten) van on- geveer 7 cm hoog en een parallellogramvormig ppervlak met zijden van ongeveer 7 cm (figuur 2). Hierdoor ontstaan per vierkante meter oppervlak tientallen gelijkvormige compartimenten die gevuld kunnen worden met een systeemvulling bestaande uit kalksteen in de gradatie 8/32. Uit onderzoek door Kiwa-KOAC blijkt dat door de compartimentering Accorder® in staat is om het ingestorte mineraal aggregaat beter op te sluiten, waardoor de constructielaag zich stijver gedraagt en daardoor meer weerstand tegen permanente vervorming heeft. Op deze manier kan de systeem- vulling beter verdicht worden en kan een stabiele funderingslaag met 35-40% holle ruimte worden aangelegd. De bodem van de compartimenten bestaat uit het- zelfde materiaal als dat van de opstaande zijden. De bodem zorgt voor scheiding van de ondergrond en het mineraal aggregaat 8/32. De openingsmaat van het gebruikte geotextiel is groot genoeg om voldoende waterdoorlatend te zijn om het gebuf- ferde hemelwater optimaal te laten infiltreren. Opbouw AquaBASE Vo o r e e n s t a b i e l e o n d e rla a g w o rd t d e Acco rd e r ® gevuld met een systeemvulling bestaande uit een zeer grove en harde steenslag EcoBase A5 van de firma Rotim Steenbouw in de gradatie 8-32 mm met, na verdichting, 35-40% holle ruimte. De EcoBASE A5 systeemvulling voldoet aan alle milieueisen van het besluit bodemkwaliteit. Daar- voor wordt regelmatig zorgvuldig getest of het materiaal de Nederlandse bodem niet verstoort en wordt aangetoond dat EcoBASE A5 geen materialen bevat die de flora en fauna bedreigen. Het materi- aal wordt ook volop in open-water-constructies toegepast waar de eisen aan het milieu het zwaarst zijn. EcoBASE A5 heeft een weerstand tegen ver- brijzeling van LA19. Dit betekent dat de steen een voldoende hardheid heeft om dynamische belasting te kunnen weerstaan en niet zal verbrij- zelen tijdens verdichting. De laagdikte van de AquaBASE systeemvulling 8/32 is afhankelijk van het gewenste veiligheids- niveau (overschrijdingsfrequentie). De waterhuis- houdkundige ingenieurs van Syntraal (dochter van Tauw) dimensioneren de benodigde buffer- capaciteit van het AquaBASE systeem aan de hand van het plaatselijke neerslagverloop, het verhard oppervlak (daken en bestrating) en het infiltrerend vermogen van de ondergrond. Om ontbrekende informatie te verkrijgen voert Syntraal ook het hiervoor benodigde bodemonderzoek uit en beoordeelt in hoeverre de omgeving van invloed is op het functioneren in de gebruiksfase. Dat is nodig om de gradatie van het aanwezige materiaal en daarmee de infiltrerende eigenschappen als- mede de grondwaterstanden vast te stellen. Daarnaast speelt Syntraal een belangrijke rol in de verdere ontwikkeling van AquaBASE en de monitoring van de aangebrachte AquaBASE syste- men waarbij hun jarenlange ervaring op het gebied van o.a. waterpasserende en -doorlatende bestra- ting en infiltrerende capaciteiten van open funde- ringen een belangrijke rol speelt. Syntraal monitort de aangebrachte systemen om vast te stellen of het systeem functioneert zoals berekend en, indien nodig, herstel- of aanpassingsmaatregelen te definiëren. De uiteindelijke AquaBASE verharding kan bestaan uit (waterpasserende of doorlatende) elementen- verharding. Beton, asfalt en halfverhardingen zijn ook mogelijk. De Ecobase A5 8-32 mm systeemvul- ling wordt compleet omhuld met een TenCate TS10 nonwoven (vlies). De functie van het desbe- treffende vlies is om te voorkomen dat fijne delen vanuit de straatlaag en/of aangrenzende trottoirs en groenstroken in de holle ruimte van de systeem- vulling komen wat de buffercapaciteit zou reduceren. Geotechnisch en verhardingsadvies Het geotechnisch advies (DO) onderbouw tram- baan Rivierenbuurt Amsterdam is opgesteld door Sweco. Dat ontwerp is in een door BAM Infra aan- genomen bestek gevat. De aanleg van de infiltra- tievoorziening is gecombineerd met levensverlen- gend onderhoud van de trambaanconstructie door GVB. De opdrachtgever voor aanpassing van de trambaan is Waternet, met ondersteuning van de dienst MeT-Amsterdam en GVB. Sweco verzorgde het ontwerp van de onderbouw en de toetsing aan de eisen van MeT-Amsterdam. Het GVB zorgde zelf voor de uitwerking van het spoor met boven- en onderbedbeton (bovenbouwconstructie) en de bovenleiding. Aangezien het ontwerp een reconstructie van een bestaande trambaan betrof, is uitgegaan van een- maximale restzetting van 30 mm in 30 jaar, exclu- sief autonome bodemdaling. Voor de dimensies van de onderbouwconstructie is uitgegaan van het principe dwarsprofiel in figuur 4. Op basis van het geohydrologisch advies is de diktevan de infiltra- tielaag vergroot van 0,40 m tot 0,55 m met de onderzijde op NAP -0,55 m. De bovenzijde van de Figuur 2 – Geweven geocellen Accorder® SAMENVATTING Waterberging onder een trambaan is een technische uitdaging die de Gemeente Amsterdam, GVB en Waternet hebben aangedurfd. Met de pilot Rooseveltlaan is aangetoond dat het mogelijk is om een trambaan te bouwen op 35% holle ruimte en tevens te voldoen aan de constructieve eisen van de beheerders. Het ontwerp en de geotechnische onderbouwing van de constructie vereist maatwerk en is alleen mogelijk wanneer de eigenschappen van de constructie- componenten onderbouwd kunnen worden. Het pilotproject heeft ons geleerd dat we voorzichtig moeten zijn met de enorme groei aan ogenschijnlijke mogelijkheden van waterbergende constructies onder essentiële delen van de Nederlandse infrastructuur. Ontwerpers dienen de kwaliteitseisen te handhaven en randvoorwaarden aan te geven voor een verantwoorde en duurzame toepassing. trambaan is gelegen op circa NAP +0,45 m, zodat de totale dikte van de boven- en onderbouw gelijk is aan 1,0 m. Aan de zijkant is een overstort met schuifvoorzien, waarbij het water uit de infiltratie- voorziening kan afstromen naar het riool. Dit ter voorkoming van het ontstaan van een te hoge grondwaterstand (hoger dan de onderzijde van het onderbedbeton) onder de trambaan. Funderingsadvies onderbouw In het PvE was niet specifiek voorgeschreven welke veiligheidsklasse voor de onderbouw van de tram- baan diende te worden aangehouden. Volgens de algemene indeling in NEN 9997-1 kon voor de berekening van de onderbouw van de trambaan worden uitgegaan vanveiligheidsklasse 2 (RC2), zijnde conventionele typen constructies en funde- ringen zonderbuitengewone risico’s of complexe grond- of belastingsgesteldheid. Conform de eisen voor de onderbouw is uitgegaan van de twee maatgevende laststelsels Trammate- rieel/Toekomstig en Werkmaterieel/Aslaststelsel 2 voor het tramverkeer. Daarnaast diende rekening te worden gehouden met een gelijkmatig ver- deelde verkeersbelasting. Aanvullend is een lokale maximale aslast (twee assen, as-afstand 1,2 m) voor de maatgevende aslast (Werkmaterieel/ Aslaststelsel 2) beschouwd. Voor het eigen ge- wicht van de bovenbouwconstructie (betonplaat) is uitgegaan van een dikte van 0,45 m en volume- gewicht van 25,0 kN/m3. Deze permanente belas- ting (belastingfactor 1,2) van de betonplaat is eveneens in tabel 5.1 weergegeven.Voor de zettingsberekeningen is geen verkeersbelasting in rekening gebracht. Voor de berekeningen van het ver t icale en horizon- tale draagvermogen van de ondergrond ten behoeve van de fundering op staal is uitgegaan van de belastingen weergegeven in tabel 5.1. Het funderingsniveau is op NAP 0,0 m (onderzijde on- derbedbeton) aangehouden. Het draagvermogen is getoetst volgens NEN 9997-1 voor een funde- ring op staal met hetprogramma D-Foundations. Specifiek voor toepassing van het materiaal kalk- steen onder een trambaanconstructie met hoge belastingen, is beoordeeld of het materiaal vol- doende weerstand heeft tegen breuk. Op basis van door de leverancier aangeleverde specificaties van het kalkzandsteen is getoetst of het materiaal voldoet ten aanzien van weerstand tegen breuk volgens de eisenuit de Standaard CROW-bepalin- gen 2015. Dit was ruimschoots het geval. Risico’s voor verlies van draagkracht door een hoge grond- waterstand onder de trambaan zijn minimaal gezien de aanwezigheid van een goede funderings- laag (kalksteen), en de resultaten van de funde- ringsberekeningen in combinatie met de over- stortvoorziening voor beheersing van te hoge grondwaterstanden. Vo o r d e a a n l e g v a n d e i n f i l t r a t i evo o r z i e n i n g w o rd t uitgegaan van een minimale verdichtingsgraad van 98% en een gemiddelde verdichtingsgraad van 100% (RAW-eis). Dit dient tijdens uitvoering te worden aangetoond door middel van de grind- vervangproef (RAW proef 7 en 9) (figuur 5). Conclusie Waterberging onder een trambaan is technisch uit- dagend maar de gemeente Amsterdam, GVB en Waternet hebben het aangedurfd, en met succes. Met de pilot Rooseveltlaan is aangetoond dat het mogelijk is om een duurzame trambaan te bouwen op 35% holle ruimte. Niettemin moeten we voor- zichtig zijn met de enorme groei aan ogenschijn- lijke mogelijkheden van waterbergende constructies onder essentiële delen van de Nederlandse infra- structuur. Ontwerpers dienen ook de bestaande kwaliteitseisen te handhaven en randvoorwaarden aan te geven voor verantwoorde en duurzame in- novatieve toepassingen. Het Deltaplan Ruimtelijke Adaptatie legt zijn doelstelling in 2050. Dat lijkt ver weg maar we bouwen nu al aan constructies die over 30 jaar ook hun dienst nog bewijzen. Zo niet, dan is de investering grotendeels tevergeefs. ! 60 GEOKUNST JUNI 2020 Figuur 3– 3a. Aanbrengen nonwovens voor scheiding. 3vb. Aanbrengen en vullen Accorder®. 3c. Accorder® en systeemvulling 8/32. Figuur 4 – Principe dwarsprofiel trambaan op AquaBASE. Figuur 5– a en b. Uitvoeren van de Grindvervangproef. Omschrijving Afmeting Verticale Verticale Verticale Horizontale fundering belasting belasting belasting belasting [m] bovenbouw verkeer totaal [kN] [kN] [kN] [kN] Tr a m m a t e r i e e l / 5 , 2 ( b ) x 2 8 , 0 ( l ) 1 . 6 3 8 ( S LS ) 1 . 9 2 0 ( S LS ) 3 . 5 5 8 ( S LS ) 7 2 0 ( S LS )To e k o m s t i g 1 . 9 6 6 ( U L S ) 2 . 8 8 0 ( U L S ) 4 . 8 4 6 ( U L S ) 1 . 0 8 0 ( U L S ) Werkmaterieel/ 5,2 (b) x 12,0 (l) 720 (SLS) 1.040 (SLS) 1.760 (SLS) 260 (SLS)Aslaststelsel 2 842 (ULS) 1.560 (ULS) 2.402 (ULS) 390 (ULS) Verke e r s b e l a s t i n g 5 , 2 ( b ) x 2 8 , 0 ( l ) 1 . 6 3 8 ( S LS) 2 . 9 1 2 ( S LS) 4 . 5 5 0 ( S LS) n. v . t . 1.966 (ULS) 4.368 (ULS) 6.334 (ULS) n.v.t. Werkmaterieel/ 5,2 (b) x 2,2 (l) 129 (SLS) 520 (SLS) 649 (SLS) n.v.t. Maximale aslast 154 (ULS) 780 (ULS) 934 (ULS) n.v.t. Ta bel 5.1 - Verticale en horizontale belasting funderingsberekeningen ir A. JacobsJan De Nul dr. ir P. GanneBESIX ir A.-J. SnethlageFugro 20 GEOTECHNIEK JUNI 2020 Inleiding In Terneuzen is de bouw van de Nieuwe Sluis momenteel lopende, geleid door de Vlaams- Nederlandse Scheldecommissie (VNSC). In 2022 zal het eerste schip door de Nieuwe Sluis varen. De Nieuwe Sluis bevindt zich midden in het huidige sluizencomplex (figuur 1). Omdat in de ondergrond Boomse klei en glauconiethoudend zand aanwezig zijn, is het ontwerp en de uitvoering een geotech- nische uitdaging [1]. Het inbrengen van buispalen en damplanken, wordt in bestekken meestal als een uitvoeringsrisico van de aannemer beschouwd. Deze schat de heibaarheid op basis van ervarings- gegevens in. Ter voorbereiding op het bestek van de Nieuwe Sluis, wordt een studie naar de heibaarheid van de combiwanden van het referen- tieontwerp uitgevoerd. Voor heibaarheidsvoor- spellingen bestaan geen bindende richtlijnen of normen. De bestaande berekeningsmethodes geven veel spreiding op de verkregen resultaten; zeker als de ondergrond bestaat uit specifieke grondlagen zoals Boomse klei en glauconiet- houdend zand. Ondanks de ervaringen opgedaan bij de bouw van de Sluiskiltunnel [6] en de proef- campagne voor de Oosterweelverbinding [2] [3] blijven de nodige onzekerheden bestaan. Beperkingen dynamische heibaarheidsanalyses Doorgaans wordt de heibaarheid van stalen profie- len geëvalueerd op basis van (1) een manuele berekening (empirische heiformules), (2) ervaring en publicaties van heibaarheidsgrafieken (leveran- ciers of CUR166) en/of (3) dynamische heianalyses (software zoals GRLweap/PDP wave). Drie aspec- ten spelen daarbij een rol: (a) de energiekarakte- ristieken van het heiblok (trilblok dan wel hamer), (b) de materiaalkarakteristieken van het te installeren (staal)profiel en (c) de dynamische weerstands- en dempingskarakteristieken van de grond. De energieproductie/slagkracht van het heiblok en de materiaalkarakteristieken van het profiel zijn nauwkeurig gekend. Toch leiden efficiëntie- verliezen (door slijtage of interne transmissie- verliezen in de hamer of klemconstructie) tot onze- kerheid op de netto installatieenergie. De PDM metingen in Terneuzen tonen een efficiëntie van de heiblokken tussen 75% en 100% aan. De belang- rijkste onzekerheid in een dynamische heianalyse vloeit voort uit de inschatting van de dynamische weerstands- en dempingskarakteristieken van de geschematiseerde heterogene grond. Vooreerst dient namelijk de statische weerstand van de grond te worden bepaald. Hieruit wordt de dynamische weerstand van de grond bepaald op basis van empirische factoren als functie van de grondslag en de installatiemethodiek. Dit ken- merkend verschil tussen statische en dynamische heiweerstand, wordt ondervonden bij heractivatie na een langdurige stilstand. Bij een herstart is meer energie benodigd dan bij een doorgaand heiproces. Bij de heiproef te Terneuzen wordt geconstateerd dat de statische heiweerstand tot 250% hoger kan zijn dan de dynamische heiweerstand (cfr. restrike na 1 dag). Het dynamisch heibaarheidsadvies wordt bemoei- lijkt door : (1) bij grondsoorten met beperkte heiervaring, zoals glauconiethoudende zandgron- den of overgeconsolideerde klei, kunnen de klassieke empirische correlaties niet correct zijn en is men aangewezen op (andere) ervaringsgege- vens. (2) Bepaalde significante energieverliezen zijn meestal niet inbegrepen in de dynamische heianalyse en moeten met engineering judgement verdisconteerd worden. Zo is bij de heiproef te Te r n e u z e n b i j v o o r b e e l d g e c o n s t a t e e r d d a t d e damplank zonder slotwrijving, tot 4m dieper wordt geïnstalleerd. (3) Bij het intrillen van damplanken treedt “flapperen” (= energieverlies) op. Een en ander is afhankelijk van het vakmanschap en de ervaring van de heiploeg. [4] Het opspaneffect van de grond door eerder uitgevoerde (hei)werk- zaamheden. Bij de heiproef te Terneuzen wordt een toename tot 25% geconstateerd als gevolg van eerder geïnstalleerde buispaal. Opzet van de tril- en heiproef Te r p l a a t s e v a n d e N i e u w e S l u i s b e s t a a t d e g r o n d - opbouw uit een Holoceen pakket bestaande uit klei en veen afzettingen, al dan niet aangevuld met antropogene grondlagen (figuur 2). Het onderliggende Pleistocene pakket bestaat uit zandlagen afgewisseld door een klei/venige lagen (zand van de Vlaamse vallei). Onder het Pleisto- cene pakket zijn Neogene en Paleogene (Boomse klei) afzettingen aanwezig. Op locatie van de Nieuw sluis is in de Boomse klei een geul ontstaan die opgevuld is met glauconiethoudend zand [7]. In figuren 5 en 6 zijn karakteristieke sonderingen opgenomen. In de zomer van 2016 zijn op 2 locaties (figuur 3) van het sluizencomplex tril- en heiproeven met damplanken en buispalen uitgevoerd (tabel 1). Op locatie A met Boomse klei en locatie B met glauco- niethoudend zand in de ondergrond. Op beide locaties worden 4 buispalen en 3 dubbele damwandplanken ingebracht (figuur 3), waarbij eveneens mitigerende maatregelen worden geëva- lueerd (tabel 1). Voorafgaand aan de installatie van de buispalen wordt op maaiveld het geleidingsframe gepositio- HEIBAARHEIDSPROEF GLAUCONIETHOUDEND ZAND EN BOOMSE KLEI TE TERNEUZEN Figuur 1 – To e k o m s t i g e s i t u a t i e v a n de sluis in Terneuzen (van www.nieuwesluisterneuzen.eu), met indicatie van de locatie van proeflocatie A en B. ir J. CouckVlaamse overheid, MOW, Geotechniek 21 GEOTECHNIEK JUNI 2020 neerd. Op basis van voorafgaandelijke heianalyses, worden de buispalen eerst voorgepoot met het trilblok PVE2350VM of ICE56RF tot refusaldiepte en vervolgens nageheid met heiblok IHC-S280 tot aan het frame. Na 24 uur worden de buispalen ver- diept tot op maaiveld (restrike) zonder geleidings- frame. Vervolgens worden de damplanken tussen de palen ingetrild tot refusaldiepte. Op locatie A wordt één damplank nageheid met een hydrauli- sche heihamer IHC-S70. Voor deze heiproeven zijn specifieke refusal criteria opgesteld, rekening hou- dend met de economische rendabele voortgang en het beperken van risico op schade van het heiblok, buispalen en damplanken : - Intrillen van damplanken en buispalen > 80mm/10s - Inheien van damplanken < 100slagen / 25cm - Inheien van buispalen < 200 slagen / 25cm De invloed van mitigerende maatregelen zoals voorboren (diameter 600mm ter hoogte van de sloten over 20m diepte, zie figuur 11), een ver- brede voet (onderrand buispaal verdikt tot 50mm, zie figuur 11) en fluïdatie worden geëvalueerd. Tijdens het inbrengen van de elementen wordt een uitgebreide monitoring gehanteerd : - opvolgen in een logboek van de hei-energie, kalendering, penetratiesnelheid, - PDA-metingen met rek- en versnellingsopnemers op de buispalen, - slotverklikkers, - waterspanningsmeters naast de buispalen en damplanken, - inclinometers in de buispalen, - voor- en na-sonderingen. In de omgeving van de proef worden de volgende zaken opgevolgd: - geluidsmetingen, - trillingssnelheidsmetingen op het maaiveld en op structuren, - trillingsversnellingen in de ondergrond met vibroconussen, - grondwatervariaties in peilbuizen, - horizontale vervorming van de Westsluis in de diepte met een inclinometer, - evolutie van de scheurbreedte van bestaande scheuren in een schacht van de Westsluis met scheuropnemers, - vervormingen van de West-, Midden- en Oost- sluis met topografische opmetingen. Analyse resultaat heibaarheidsproef Te r n e u z e n 2 0 1 6 Op locatie A (Boomse klei) worden de buispalen met het trilblok (PVE2350VM) en heihamer (IHC 280) getrild en nageheid tot op de beoogde diepte van 39m-MV. Dit is 18m doorheen de Boomse klei zonder het refusal criterium te overschrijden. De benodigde hei-energie van buispaal T1-A13 ver- hoogt met 20% doordat buispaal T1-A12 vooraf- gaandelijk is geïnstalleerd. Na een stilstand van 24 uur is de einddiepte bereikt met een ‘restrike’ (laatste 2m). De ‘restrike’ hei-energie na één dag stilstand in de Boomse klei bedraagt 250%. Nader- hand wordt vastgesteld dat de buispalen niet kun- nen worden uitgetrild. Het intrillen (ICE56RF) van de tussendamplanken leidt op 20 à 23m-MV tot re- fusal. Het naheien van damplank D1-A18 met hei- hamer IHC-S70 gaat moeizaam en leidt na 26.5m-MV tot refusal. Mitigerende maatregelen zoals voorboren, blijken niet afdoende. Uitgezon- derd de nageheide tussendamplanken, kunnen de planken worden uitgetrild. Op locatie B (glauconiethoudend zand) worden de buispalen met het tril- (PVE2350VM) en heiblok (IHC 280) getrild en nageheid tot op de beoogde diepte van 33m-MV. Dit is tot 6m in het glauconiet- houdend zand zonder refusal. Aangezien buispalen T1-B6 en T1-B7 geïnstalleerd worden met mitige- rende maatregelen, is de verhoogde hei-energie ten gevolge van de eerder geïnstalleerde buispaal niet eenduidig vast te stellen. Buispalen T1-B6 en T1-B7 hebben 15% tot 30% meer hei-energie be- nodigd, en dit ondanks de toepassing van mitige- rende maatregelen. De toepassing van de verbrede voet bij T1-B7, leidt tot 19% minder hei-energie dan bij het voorboren. Bij de restrike van de buis- palen is 15% à 25% meer hei-energie benodigd. Ook op locatie B kunnen de buispalen niet worden uitgetrild. Het intrillen (PVE2350VM) van de tus- sendamplanken in de sloten van de buispalen leidt SAMENVATTING Vo o r a fg a a n d a a n d e a a n b e s te d i n g v a n d e b o uw v a n d e N i e uw e S l u i s te Te r n e u - zen, heeft de Vlaams-Nederlandse Scheldecommissie VNSC, in samenwerking met Fugro, in 2016 heibaarheidsproeven laten uitvoeren door Jan De Nul in samenwerking met Besix. Met de proeven wordt de uitvoerbaarheid van het referentieontwerp aangetoond. Bovendien wordt de omgevingsinvloed van tril- en heiwerkzaamheden, zoals geluid en trillingen, onderzocht. In dit artikel worden de hoofdconclusies van de heiproef uit 2016 besproken en worden een aantal aandachtspunten voor toekomstige heiproeven opgenomen. Figuur 2 – Schematische weergave van de grondopbouw ter plaatse van de Nieuwe Sluis. Figuur 3 – Inplanting vibroconussen (TM) en waterspanningsmeters (WSM) : locatie A (boven), locatie B (onder). 22 GEOTECHNIEK JUNI 2020 op 24 à 27m-MV tot refusal. Mitigerende maatre- gelen zoals voorboren en fluïderen, zijn niet af- doende. De damplanken kunnen wel worden uitgetrild. Damplank D1B9 wordt na volledig uit- trillen, opnieuw ingetrild, zonder begeleiding van buispaalsloten. Zonder slotwrijving, bereikt dam- plank D1B9b het refusal criterium met aanzetpeil 4m dieper. Interpretatie heibaarheidsproef Te r n e u z e n 2 0 1 6 De heiproef suggereert dat het heien van vervolg- buispalen circa 15% tot 30% meer hei-energie be- nodigd (in vergelijking met een stand-alone paal; figuur 4). Om het opspaneffect inzichtelijk te maken, worden de vooraf gemaakte sonderingen vergeleken met de post-sonderingen op 2m, 4m, en 6m afstand van de geïnstalleerde buispalen. De post-sonderingen suggereren een verhoging van de qc waarden in de Boomse klei van 3MPa tot 3.5Mpa (figuur 5) en in het glauconiethoudend zand van 8MPa tot 10MPa (figuur 6) ten gevolge van het heiproces. Doch, uit vergelijkingen met overige sonderingen uitgevoerd in het gebied, wordt opgemerkt dat er een causaal verband bestaat tussen de verhoogde qc en de sondeer- conus. Binnen de gehanteerde conusklasse kunnen verschillen ontstaan door slijtage/ouderdom van de conus. De waargenomen qc verhoging kan niet direct causatief gebracht worden met een even- tueel opspaneffect in de Boomse klei of het glauco- niethoudend zand ten gevolge van de heiwerk- zaamheden. Omgevingsinvloed heiwerkzaam- heden te Terneuzen Het intrillen en heien van de damplanken en buis- palen veroorzaakt trillingen in de ondergrond. De vibroconussen registreren grotere trillingen tijdens het heien dan tijdens het intrillen van de buispalen (figuren 7 en 8). Mitigerende maatrege- len zoals voorboren, verbrede voet of fluïderen, resulteren niet consequent in opgemeten lagere trillingen. In het kader van risico-evaluatie op vermindere standzekerheid van waterkeringen, Figuur 4 – Cumulatieve hei-energie (om de voet van de buispaal 25cm te verdiepen) in functie van het niveau van de voet van de buispalen op locatie A (links : top Boomse klei op -17mNAP) en locatie B (rechts: top glauconiethoudend zand op -23mNAP). Ta bel 1 - Overzicht van de heiproeven : materiaalkarakteristieken, gerealiseerde aanzetpeilen bij intrillen en heien en mitigerende maatregelen per damplank en buispaal Locatie A Nr. Type Lengte Kwaliteit Trillen PVE Naheien Mitigerende (Boomse klei) 2350VM IHC S280 maatregel [MV-m] [MV-m] [MV-m] Buispalen T1-A12 1620/25mm 42m X70 23.75m 39m - T1-A13 1620/25mm 42m X70 22m 39m - T1-A14 1620/25mm 42m X70 25.25m 39m 2 x voorboren (21.5m) Verbrede voet T2-A15 1219/18mm 42m X70 23.25m 39m - Tus s e n d a mw a n d e n D 1 - A 1 6 A Z 2 6 - 7 0 0 3 0 m S 3 5 5 2 0 m - - D1-A17 AZ26-700 30m S355 22.75m - 1 x voorboren (21.5m) D1-A18 AZ26-700 30m S355 21.75m 26.5m* - * De damplank D1-A18 wordt nageheid met een IHC S70. Locatie B Nr. type Lengte Kwaliteit Trillen PVE Naheien Mitigerende (glauconieth. zand) 2350VM IHC S280 maatregel [MV-m] [MV-m] Te s t d a m w a n d e n D 2 - B 1 A Z 3 8 - 7 0 0 N 3 5 m S 3 5 5 2 0 m ( g n refusal) - - D2-B2 AZ38-700N 35m S355 20m (gn refusal) - - D2-B3 AZ38-700N 35m S355 20m (gn refusal) - 1 x voorboren (19m) D2-B4 AZ38-700N 35m S355 20m (gn refusal) - 1 x voorboren (19m) Buispalen T1-B5 1620/25mm 36m X70 20m 33m - T1-B6 1620/25mm 36m X70 29m 33m 2 x voorboren (21.5m) T1-B7 1620/25mm 36m X70 25m 33m Verbrede voet T2-B8 1219/18mm 36m X70 28.5m 33m Verbrede voet Tus s e n d a mw a n d e n D 1 - B 9 A Z 2 6 - 7 0 0 3 5 m S 3 5 5 2 7 m - - D1-B10 AZ26-700 35m S355 24.5 - 1 x voorboren (21.5m) D1-B11 AZ26-700 35m S355 25.5 - Fluïdatie Niet in slot D1-B9b AZ26-700 35m S355 30.75 - - 23 GEOTECHNIEK JUNI 2020 wordt doorgaans (vuistregel) geen dynamische verificatie uitgevoerd indien de trillingsversnelling minder dan 0.5m/s 2bedraagt. Binnen een zone van circa 50m wordt de waarde van 0.5m/s 2niet over- schreden. Voor afbakening van deze zone, dienen de vibroconussen op kortere afstanden tot de heiactiviteiten te worden geïnstalleerd. Op een afstand van 190m worden er nauwelijks nog versnellingen ten gevolge van de heiproeven gere- gistreerd. Op belendingen, worden de trillingssnelheden ge- monitord. Enkel in een gebouw op minder dan 15m worden hoge trillingssnelheden gemeten (figuur 9). Ter referentiekader kan de grenswaarde van de SBR-A richtlijnen categorie 2 : 2.1mm/s (bij 10 Hz [5]) worden beschouwd. Aan deze belendingen wordt additionele scheurvorming (langs voegen) gerapporteerd. Bij belendingen op grotere afstan- den worden de grenswaarden niet overschreden. Bij gebouwen op meer dan 175m, blijkt dat de tril- lingen niet boven de achtergrondruis uitkomen. De toepassing van mitigerende maatregelen zoals voorboren, verbrede voet of fluïderen, resulteert niet consequent in lagere opgemeten trillingen. Verplaatsingen en ver vormingen van het naburige sluizencomplex worden gemonitord : de verplaat- singen van de Westsluis (op meer dan 125m), de Middensluis (op meer dan 350m) en de Oostsluis (op meer dan 350m) met topografische inmetin- gen; de vervorming van de Westsluis met een incli- nometer en de verandering van de wijdte van aanwezige scheuren. Twee maanden voorafgaand aan de heiproeven, wordt de monitoring van het sluizencomplex opgestart. De drempelwaarde van 10mm horizontale verplaatsing wordt op 10 van de 35 meetpunten van de Westsluis overschreden. Deze overschrijding loopt op tot maximaal 23mm. Opgemerkt wordt dat deze overschrijding van de drempelwaarde zowel voorafgaand als tijdens de uitvoeringsperiode van de heiproeven wordt opgemeten. De wijdte van de scheuren vergroten over een periode van 3 maanden met 0.1mm. Door de uitgebreide voormonitoring, wordt aangetoond dat er geen causaal verband is tussen deze op- gemeten verplaatsing en verwijding van de bestaande scheuren van het sluizencomplex en de uitvoering van de heiproeven. De water(over)spanning worden gemonitord met hoogfrequente (5kHz) ingedrukte waterspannings- meters op 2 tot 11m horizontale afstand, in losge- pakte tussenlagen van het zand van de Vlaamse vallei (figuur 10), de Boomse klei alsook in het glauconiethoudend zand. Tijdens de trilactivitei- ten doorheen de losgepakte tussenlagen van het zand van de Vlaamse vallei, worden wateroverspan- ningen tot 90kPa opgemeten. Dit zou kunnen duiden op een verdichting van de losgepakte zand- lagen. Deze wateroverspanningen dissiperen over Figuur 5 – Vergelijking sonderingen voorafgaandelijk aan de heiproef (pre-10 en pre-11) en na afloop van de heiproeven (post-8, post-9, post-10 en post-11) op locatie A (Boomse klei). Figuur 6 – Vergelijking sonderingen voorafgaandelijk aan de heiproef (pre-1) en na afloop van de heiproeven (post-1, post-2, post-3 en post-4) op locatie B (glauconiethoudend zand). Figuur 8 – Tr i l l i n g s v e r s n e l l i n g e n [m/s 2] in het alluviaal materiaal en in het zand van de Vlaamse vallei tijdens het heien van de damplank en buispalen; buispalen die worden ingebracht met mitigerende maatregelen, worden weergegeven met stippellijn. Figuur 7 – Tr i l l i n g s v e r s n e l l i n g e n [m/s 2] in het alluviaal materiaal en in het zand van de Vlaamse vallei tijdens het intrillen van de damplanken en buispalen; damplanken en buispalen die worden ingebracht met mitigerende maat- regelen, worden weergegeven met stippellijn. een periode van 10 minuten. Tijdens het inheien vande buispalen, worden veel lagere waterover- spanningen – en meestal wateronderspanningen – in de losgepakte zandlagen gemeten. Tijdens het inheien van buispalen doorheen het glauconiet- houdend zand, worden tot 60kPa wateronder- spanningen opgemeten. Het is niet duidelijk of dit veroorzaakt wordt door desintegratie van de glauconietkorrels, dan wel dilatant gedrag van dichtgepakt zand, dan wel een andere reden. Wateronderspanningen dissiperen over een tijds- venster van ongeveer 4 uren. Tijdens het inheien van buispalen doorheen de Boomse klei, worden tot 80kPa wateronderspanningen en tot 150kPa wateroverspanningen opgemeten. Deze water- overspanningen zijn na 12 uur slechts voor 66% gedissipeerd. Dit is in lijn met het sterk imper- meabel gedrag van de Boomse klei. Conclusie Indien hei-/trilbaarheid met bijkomende omge- vingshinder, een belangrijke impact heeft op de uitvoeringsrisico’s van een project, geeft een hei-/trilbaarheidsproef een belangrijke meerwaarde ten opzichte van theoretische beschouwingen. De hei- en trilproeven voor de Nieuwe Sluis, uit- gevoerd in 2016 bewerkstelligen bijkomende inzichten in de (on)mogelijkheden om combi- wanden in de grond in te brengen. De proef toont aan dat het voorafgaand heiwerk en de slot- werking, determinerende factoren zijn voor de evaluatie van heibaarheid – beide factoren die (dynamische) heipredicties vooralsnog onvoldoende robuust in rekening brengen. Het inbrengen van de buispalen vergt minder hei-energie dan initieel berekend (de predictie maakt een overschatting). De damwanden gaan minder diep dan initieel eëvalueerd. De impact van eventuele mitigerende maatregelen zoals voorboren, fluïderen en de toepassing van een verbrede voet, op de heibaar- heid en de beperking van omgevingshinder, is overschat gebleken. Vo o r e e n g ro o t p ro j e c t z o a l s d e b o uw v a n d e N i e uw e Sluis van Terneuzen, levert een uitgebreide hei- proef veel meerwaarde voor een nauwkeurige beschouwing van de uitvoeringsrisico’s. Dit is in het belang van zowel de opdrachtgever als op- drachtnemer. Aandachtspunten voor toekomstige heiproeven: Een voorafgaandelijke heiactiviteit heeft een belangrijke impact op de heibaarheid van de ver- volg paal. Geadviseerd wordt om pas vanaf de derde paal eventuele mitigerende maatregelen toe te passen. Hiermee kan het effect van vooraf- gaandelijk heiwerk op de heibaarheid beter inzich- telijk worden gemaakt. Het opnemen van reactivatie (verdiepen na 24 uur) en de uittrilbaarheid van buispalen en damplanken in de heibaarheidscampagne, levert belangrijke informatie voor risicoevaluatie van eventuele stilstand van de heiactiviteit en recuperatie van de buispalen/damplanken. To e p a s s e n v a n v e r s c h i l l e n d e s o n d e e r c o n u s s e n kan tot belangrijke verschillen leiden in sondeer- waarden. Indien de opspanning van grondlagen ten gevolge van heiactiviteiten inzichtelijk dient te worden gemaakt, wordt geadviseerd om dezelfde sondeerconus toe te passen bij de voorafgaande- lijke en postsonderingen. Bij een monitoring van de omgevingshinder, is het essentieel om de situatie zonder heiactiviteit te monitoren (referentie situatie). Zo is de opmeting van de achtergrondruis van geluid en trillingen in de omgeving en in naburige gebouwen belangrijk voor een correcte interpretatie van de monito- ringsresultaten. 0-monitoring van de autonome beweging van de naburige sluizen, is essentieel gebleken om de opgemeten verplaatsingen en scheurwijdte tijdens de heiproeven correct te interpreteren. Bij evaluatie van trillingsversnellingen in de grond ten behoeve van zettingsvloeiingen of macrostabi- liteit waterkeringen, wordt geadviseerd om binnen een zone van 30m van de heiactiviteit vibroconus- sen te installeren. Het opmeten van wateroverspanningen tijdens de heiproeven levert interessante informatie op voor de risicoëvaluatie van de stabiliteit van de omge- ving. Er wordt geadviseerd om waterspannings- meters te installeren op verschillende afstanden van de heiproeven, teneinde de invloed van de afstand tot de heiactiviteit inzichtelijk te maken. 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 “Proefcam- pagne voor de Oosterweelverbinding in Antwerpen” van J. Couck, G. Van Lysebetten, K. Van Royen, B. Janssens en R. de Nijs, december 2015. [3] Full scale field test (sheet)pile driveability in Antwerp (Belgium), R. de Nijs, F. Kaalberg, G. Osselaer, J. Couck, K. Van Royen, paper on XVI ECSMGE 2015, XVI European conference on soil mechanics and geotechnical engineering, Edinburgh 13-17 september 2015. [4] Artikel in vakblad Geotechniek “Hei- en trilbaar- heid palen en damwanden – SBRCURnet Commissie 1694” van JWR Brouwer en E van Asselt, december 2016. [5] SBR Trillingsrichtlijn A – Schade aan bouwwerken, SBRCURnet 2017. [6] Sluiskiltunnel, Geotechnisch Risicodossier, Aanbestedingsfase, Deltares, 1001254-009-GEO- 0018 (ook nr-0018) dd. oktober 2009 en 12 mei 2009. [7] Artikel in vakblad Geotechniek “Glauconiet- houdende zanden” van G. Van Alboom, J. Maer- tens, H. Dupont en K. Haelterman, april 2012. ! 24 GEOTECHNIEK JUNI 2020 Figuur 9 – Maximale trillingssnel- heid [mm/s] op de belen- dingen tijdens de heiproeven; de opgeme- ten trillingen tijdens hei- proeven met mitigerende maatregelen, worden aangegeven met driehoe- ken. Figuur 10 – Maximaal wateroverspan- ning [kPa], gemeten in de losgepakte zandlagen van de Vlaamse vallei, tijdens het intrillen en inheien van damplanken en buis- palen (negatieve waarden duiden op wateronder- spanning). 26 GEOTECHNIEK JUNI 2020 xx ZZZZZZ xx Inleiding In 1991 werden de eerste versies van de geotech- nische normen NEN 6740 (algemene basisregels) en NEN 6743 (paalfunderingen) uitgebracht en daarmee was de ontwerpwijze van nieuwe paalfun- deringen in Nederland voor het eerst wettelijk vastgelegd. Vóór 1991 kunnen wat betreft het ont- werpen van paalfunderingen globaal 2 perioden worden onderscheiden: –De empirische periode: Ongeveer tot 1952 werden paalfunderingen op basis van ervaring ontworpen. Het gaat hier vooral om houten paal- funderingen. Hiervoor werd geen grondonder- zoek uitgevoerd. De benodigde lengte en de draagkracht van de palen werd vastgesteld op basis van lokale ervaring en het heien van proef- palen. De empirische periode is beschreven in deel 1 van het artikel, zie Geotechniek maart 2020; –De beginperiode van berekeningen: Vanaf 1952 werden paalfunderingen in toenemende mate ontworpen op basis van berekeningen. De beno- digde lengte, diameter en draagkracht van de palen werden berekend op basis van de resul- taten van sonderingen. Uit technisch oogpunt is het belangrijk om de kwaliteit en gebruiksmogelijkheden van oudere paalfunderingen goed te kunnen beoordelen. In september 2012 verscheen daarvoor de eerste F3O/CURNET/SBR richtlijn “Onderzoek en beoor- deling van houten paalfunderingen onder gebou- wen”. Deze richtlijn gaat uit van een pragmatische onderzoekswijze die gericht is op het aantonen van bewezen sterkte van de fundering. De vigerende versie van deze richtlijn dateert van oktober 2016. Daarnaast is in september 2018 de norm NEN 8707 verschenen betreffende het beoordelen van be- staande geotechnische constructies in het alge- meen. Deze norm is nog niet gekoppeld aan het Bouwbesluit (wordt waarschijnlijk 1 januari 2021). Dit artikel heeft als doel om inzicht te geven in het ontwerpen van paalfunderingen gedurende de: De beginperiode van berekeningen van 1952 tot 1991 EINDE EMPIRISCHE PERIODE In 1952 verscheen het artikel “Lengte en draag- vermogen van heipalen” van Van Mierlo en Koppe- jan. De conclusie was dat diepsonderingen het meest geschikte middel zijn om de lengte en draag- kracht van funderingspalen vast te stellen. Het verschijnen van dit artikel kan dus als het einde van de periode van het empirisch ontwerpen van paal- funderingen worden beschouwd. MEER BETONPALEN To t 1 9 5 2 w e r d e n h o o f d z a k e l i j k h o u t e n p a l e n t o e - gepast. Betonpalen werden vooral toegepast voor civiele bouwwerken en grote industriële projecten. Maar daarvoor moesten proefpalen worden geheid en proefbelastingen worden uitgevoerd. Een moeizaam en langdurig proces dat voor woning- bouw niet haalbaar was. Dankzij het beschikbaar komen van een berekeningsmethode op basis van sondeergrafieken werd het na 1952 eenvoudiger om palen met hogere belastingen toe te passen zonder dat er proefbelastingen moesten worden uitgevoerd. Niet alleen de draagkracht van de palen was nu voorafgaand aan het heiwerk bekend, maar ook de benodigde lengte van de palen en de variatie daarin. Aanvankelijk werden betonpalen vooral toegepast voor woningbouw in flats met meer dan 4 à 5 bouwlagen, waarbij de hogere draagkracht van dit paaltype kon worden benut. Het aandeel betonpalen (hoofdzakelijk prefab en Vibro) in de woningbouw nam snel toe, uitgezon- derd voor eengezinswoningen die halverwege de jaren ’60 van de vorige eeuw nog voor ruim 50% op houten palen werden gefundeerd. UITVOERING HEIWERK To t 1 9 5 2 w e r d d e d r a a g k r a c h t v a n p a l e n i n s t e r k e mate bepaald door het gebruik van heiformules. Hiermee werd een theoretisch benodigde eind- kalender berekend. Deze methode was uitermate onbetrouwbaar, aangezien er verschillende hei- formules werden gehanteerd en ook omdat de heikalender beïnvloed wordt door waterover- spanning. Na 1952 was het berekende paalpuntniveau op de sondeergrafiek maatgevend voor de draagkracht van palen. Het heiwerk werd gestart op een sondeerlocatie en de eindkalender op het bere- kende paalpuntniveau werd als maatgevend gehanteerd voor volgende palen. Zo nodig kon deze procedure worden herhaald bij meer sondeer- locaties. To t r u i m h a l v e r w e g e d e 2 0 e e e u w w e r d e n z o w e l houten palen als betonpalen geheid met val- blokken, die met stoom of elektrisch werden aan- gedreven. Eind jaren ’50 van de vorige eeuw kwam een nieuw heimiddel beschikbaar: het dieselblok, dat destijds een hogere slagenergie en een snellere slagfrequentie kon leveren dan de toenmalige valblokken waardoor het heiwerk sneller verliep. Foto: https://beeldbank.rws.nl, Rijkswaterstaat / Afdeling Multimedia Rijkswaterstaat ONTWERP EN UITVOERING VAN PAALFUNDERINGEN TOT 19 91 DEEL 2 – DE BEGINPERIODE VAN BEREKENINGEN 19 5 2 TOT 19 91 Herman KeijerFugro SAMENVATTING ONTWERP EN UITVOERING VAN PAALFUNDERINGEN TOT 19 91 DEEL 2 – DE BEGINPERIODE VAN BEREKENINGEN 19 5 2 TOT 19 91 Herman KeijerFugro SAMENVATTING 27 GEOTECHNIEK JUNI 2020 In 1970 kwam HBG met het zogenaamde Hydro- blok (tegenwoordig IHC Hydrohammer) op de markt. Deze uitvinding was een belangrijke ont- wikkeling voor de offshore industrie, aangezien het een gesloten systeem is waarmee onder water kan worden geheid. Het slagdiagram van het Hydroblok is door het gebruik van een stikstof buf- fer vrijwel vlak en daardoor effectiever dan het slagdiagram van een dieselblok dat een korte piekbelasting vertoont. De kracht die nodig is om de paal te doen zakken wordt met een Hydroblok per slag langer overschreden. DRAAGKRACHT BEREKENINGEN PERIODE 1952 TOT 1985 Bij de oudste draagkracht berekeningen werd gebruik gemaakt van “overall” veiligheden op het evenwichtsdraagvermogen van de punt (berekend met de 4D/8D methode Van Mierlo en Koppejan) en de bezwijkwaarde van de positieve kleef (bere- kend op basis van een percentage van de conus- weerstand). In tabel 1 zijn per paaltype de belang- rijkste uitgangspunten voor de draagkracht berekening voor de periode 1952 – 1985 weerge- geven. De berekende waarden werden toelaatbaar draag- vermogen genoemd. Na aftrek van de negatieve kleefbelasting werd dan het zogenaamde nuttig draagvermogen verkregen, dat getoetst diende te worden aan de paalbelastingen. Periode 1985 tot 1991 – RFG In 1985 verschenen de Richtlijnen voor Funderin- gen van Gebouwen (RFG). Hierin werden partiële factoren geïntroduceerd. In het algemeen werd een onzekerheidsfactor van 1,4 gehanteerd op de berekende belastingen (permanent en verander- lijk). In tabel 2 zijn per paaltype de belangrijkste uitgangspunten voor de draagkracht berekening voor de periode 1985 – 1991 weergegeven De RFG gaf ook onzekerheidsfactoren voor de ne- gatieve kleefbelasting: 1,1 voor de methode Zee- vaert - De Beer; 1,0 voor de slipmethode en 1,4 voor de slipmethode met omslagpunt. 1991 – INVOERING NEN 6740 EN NEN 6743 Met de invoering van deze normen werd de toet- sing van belastingen en draagkracht niet langer uitgevoerd op het niveau van representatieve waarden maar op het nieuw geïntroduceerde niveau van zogenaamde rekenwaarden. Het voor- deel hiervan was en is, dat de expertises en verant- woordingen van constructeurs en geotechnische adviseurs goed werden gescheiden. De afzonderlijke onzekerheidsfactoren voor de draagkracht van de paalpunt en de schachtwrijving zijn vervallen en vervangen door aparte paalklas- sefactoren voor punt en schacht. Daarnaast is een materiaalfactor voor grond van 1,25 ingevoerd en een factor ksi, die een maat is voor de stijfheid van de constructie en het aantal sonderingen. Deze waarde bedraagt maximaal 0,92 en minimaal 0,75. Bij de invoering van NEN 6740 en NEN 6743 is een trendbreuk ontstaan wat betreft de berekening van de draagkracht van houten palen. Dit paaltype ontleent zijn draagkracht meestal voor 90% aan de punt. Vóór 1985 bedroeg de “overall” veiligheid 1,7. Tijdens de RFG periode werd dit 1,4 x 1,25 = 1,75. En na 1991 kan de “overall” veiligheid bij be- nadering worden berekend als 1,35 x 1,25 x 1,0 / 0,82 (= ksi voor meer dan 10 samenwerkende palen) = 2,05. Dit is de belangrijkste reden waarom oude houten paalfunderingen op basis van draag- kracht berekeningen bijna nooit positief getoetst kunnen worden. De in september 2018 verschenen norm NEN 8707 biedt betere mogelijkheden op basis van bewezen sterkte. Bronnen - Veldhuyzen C.J. – Het verbruik van houten heipa- len in Nederland – Landbouw Economisch Insti- tuut – 1963 en 1971. - Broug N.W.A. – Het draagvermogen van op druk belaste palen (Fugro intern) – 1970. - RFG 1985 versie 1988. - NEN 6740 en NEN 6743 – eerste druk 1991. ! Dit artikel betreft het ontwerp en de uitvoering van paalfunderingen tot 1991, toen daarvoor nog geen normen bestonden. Dit tweede deel behandelt de beginperiode van berekeningen van 1952 tot 1991, waarin steeds vaker betonpalen werden toegepast in plaats van houten palen. Dankzij het beschik- baar komen van een berekeningsmethode op basis van sondeergrafieken werd het eenvoudiger om palen met hogere belastingen toe te passen zonder dat er proefbelastingen moesten worden uitgevoerd. Niet alleen de draagkracht van de palen was nu voorafgaand aan het heiwerk bekend, maar ook de benodigde lengte van de palen en de variatie daarin. Aanvankelijk werd de draagkracht van palen berekend met overall veiligheidsfactoren, vanaf 1985 werden partiële factoren toegepast conform de RFG (Richtlijnen voor Funde- ringen van Gebouwen). Ta bel 1 - Globale uitgangspunten draagkracht berekening palen periode 1952 – 1985 Paaltype Overall veiligheid Bezwijkwaarde positieve Punt Schacht kleef in % van de conusweerstand Houten palen 1,7 2,0 1,2 Prefab betonpalen glad 2,0 2,0 0,75 Vibro-palen 2,0 2,0 à 3,0 1,9 Avegaarpalen * 2,5 à 3,0 2,0 à 3,0 0,3 à 0,6 *Er bestonden verschillende berekeningsmethoden voor dit paaltype. Ta bel 2 - Uitgangspunten draagkracht berekening palen periode 1985-1991 volgens de RFG Paaltype Partiële onzekerheidsfactoren Bezwijkwaarde positieve kleef Belasting Punt Schacht in % van de conusweerstand Houten palen 1,25 1,4 1,2 Prefab betonpalen glad 1,4 1,4 1,4 0,75 Vibro-palen geheid 1,4 1,4 1,1 Avegaarpalen 1,8 à 2,2* 1,6 0,5 *Traject III van de 4D/8D methode diende met 50% te worden gereduceerd. Ta bel 3 - Uitgangspunten draagkracht berekening palen na 1991 met NEN 6740 en NEN 6743 woongebouwen >3 lagen Paaltype Partiële onzekerheidsfactoren Paalklassefactor Belasting Materiaal Ksi Alpha p Alpha s Houten palen 1,2 x permanent + 1,0 0,012 Prefab betonpalen glad 1,5 x veranderlijk of 1,25 0,75 tot 0,92 1,0 0,010 Vibro-palen geheid 1,35 x (permanent + 1,0 0,014 Avegaarpalen* veranderlijk) 0,8 0,006 *Traject III van de 4D/8D methode wordt gemaximaliseerd op 2 MN/m 2. Iwan Klein Rijkswaterstaat Grote Projecten en Onderhoud Met medewerking van:Drs. Dick van Regteren – GenapDr. ing. Dirk Walinga – Arcadis / Provinsje FryslânDrs. Iljo Fluit MBA – Quality Services Dr. Ir. Milan Dus ˘k ov - InfraDelft Ir. Joris van den Berg - Huesker SyntheticDr.ir. Christ van Gurp - WeetvanwegenIng. Erik Kwast - Kwast ConsultIng. Rijk Gerritsen - Enka-Solutions / Colbond 62 GEOKUNST JUNI 2020 Inleiding In de dagelijkse bouwwereld van projecten in de infrastructuur zijn er vele toepassingen met geo- kunststoffen. Beter, efficiënter, milieuvriendelijker, duurzamer of goedkoper ontwerpen en bouwen is in veel gevallen mogelijk met het gebruik van de juiste geselecteerde geosynthetische hoogwaar- dige bouwmaterialen. In de grond-, weg- en water- bouw (GWW-sector) worden geokunststoffen al decennia lang gebruikt. Denk bijvoorbeeld aan het gebruik van geotextielen en geogrids in diverse toepassingen, lichtgewicht oplossingen, kunststof folies, e.d. In de afgelopen jaren zien Rijkswaterstaat (RWS) en ProRail een toenemende mate van gebruik en toepassingsmogelijkheden van geokunststoffen bij projecten in de infrastructuur en waterbouw. Mede daarom is RWS medio 2019 lid geworden van de Nederlandse Geotextiel Organisatie (NGO). Op deze manier kan RWS als opdrachtgever de ont- wikkelingen omtrent geokunststoffen volgen en waar nodig verdieping zoeken in oplossingsmoge- lijkheden en mogelijke innovaties. Op 19 februari 2020 organiseerden RWS, Prorail en NGO een gezamenlijke kennismiddag met ruim veertig deel- nemers. Er was gekozen voor een brede opzet om een goed beeld te geven van de zeer diverse toe- passingen van geokunststoffen bij infrastructurele projecten. De volgende onderwerpen kwamen aan bod: 1. Toepassing folieconstructies en kwaliteitsborging; 2. Toepassing kerende constructies van gewapende grond; 3. Funderingswapening voor wegen en spoorwegen; 4. Innovatieve toepassing met EPS; 5. Geokunststof systemen voor drainage en vibratiedemping bij wegen en spoorlijnen. Kwaliteitsborging bij de toepassing van folieconstructies Dick van Regteren, Dirk Walinga en Iljo Fluit De toepassingsmogelijkheden van geokunststof- fen zijn toegenomen doordat opdrachtgevers meer functioneel zijn gaan specificeren. Dat heeft het mogelijk gemaakt dat naast de traditionele oplos- singen met andere bouwmaterialen ook geokunst- stoffen bij projecten kunnen worden ingezet. De positieve kenmerken zoals de bouwsnelheid, het hergebruik van grond en het geringere ruimte- beslag dragen bij aan de succesvolle inzet van geokunststoffen. De kwaliteit is erbij gediend om het functioneel specificeren zoveel mogelijk naar voren te halen tot in de fasen van TB-keuzes, voorstudies en haal- baarheidsstudies. Hiernaast dienen projectteams breed samengesteld te worden met ook experts op het gebied van geokunststoffen. Geokunststoffen krijgen hiermee vanaf het begin een gelijkwaardige vergelijking met standaard-oplossingen in beton en staal. Het functionele eindresultaat over de le- vensduur van bouwwerken (bijvoorbeeld 100 jaar) is in veel gevallen beter voor de projecteigenaren. Ook voor de opdrachtnemer kan het voordelen bieden vanaf het moment dat het bestek op de markt komt een integrale benadering vanuit de ‘bouwteam-gedachte’ te kiezen. Door experts in geokunststoffen in een zo vroeg mogelijk stadium aan te laten schuiven is er voor inschrijvende aan- nemers winst te behalen. Toepassing van geo- kunststoffen kan voordeel voor de bouwpartners opleveren mits de risico’s vooraf goed in kaart zijn gebracht. Calculators zouden er daarbij goed aan doen aandacht te geven aan de voorwaarden en documenten die van toepassing worden verklaard op het werk, meer dan teksten te knippen en plakken uit voorgaande opdrachten. Voor een optimale k waliteitsborging van fo liecon- structies geldt dat de gehele keten van ontwerp-, aanleg- en beheerfasen meegenomen dient te worden. In 2018 heeft er mede in opdracht van Rijkswaterstaat een herziening plaats gevonden van de protocollen voor het toepassen van kunst- stof geomembranen voor bodembescherming en als gas- en vloeistofbarrièrelagen. Alle stake- holders hebben deelgenomen aan de actualisatie van deze protocollen. Daardoor is er sprake van een breed gedragen resultaat en eenduidigheid in de markt. NEN heeft de betreffende protocollen herzien, en deze zijn doorvertaald in wettelijke en TOEPASSING VAN GEOKUNSTSTOFFEN IN DE GROND-, WEG- EN WATERBOUW: KENNISDELING WERKT BETER Figuur 1 – Gezamenlijke kennismiddag Rijkswaterstaat, Prorail en NGO. Figuur 2 – Uitvoering folieconstructie (LLDPE) met non-woven geotextiel beschermdoeken aan onder- en bovenzijde [Genap]. 63 GEOKUNST JUNI 2020 private documenten, richtlijnen en normen, waar- onder de SIKB protocollen voor IBC-werken en de folie BRL’en van Kiwa. Afhankelijk van het gewenste niveau van zekerheid wordt in de protocollen voor toepassing van geo- membranen duidelijk aangegeven welke controle- activiteiten uitgevoerd moeten worden. De kwali- teit van het ontwerp, de duurzaamheid van de materialen, de kwaliteitsborging tijdens de uitvoe- ring en het gevoerde beheer zijn hierin van belang. In toenemende mate wordt voor stortplaatsen, IBC-werken en civiele constructies in Nederland een levensduur van folieconstructies gevraagd van 100 jaar. Dit betekent dat naast volledig onafhan- kelijke inspectie onder accreditatie in de aanleg- fase ook levensduuronderzoek op de toegepaste folie en representatieve lasverbindingen uitgevoerd moet worden in een geaccrediteerd laboratorium. De projectspecifieke interpretatie van het levens- duuronderzoek wordt in dat geval uitgevoerd door een langeduur-gedragsdeskundige. To e p a s s i n g k e r e n d e c o n s t r u c t i e s van gewapende grond Joris van den Berg Het principe van gewapende grond is aan het einde van de vorige eeuw geïntroduceerd in Nederland en heeft inmiddels zijn intrede gedaan in tal van civieltechnische toepassingen, zoals keerwanden, funderingsconstructies, ankersystemen en ontlast- constructies. In een gewapende-grondconstructie is laagsgewijs een geogrid verankering gelegd (figuur 4). Geogrids hebben een relatief hoge treksterkte. Door interactie van de grond en het geogrid ontstaat een enigszins vormvaste constructie, waarop of waaraan een scala aan constructies kan worden geplaatst, respectievelijk kan worden verankerd. Het efficiënt gebruik van grondstoffen, de snelle bouwmethode en de brede toepasbaarheid op slappe bodem, maken dat deze oplossing steeds vaker de standaard is in grondkeringen in Neder- landse infrawerken. Met de beschikbare ontwerp- vrijheid in geïntegreerde contracten (design & construct) worden regelmatig nieuwe oplossingen met geokunststof bedacht én uitgevoerd. Denk bij- voorbeeld aan combinaties van funderings- en grondkeringsconcepten, zoals een hoog gefun- deerd landhoofd op palen én gewapende grond, of een damwandverankering met geogrids. Met deze innovatieve civieltec hnische concepten is Nederland toonaangevend op de internationale bouwmarkt. Wel kennen dergelijke constructies specifieke aan- dachtspunten. Ten eerste is de kwaliteit van het aanvulmateriaal van belang voor de kwaliteit van de constructie: niet elk type grond is geschikt en niet elke combinatie van geokunststof en grond is geschikt. Ten tweede, in de context van duurzaam- heid, zijn de methodes voor het terugwinnen en het hergebruik van het materiaal nog volop in ontwikkeling. Door verbreding en verspreiding van specifieke kennis over het ontwerpen en werken met gewa- pende grond, bijvoorbeeld door de PAO-cursus ‘Kerende constructies van gewapende grond’, worden betere oplossingen ontworpen en regel- matig nieuwe/innovatieve concepten bedacht en Figuur 3 – Overzicht verschillende projectfasen met het inbedden van oplossingen met geokunststoffen zo vroeg mogelijk in het proces. Figuur 4 – Principe Gewapende Grond Constructie. SAMENVATTING De NGO bevordert kennisdeling en juiste toepassingen van geotextiel en geokunststoffen in Nederland. Op 19 februari 2020 organiseerde NGO samen met RWS en Prorail een gezamenlijke kennismiddag. Op deze kennismiddag zijn een groot aantal onderwerpen gepresenteerd over relevante toepassingen van geokunststoffen bij wegen en spoorlijnen. Aan de orde kwamen kwaliteits- borging, kerende constructies van gewapende grond, funderingswapening, toepassing van EPS, en systemen voor drainage en vibratiedemping. Figuur 5 – Bypass A9 Knooppunt Badhoevedorp. uitgevoerd. Er zijn voldoende aanknopingspunten voor verder onderzoek naar bijvoorbeeld materiaal- gebruik en -verbruik en de toepassing van alterna- tief aanvulmateriaal. Het gewapende-grond-principe biedt hiermee volop kansen binnen het circulaire gedachtegoed. Funderingswapening voor wegen en spoorwegen Christ van Gurp en Erik Kwast De draagkracht van een wegfundering is van groot belang om, zeker in gebieden met een slappe grondslag, een weg-, terrein- of terminalverharding te kunnen realiseren. Recent is de CROW publicatie C1001 “Geokunststoffen als funderingswapening in ongebonden funderingslagen” uitgekomen. Christ van Gurp ging in op de ontwerpmethode voor wegen (asfaltwegen, straatsteenverhardingen en onverharde wegen) en liet aan de hand van een aantal voorbeelden de meerwaarde van toepassing van funderingswapening zien. Het doel van funderingswapening kan zijn vergroting van de weerstand tegen permanente vervorming, vergroting van de lastspreiding en/of vermindering van de spanning op de dieper gelegen lagen en ondergrond. Deze effecten worden bereikt door een betere opsluiting van het mineraal aggregaat. De prestatie-indicatoren van funderingswapening zijn de effectieve werkhoogte, Support Improve- ment Factor (SIF) en Modulus Improvement Factor (MIF). Deze kunnen per type geokunststof worden bepaald met behulp van experimentele gegevens (proefvakken). Naast wegen wordt funderingswapening veelvuldig toegepast onder spoorwegen. Erik Kwast nam de toehoorders mee naar de toepassingen van funde- ringswapening onder overgangsconstructies, sporen en wissels. Bij aanleg van nieuwe spoor- infrastructuur is vanuit de ontwerpvoorschriften van ProRail toepassing van een combidoek (geo- composiet) voorgeschreven. Maar ook bij boven- bouwvernieuwing van bestaande spoorbanen is de toepassing van een combidoek gangbaar. Het combidoek zorgt voor scheiding van het ballast- materiaal en de ondergrond en verhoogt de stabi- liteit van het ballastbed, beperkt de vervormingen van de onder- en bovenbouwconstructie door het treinverkeer en verbetert de waterhuishouding. In de productspecificaties van ProRail zijn voor de geokunststoffen de minimale prestatie-eisen op- genomen, afhankelijk van de functie (scheiden, filteren, stabiliteit). Ontwerp van funderingswape- ning voor spoorwegen is, anders dan bij wegen, niet gebruikelijk. Uitgegaan wordt van de voor- geschreven minimale prestatie-eisen in de product- specificaties, die zich in de praktijk hebben bewe zen. Innovatieve toepassing met EPS Milan Dus˘k ov Bij aanwezigheid van dikke samendrukbare grond- lagen, ruimtegebrek en het ontbreken van moge- lijkheden voor voorbelasting, kan aanleg of uitbreiding van infrastructuur complex zijn. In deze gevallen zijn innovatieve toepassingen met EPS mogelijk voor het verkrijgen van een zettings- en onderhoudsarme/-vrije oplossing. Voor zulke complexe randvoorwaarden bestaan geschikte taludloze oplossingen met gebruik van EPS-blok- ken. Hierbij worden geen stalen damwanden gebruikt, maar wordt de EPS verticaal gestapeld. Projectvoorbeelden zijn de snelwegverbreding van de A76 en de A4all-trambaanophoging. Kosten- aspecten wegen vanzelfsprekend zwaar en de naastliggende infrastructuur moet normaal blijven functioneren. Bovendien wordt overlast voor de omwonenden maximaal beperkt. De zijdelingse 64 GEOKUNST JUNI 2020 Figuur 7-8 – Lichtgewicht tunnel- constructie N222 fietstunnel met omhullende EPS- blokken, ontwerp in eindig- elementen-model. Figuur 6 – Publicatie C1001 Geokunststoffen als funderings- wapening in ongebonden funderingslagen. 65 GEOKUNST steun zonder taluds wordt gecreëerd door de wrijving tussen de EPS-blokken. Daarbij spelen twee bijzondere materiaaleigenschappen een belangrijke rol. Ten eerste is de wrijvingscoëffi- ciënt tussen de EPS-blokken zo groot dat er een monolietachtig pakket ontstaat. Ten tweede resulteert de drukbelasting slechts in een kleine horizontale component vanwege de bijzonder lage dwarscontractiecoëfficiënt van het EPS. De lage volumieke massa ( !25 kg/m 3) van het EPS bevor- dert verder de stabiliteit en garandeert dat de ophogingconstructie een minimaal eigen gewicht heeft. Hiermee wordt geen of slechts een minieme belasting op de ondergrond afgegeven. Het tweede deel van de presentatie betrof de ontwerpmethode voor een in het EPS-pakket of in de geconsolideerde zandophoging geïntegreerde zettingsvrije tunnelconstructie van plaatelemen- ten. Deze ontwerpmethodiek is een noviteit. Afdoende zijdelingse steun wordt gewaarborgd door de omhulling van het schuimbeton met (ster- kere) EPS-blokken. Een dergelijke tunnelconstruc- tie ligt al onder de nieuwe rotonde van de provinciale weg N222. Ten opzichte van een beton- nen tunnel met paalfundering is deze modulaire tunneloplossing van gegolfde stalen plaatele- menten aanzienlijk goedkoper, sneller en zonder geluidsoverlast voor omwonenden uitvoerbaar. Dankzij de gebruikte materialen (schuimbeton, EPS, slechts 7 mm dikke gegolfde staalplaten, holle gabarit) veroorzaakt het eigen gewicht van de tunnelconstructie met de wegophoging nagenoeg geen zetting. De tunnelonderkant ligt onder het maaiveld en de massa van de ontgraven ondergrond compenseert het geminimaliseerde eigen gewicht. Geokunststof systemen voor drainage en vibratiedemping bij wegen en spoorlijnen Rijk Gerritsen Bij veel projecten in de infrastructuur is het verkrijgen van een goede waterhuishouding een grote uit- daging. Toepassing van geokunststof drainage- matten kan bij wegconstructies en spoorlijnen grote voordelen bieden door het verlagen van (extreme) grondwaterstanden, voorkómen van capillaire opstijging en het reduceren van trillingen en geluid. Verschillende functies als drainage, filtratie, bescherming en/of vibratiedemping kunnen worden ingevuld én gecombineerd. Geokunststof drainagematten worden bij weg- constructies en spoorlijnen in Nederland nog maar beperkt tegepast. Toch is dit een belangrijk innovatief product voor de grond-, weg- en water- bouwsector. Ontwerpen zijn hiermee namelijk te optimaliseren door versnelling van bouwproces- sen, reductie van grondstoffengebruik (beperking CO2-uitstoot), lagere bouwkosten en beperking van hinder voor de omgeving. De geokunststof composieten kunnen horizontaal of verticaal worden ingebouwd. Drainagematten kunnen verticaal worden aangebracht bij kerende constructies als bijvoorbeeld betonconstructies (kelderwanden, L-wanden, tunnels) of grond- kerende constructies (damwanden, boorpalen, mixed-in-place wanden). Zie figuur 10. Horizontale toepassingen zijn drainagematten op de boven- zijde van ondergrondse parkeergarages, kelder- constructies, brugdekken, viaducten, ecoducten of groene daken. Voordelen zijn de geringe bouw- hoogte en beperking gewicht, waarmee het ont- werp en de uitvoering geoptimaliseerd kunnen worden. Composietmatten zijn ook zeer goed toepasbaar voor het reduceren van trillingen en geluid. Over- last hiervan is een veel voorkomend probleem bij weg- en spoorverbindingen in dichtbevolkte gebieden. Uit berekeningen en metingen blijkt dat trillingen tot 70% gereduceerd kunnen worden, indien de maatregel voor vibratiedemping geïmplementeerd wordt dicht bij de bron zoals bijvoorbeeld een spoorlijn of een drukke weg met zwaar verkeer. Een andere bewezen toepassing is het gebruik van drainagematten onder wegconstructies en grondterpen. Het inbouwen van de drainagemat voorkomt capillaire opstijging van grondwater in het grondlichaam. Deze capillaire opstijging heeft volgens de RWS handleiding wegenbouw (1991) (zie figuur 9) in zandig materiaal een waarde van 0.5-0.6 m. Door het aanbrengen van de drainage- mat kan deze hoogte aan granulair materiaal worden bespaard. Wegconstructies kunnen hier- mee economischer gebouwd worden, waarbij in veel gevallen ook een langere levensduur mogelijk is en minder onderhoud noodzakelijk. Conclusie Binnen de infrastructuur zijn er vele mogelijkheden voor toepassing van geokunststoffen. Met het gebruik van de juiste geselecteerde geosyntheti- sche hoogwaardige bouwmaterialen is het in veel gevallen mogelijk om beter, efficiënter, milieu- vriendelijker, duurzamer of goedkoper te ontwerpen en te bouwen. RWS en ProRail willen de NGO en de sprekers bedanken voor hun bijdragen aan deze middag. Met goede discussies en vragen was deze kennismiddag zeer geslaagd. Door te horen wat mogelijk is, kunnen potentiële kansen beter of eerder worden benut. Hiernaast is het ook zeer belangrijk om te kijken naar eventuele beperkingen en/of onmogelijkheden van toepassingen. Dit alles geeft goede mogelijkheden om deze kennis- middag voor geokunststoffen gezamenlijk een vervolg te geven. Referenties - SBRCurnet, publicatie 198, Ontwerprichtlijn kerende constructies van gewapende grond, november 2017. - CUR 221, Folieconstructies voor verdiept aange- legde infrastructuur, 2009. - CUR/CROW-publicatie C1001, Geokunststoffen als funderingswapening in ongebonden funde- ringslagen, december 2017, CROW, Ede. - Van Gurp, C. en Kwast, E., Ontwerpen met de nieuwe richtlijn voor funderingswapening, Geo- Kunst 2019 nummer 4 (november), p.66. - Ministerie van Verkeer en Waterstaat, Dienst Weg- en Waterbouwkunde, Handleiding wegen- bouw, ontwerp Onderbouw, deel I Algemeen, deel II Techniek, december 1991. ! JUNI 2020 Figuur 9 – To e p a s s i n g h o r i z o n t a l e drainagemat als capillaire breeklaag onder een wegfundering. (Enka-Solutions / Colbond) Figuur 10 – Ver t icaal aanbrengen drainagemat bij grond- kerende betonconstructies als kelderwanden, L-wanden, tunnels. (Enka-Solutions / Colbond) Introduction Subsidence of peat and clay soils due to (artificial) lowering of the groundwater table and loading of soft soils is commonplace in the Netherlands, cau- sing extensive damage to exposed and vulnerable assets. Earlier efforts to assess subsidence-related building damage in the Netherlands at the national level predict significant direct damage – ranging from at !17-45 bn cumulative by 2050 (Born et al., 2016; Hoogvliet et al., 2012) - but fail to address probability and impact of climate change, and do not provide a systematic and scalable approach to do so. Improved risk assessment of subsidence- related damage to buildings would inform public and private actors from national to local scale on current and future risks and stimulate them to address this issue. Several factors complicate a large scale, realistic risk assessment. On the hazard side, multiple drivers of subsidence and low groundwater tables lead to a high spatial variability of hazard conditi- ons: e.g. local influences on the groundwater table (trees, leaking pipes) and variability in susceptibi- lity of soft soils to settle (e.g. presence of anthro- pogenic layer). On the side of the assets at risk, databases with key input such as foundation types and historic design practices are incomplete or non-existent, and there is a knowledge gap regar- ding vulnerability functions (linking building da- mage to subsidence). In our study we have developed a methodology for systematic regional or countrywide assessment of two subsidence-related damage mechanisms to buildings: timber pile degradation due to low groundwater levels and differential settlement of buildings on shallow foundations. In our TISOLS paper Costa et al. (2020) we elaborate in more detail on the specifics of the methodology. Fur- thermore, based on nationwide available data and expert estimates, we executed a quick-scan appli- cation of the methodology for the Netherlands in cooperation with KCAF and Stichting CAS. Approach The risk assessment carried out for the estimation of damage to buildings due to groundwater lowe- ring/ subsidence is construed in a modular, syste- matic way. For each damage mechanism, we build 3 modules based on the conceptual framework of Hazard – Exposure – Vulnerability according to the definitions by the (UNISDR, 2016), with: I Hazard - characterizing the events causing da- mage: in this case subsidence and/or low groundwater levels; II Exposure - inventory of the building assets at risk: i.e. probability of building on shallow foundations being exposed to differential settlement, or on timber piles exposed to fungal pile degradation; and III Vulnerability - Defining the degree of physical damage (architectural, functional and/or struc- tural) of the buildings at risk. Damage Assessment methodology – Application to the Netherlands 1 and 2 illustrate the methodology for the calcula- tion of damages due to timber pile degradation caused by fungi as induced by low groundwater levels and differential settlement of buildings on shallow foundations. 1 gives an overview of key factors for the hazard (H) and exposure (E) modules. For more back- ground on which datasets and assumptions were used to estimate these factors, see Costa et al. (2020). Indicators and functions presented here are relevant to geophysical processes and construction characteristics specific for the Netherlands and cannot be directly applied elsewhere. 46 JUNE 2020 METHODOLOGY FOR SYSTEMATIC ASSESSMENT OF DAMAGE TO BUILDINGS DUE TO GROUNDWATER LOWERING-INDUCED SUBSIDENCE IN THE NETHERLANDS Figure 1 – Schematic for the calculation of damages due to timber pile degradation induced by low groundwater levels. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL A.L. CostaPhD, Researcher/ AdvisorRisk and Resilience, Deltares S. KokResearcher/advisor Researcheconomics, Deltares M. KorffAssociate Professor TU DelftSr. Advisor Geo-Engineering Deltares Timber Pile Degradation HAZARD The decline of the ground water table over time can be caused by artificial drainage to prevent flooding in areas of continuous subsidence in the Netherlands, or temporary lowering due to droughts, works, or local effects such as trees or leaking pipes. We use an estimate for the low groundwater level based on a nation-wide model. Exposure Exposure characterizes the buildings that are at risk. Key indicators in this assessment are founda- tion types, - characteristics and the location of buildings. In the Netherlands, foundations can be broadly classified into three types: shallow foun- dations, timber piles, and other (mainly concrete) piles. Shallow foundations and timber piles located in ‘soft soils’ are at risk. Timber piles are subject to fungal degradation when they are exposed to oxygen: when the groundwater table is below the top of the timber pile. We establish ‘exposure classes’ for timber piles based on H1 and E6 (0.2), with boundary values derived from guidelines from the Dutch organization for inde- pendent foundation research (F3O, 2014a). Ta ble - Exposure classes for timber piles Exposure Boundary Number dry class values of days per year Low GLG – top of wood: > 20 cm Low Medium GLG – top of wood: 5-20 cm Medium High GLG – top of wood: < 5 cm High Vulnerability The degree of damage to the buildings is related to the pile degradation. Key factors for fungal pile degradation include: the type of the wood and the diameter of the pile, the type of soil (relation to behavior of moisture content) and the duration of drought. The style of timber pile foundation - Amsterdam style (two timber piles under a founda- tion beam) or Rotterdam style (single timber pile foundation) is also expected to relate to different failure modes, but this has not yet been incorpora- ted in the analysis. In the quick-scan application of the damage assess- ment, we consider the duration of the drought the key factor that defines foundation and in turn building damage. We assume a linear trend of the damage level with cumulative drought time, ran- ging from damage level D1 to D5 (Burland and Wroth, 1974) after 10-20 years cumulative drought, i.e. the cumulative number of dry days over a longer time span (KCAF, 2012). We assume the number of cumulative drought years before reaching D5 is dependent on soil type at 1-2 m depth: see E8 in 1. Differential settlement of buildings on shallow foundation HAZARD & EXPOSURE In general, differential settlement of a building can be directly linked to heterogeneous conditions of the soil, heterogeneous conditions of the building itself or a combination of both. In the assessment methodology we assume that the (shallow) subsi- dence rate of the soil (H9), when corrected for factors of local hazard (H14) and for building characteristics (E5b), correlates to the damage of the building. Relevant building characteristics include the quality of masonry of the shallow foundation – based on the age and construction practices at the time – and the presence of a full or partial basement: we assume these factors affect the likeliness of a building to settle differentially rather than in a uniform way under soil subsidence. VULNERABILITY Vulnerability cur ves that estimate the develop- ment of damage of buildings based on differential settlement of the building over time exist (Peduto et al., 2019). These curves have been developed based on empirical data with available satellite or monitoring measurements of differential settle- ment at the building level. However, at present we cannot predict whether and to what degree a particular building in a particular location will settle differentially. Therefore, we assign damage classes to each building based on the overall rate of settlement in the area, corrected for the local hazard (H14) and building characteristics (E5b) SUMMARY 47 JUNE 2020 In the Netherlands, subsidence of peat and clay soils due to (artificial) lowering of the groundwater table and loading of soft soils causes extensive damage. The topic is a major concern to homeowners and public authorities but an integrated risk assessment is currently lacking. In this paper, we propose a modular methodology for the systematic countrywide assessment of two subsidence-related damage mechanisms to buildings: timber pile rot due to low groundwater levels and differential settlement of buildings on shallow foundations. Application of the approach is expected to support private and public decision-making on coping strategies e.g. in awareness raising and evaluating interventions. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 2 – Schematic for the calculation of damages due to differential settlement of buildings on shallow foundations. factors (1; 2). 2 shows which assumptions we make, taking into consideration the settlement rate classifications from F3O (2014). For both damage mechanisms we use the same damage classes ranging from 1-5, with D1 representing negligible damage, i.e. hairline cracks of < 0,1 mm, and D5 severe structural damage involving partial or complete rebuilding of the structure (Burland and Wroth, 1974) Ta b l e - Vu l n e r a b i l i t y a n d d a m a g e cla s s e s for differential settlement of buildings Corrected settlement Damage classrate [mm/year] < 2 D2 2-3 D3 3-4 D4 > 4 D5 Expected damage costs All information and indicators are collected at the building level, and then scaled up to define the cumulative expected damage level in ! in 2050. Based on desk research and interviews with ex- perts active in building restoration sector in the Netherlands, Salerno (2017) estimates restoration costs for Dutch buildings (0.4). Ta b l e - Da m a g e cla s s e s & res t o r a t i o n co s t s Damage class Restoration costs/ m 3of building D1! 3,25 D2! 15,00 D3! 53,00 D4! 184,00 D5! 670,00 Results The methodology we have discussed above has been applied for the Netherlands, in the context of 48 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 4 – Spatial distribution of expected damage due to timber pile degradation and differential settlement of shallow funded buildings until 2050 without climate change (left) and the additional expected damage until 2050 due to climate change (note that the scales are relative and not the same for the left and right figure). Indication of expected damage untill 2050 without climate change Indication of additional expected damage untill 2050 due to climate change (WH scenario) Timber Pile Shallow Foundation Hazard H1 Map of low ground water level. H9 Shallow subsidence rate/ year (excluding subsidence triggered by gas extraction) based on satellite data. E7 Estimate of thickness of the anthropogenic layer E8 Type of soil at 1-2 meters: represents potential for swell/shrinkage behavior of clay. E10 Local variability in the susceptibility to settlement as an indicator of the heterogeneity in subsurface. H14 Correction factor (CF) for the settlement rate: proxy for likeliness uniform settlement will lead to differential settlement, based on information from E7, E8 and E10. Exposure E0a Map combining the location of all the buildings in the Netherlands. E3 Map identifying the areas of clay and peat where timber pile foundations and shallow foundations are expected. E4 Defines regional areas of typically similar foundations based on historical practice. E4b Classifies the land-use type into rural or urban areas. E6 Estimation of the top of the timber E15a Classifies the expected structural quality piles per area of E4 (in m below of the shallow foundation into low, medium surface level) and high based on the year of construction. E8 Defines the type of soil at the top E15 b Defines the presence or absence of a uniform of the timber piles: piles in more or partial basement under the building. permeable soils are expected to be more severely affected by droughts as moisture content drops faster. E11 Defines the estimated type of E5b Defines the settlement rate correction timber of the piles, with a binary factor for the building characteristics by classification into spruce and pine aggregating partial correction factors for based on a threshold of 12m length each of E15a and E15b. (<12 M pine, > 12 m spruce) E12 Estimation of foundation style: Rotterdam or Amsterdam. Ta ble – Description of key hazard and exposure factors in damage assessment methodology, related to 1 and 2. climate change: we calculated expected damage without and with climate change (scenario WH). For timber pile degradation we used projections of change in low groundwater tables: for differential settlement on shallow foundations we made assumptions on how local circumstances (such as shrink/swell behavior of clay soils) will aggravate differential settlement under increasing drought conditions. The results of the analysis are published on www.klimaatschadeschatte r.nl. This website combines climate risk information at the municipal level to support municipalities in their strive to become climate adaptive by 2050. For each muni- cipality a range of expected damage with and without climate change can be retrieved. 1 shows how expected damage – of both damage mechanisms – is spatially distributed across the Netherlands. Discussion This study shows that it is possible to incorporate knowledge from different backgrounds that are interrelated in causing damages in one systematic damage assessment approach. However, the uncertainty associated with different contributing factors is still high: there are many knowledge gaps on characterizing the subsidence and low ground- water level hazard, as well as related to exposure and vulnerability of the buildings. These know- ledge gaps can be addressed in future develop- ments. In this light, the Damage Assessment Methodology is particularly suited for large scale applications at this stage: with better-quality in- formation for each of the modules it will become possible to increase the level of spatial detail. References - Born, G.J. van den, Kragt, F., Henkens, D., Rijken, B., Bemmel, B. van, Sluis, S. van der, 2016. Dalende bodems , stijgende kosten. Den Haag. - Burland, J.B., Wroth, C.P., 1974. Settlement of buildings and associated damage. Settl. Struct. Proc. Conf. Br. Geotech. Soc. 611–764. - Costa, A.., Kok, S., Korff, M., 2020. Systematic assessment of damage to buildings due to ground- water lowering-induced subsidence: methodology for large scale application in the Netherlands, in: Te n t h I n t e r n a t i o n a l Sy m p o s i u m o n L a n d S u b s i - dence. - F3O, 2014a. Guideline for investigation and assessment of wooden pile foundations under buildings. - F3O, 2014b. Guideline for investigation and as- sessment of shallow foundations under buildings. Hoogvliet, M., Buma, J., Oostrom, N. Van, Brolsma, R., Filatova, T., Verheijen, J., 2012. Schades door watertekorten en -overschotten in stedelijk gebied. - KCAF, 2012. Wat doe ik als bestuurder met (mo- gelijke) funderingsproblemen? www.kcaf.nl/ site/images/uploads _pdf/2012.03.19 _Hoe _kan _ ik_als _bestuurder.pdf (accessed 1.30.19). - Peduto, D., Korff, M., Nicodemo, G., Marchese, A., Ferlisi, S., 2019. Empirical fragility curves for settlement-affected buildings: Analysis of diffe- rent intensity parameters for seven hundred masonry buildings in The Netherlands. Soils Found. 59, 380–397. https://doi.org/https://doi.org/ 10.1016/j.sandf.2018.12.009 - Salerno, E., 2017. Evaluation of economic loss related to settlement-induced damage to buil- dings resting on piled-foundations: case studies in The Nethelands. Università Degli Studi Di Salerno. - UNISDR, 2016. Report of the open-ended intergovernmental expert working group on indicators and terminology relating to disaster risk reduction. ! 49 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Introduction The goal of the first study was to optimize the pre- dicted land subsidence. The second study was to assess the condition of all buildings along 10 km of dike. The Krimpenerwaard is an area consisting of soft Holocene soil layers with ongoing subsidence mainly caused by changing groundwater levels and the associated drying out and oxidation of peat. The subsidence rate for the crest of the dike is different from that of the hinterland. In both studies INSAR and LiDAR monitoring data were used as primary input. Monitoring The INSAR measurements consist of settlement- data collected between 2013 and 2016 for diffe- rent points located on the crest of the dike or buildings located near the dike. The used satellite data is generated and processed by SkyGeo. Also, the Current Dutch Elevation (Actueel Hoogte- bestand Nederland, AHN) is used for determining the subsidence rate. The AHN3 map is a digital height map obtained by LiDAR measurement from airplanes or helicopters. Determination of subsidence of the dike crest The height of the dike is one of the key criteria in the primary dike safety assessment. Land subsidence is obviously an important factor when the future level of the dike crest is predicted. Based on information of the Water authority “Hoogheemraadschap van Schieland en de Krim- penerwaard” (HHSK), the average rate of sub- sidence for the crest of the dike is about 11 mm/year. For the project this means that for the period 2025-2075, besides effects of sea level rise an additional 0,55 m of subsidence must be considered. Large parts of the dike also do not comply for macro stability which means that every additional load on top of the dike would increase the stability problem. By making a better assessment of the subsidence, the amount of soil needed to balance the subsidence is optimized. A study was undertaken to determine the rate of subsidence based on monitoring data. The first step was to re-analyse the archive data from HHSK which is compared with average subsidence rate determined from the monitoring data, see figure 1. In general was concluded that the INSAR data and the HHSK data give almost the same average subsidence rate for the entire dike of about 7 mm/year. The average subsidence rate based on the LiDAR data is 8,9 mm/year. For further use in the project an average rate of subsidence for the crest of 8 mm/year is used. This means a reduction of 27% on the amount of soil needed to counteract for the subsidence. Determination of settlement of the buildings along the dike The buildings along the dike are sensitive to subsi- dence and ground deformation, both from natural origin (creep) as well as due to the effects of dike strengthening. The building administration (BAG) and the municipal archives provided valuable infor- mation like building year, type of construction and type, material and depth of the foundations. For 56% of all buildings information was available. The annual settlement rate of each building was derived from INSAR data. Combining the INSAR and archive data led to multiple relationships, for example a relation was found between building settlement and foundation type. Using these relationships the foundation and building proper- ties can be assessed for all buildings where the archives are incomplete. In the preliminary design phase of the project four different types of dike strengthening are designed and for all designs the risk of damage due to ground displacements is calculated using FEM and the limiting tensile strength method Netzel [3]. In these calculations the type and material of the foundation are the primary input parameters for this risk assessment. 50 JUNE 2020 USE OF MONITORING DATA FOR DIKE STRENGTHENING PROJECT KIJK Figure 1 – Comparison of subsidence rate determined with different measurement methods and HHSK archive data. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL ir. ing. Michel de KoningSenior geotechnical advisorCRUX Engineering BV ir. Jacco K. HaasnootSenior specialist, directorCRUX Engineering BV ing. Rob R. van BuurenGeotechnical advisorCRUX Engineering BV Conclusion Using INSAR and LiDAR monitoring data it is pos- sible to optimize the subsidence rate for the dike crest from an average of 11 mm/year to an average of 8 mm/year. This means a reduction of 27% on the amount of soil needed to balance for the subsidence. Also, using INSAR data it is possible to determine the settlement rate for almost all buildings of the KIJK project. Combining the building settlement with other data sources it is possible to estimate the foundation type of a buil- ding. Although this is not 100% accurate, in combination with safe assumptions it gives a good indication in the preliminary design phase of the project. Acknowledgements The work presented in this paper is part of the KIJK dike strengthening project in the Netherlands. The authors would like to thank their partners from IB- KIJK, BWZ Ingenieurs, Greenrivers and Infram. Reference [1] Determination of amount of land subsidence based on INSAR and LiDAR monitoring for a dike strengthening project, Michel de Koning, Jacco K. Haasnoot, Rob R. van Buuren, Marco Weijland, Cor Bisschop, Proceedings of TISOLS2020. [2] Using InSAR settlement data in a levee strengthening project for building settlement risk assessment, R.R. van Buuren, J.K. Haasnoot, M. de Koning, M. Weijland, J.W. van Zanten, Proceedings of TISOLS2020. [3] Limiting tensile strength method, H. Netzel, 2009. ! SUMMARY 51 JUNE 2020 Figure 2 – Distribution per foundation type versus settlement rate in mm/year. For the dike strengthening project Krachtige IJsseldijken Krimpenerwaard (KIJK) in The Netherlands two studies have been undertaken for which monito- ring data played an important role. The data is used to determine the amount of soil needed to balance the subsidence and to quantify the building settle- ment due to natural subsidence. GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Environmental – Hydrogeology – Second Opinions – Geotechnical Engineering – Risk Assessments – Amsterdam Delft Eindhoven +31 (0)20 4943070 info@cruxbv.nl cruxbv.nl Ground Improvement – Stress test As part of the DPRA, municipal authorities are assessing the current extent of climate resilience and adaptation in their areas. This is focused on the following topics: heat stress, waterlogging, drought and flooding. Fugro’s research mostly concerns the latter three topics. The vulnerability of an area can be assessed using a stress test. It is important to take the future climate into account in public realm planning. This often requires only limited changes to be made to projects currently in the planning pipeline. Climate-proof urban areas At Fugro, we believe that climate-proof planning necessitates consideration of the ground and water management in all project designs. Climate- proof planning of urban areas means balancing spatial planning with the local topography, i.e. where can we build, and where not? And also: how can we deal with a shortage or excess of water? When studying a climate-proof planning proposal, Fugro assesses whether the proposed solution is compatible with the soil and water management practices in the area. If not, then we investigate whether there are options to adapt the area. If this is not possible either, then we suggest that spatial planning choices may need to be made. Fugro can provide support at all stages of this process, enabling clients to make well-founded decisions about climate-proof spatial planning. Active groundwater level management is a good example of this. Fugro is currently undertaking research on this topic, in association with Deltares (an independent institute for applied research in the field of water and subsurface) and Wareco (a specialist in soil, water and foundations). Large-scale active groundwater level management Urban areas on weak ground can be affected by groundwater levels which are too high or too low. For example, an excessively low groundwater level in a city can lead to immense damage resulting from subsidence and rotting of wooden piles – with the potential to cost tens of billions of euros between now and 2050, according to some estima- tes. Climate change will further increase these costs unless effective measures are taken. But an excessively high groundwater table can also cause problems, such as damage to roads and houses and other flooding-related issues. Active groundwater level management can solve multiple problems at once. Drainage and infiltration Active groundwater level management is based on a drainage and infiltration pipe in connection with surface water. If there is too much ground- water, it is discharged to the surface water. During dry periods, the same pipe is used to recharge the groundwater with surface water. This system has already been implemented on a small scale. Eight case studies in several cities have now demonstrated that active groundwater level management can be used on a larger scale. The design is based on factors such as the soil struc- ture, density of the urban area, hydrology, how water reaches the area, and the intended effects. Short payback period In many cases, the costs of installing and maintai- ning the system have been found to be less than the cost of the avoided damage. In areas poten- tially affected by ground settlement due to a low water table, the municipal authorities can often recoup the costs of the system thanks to less damage to municipal assets. For example, active groundwater level management to reduce ground settlement extends the lifespan of infrastructure in the area. The payback period will be even shorter if the installation of the drainage system is combined with sewer installation or replacement. Further- more, if the avoided damage to foundations of private property is factored in, the costs of active groundwater level management are always easily offset by the savings. ! CLIMATE-PROOF PLANNING SOLUTION FOR PREVENTING THE IMMENSE COST OF SUBSIDENCE DAMAGE TO DWELLINGS AND INFRASTRUCTURE 52 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL The Delta Plan on Spatial Adaptation (Deltabeslissing Ruimtelijke Adaptatie or ‘DRA’) is a collective plan, drawn up by municipalities, district water boards, provinces and the central government, to render the Netherlands climate-proof and water-resilient. The Delta Plan expedites and intensifies the efforts to tackle waterlogging, heat stress, drought and the impact of urban flooding. More information: https://ruimtelijkeadaptatie.nl/english/policy-programmes/delta-plan-sa/ Figure 1 – Construction site. Figure 2 – Foundation. Wouter KooijmanSenior Consultant Hydrology, Fugro SUMMARY The Delta Plan on Spatial Adaptation (DRA) aims to make the Netherlands climate-proof and water-resilient. Spatial adaptation means changing the public realm so that it can cope with the effects of climate change. As part of the DRA Programme (DPRA), Fugro was commissioned to contribute to a study on active groundwater level management. In the 21st century, the Netherlands will be faced with four climate-related trends: it will get hotter, it will get drier (in summer), it will get wetter (in winter), and the sea level will rise. The effects and impact of this will be different for each sector. So far, over a hundred climate-related effects have been identified, from the rotting of wooden piles through to roads flooding. 53 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 3 – In dry periods, the surface water flows through a network of drainage and infiltration pipes which allows the water to enter the soil. This maintains the groundwater at the required level. The system works the other way round during wet periods: excess rainwater flows through the pipes to the surface water. As a result, the groundwater level does not rise excessively. Source: Rapport: Grootschalig actief grondwaterpeilbeheer in bebouwd gebied, mei 2017, Auteurs: Wareco, Deltares, Fugro. 39 JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Introduction The Geological Survey of the Netherlands (TNO- GDN) has developed a suite of 3D geological subsurface models. In this contribution we address the protocol used for developing one of these models: GeoTOP. We show its applied value in recent subsidence studies, focusing on the coastal plain of the Netherlands, and provide a perspective on its future use by governmental decision makers and other users under the newly implemented Key Register of the Subsurface. GeoTOP GeoTOP is a high-resolution voxel model that covers the subsurface down to 50 m below mean sea level (Figure 1). Each voxel is a volumetric cell in a regular, rectangular grid bounded laterally by regionally delimited model boundaries. GeoTOP has a grid resolution of 100 x 100 x 0.5 m, and its millions of cells are attributed with lithostrati- graphy, lithology, and associated probabilities (Stafleu et al., 2011; 2020). It is based on approxi- mately 455,000 coded borehole descriptions from the national subsurface database DINO, operated by TNO, complemented with 125,000 borehole logs from Utrecht University. At present, GeoTOP consists of eight model areas, covering most the subsiding lowlands. Drivers of subsidence Prime subsidence-governing processes in the shallow subsurface are oxidation of peat, as well as shrinkage and compression of Holocene peat and clay. These processes are human-induced. They result from artificially low phreatic ground- water levels and from overburden pressure gene- rated by man-made overburdens of sand, put in place to ensure that planned buildings or infrastructure will have long-term stability. The low groundwater levels results in aeration of the peat, which facilitates oxida tion of organic matter, leading to emission of CO2. In the past, subsidence was locally exacerbated by peat mining for fuel. Altogether, approximately half of the coastal plain has subsided to below mean-sea level. Subsidence studies GeoTOP is the standard tool in land-subsidence studies at TNO-GDN. It covers most of the subsiding coastal plain, has sufficient vertical resolution, and schematizes the distribution of GEOTOP: A STANDARD IN 3 D LAND SUBSIDENCE STUDIES IN THE NETHERLANDS Figure 1 – The eight model areas of GeoTOP, and zoomed-in view of the peat-rich area of Amsterdam. The voxels are attributed with the most likely lithology. Dr. K. Koster TNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Geomodeller Dr. J. StafleuTNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Geomodeller Drs. D. MaljersTNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Geomodeller/deputy research manager Dr. M.J. van der MeulenTNO - Geological Survey of the Netherlands, dpt. Geomodelling, Research manager JUNE 2020 GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL SUMMARY The Geological Survey of the Netherlands maps the Dutch subsurface systematically in 3D. Here we outline the development of GeoTOP, its recent application in subsidence studies, and its use under a newly implemented key register of the subsurface. Recent studies based on GeoTOP confirm that agricultural areas are more prone to subsidence by peat compression and oxidation than major urbanized areas. Subsidence is greatest in the central delta, a rural region that emits a lot of oxidation-related CO2, contributing to the greenhouse effect. Implementation of GeoTOP in the key register enables governmental stakeholders to make the right subsidence-related decisions. the peat and clay layers prone to subsidence in a consistent and reproducible way (Van der Meulen et al., 2013). Furthermore, its data format and software infrastructure are well suited for easy combination with datasets on other parameters relevant for subsidence studies, such as density of organic matter, phreatic groundwater level, and CO2 emission. A recently conducted subsidence study addressed forward modelling of peat oxidation and compres- sion under scenarios of progressively lowered groundwater levels in the coastal plain (Koster et al., 2018a). It revealed that urbanized areas are expected to experience less subsidence in the next 15 to 30 years (< 0.4 m) than surrounding agricultural areas (0.3 to 0.8 m) (Figure 2). This difference is explained by the presence of man- made overburden in urbanized areas, commonly many meters thick, which has pushed the under- lying peat into a position well below the water table and has reduced its void ratio. Here, a lowered phreatic groundwater level will not expose the peat to the atmosphere, preventing it from being oxidized. Furthermore, the low void ratio reduces further compressibility of the peat in response to changing hydrostatic pressure. The predicted difference in subsidence behavior does not apply to areas where groundwater is extracted from deep aquifers. In many coastal plains world- wide, cities are subsiding faster than agricultural land. We designed a workflow to attribute GeoTOP voxels that classify as Holocene peat with values of organic matter density and carbon content (Koster et al., 2018b; Koster et al., 2020). For this purpose, we created a training dataset of hundreds of measurements on the amount of organic matter, sediment, and void ratio of peat layers sampled in different areas of the coastal plain at different depths. Thus, we were able to identify areas most prone to peat oxidation and associated CO2 emission in response to predicted lowering of the phreatic groundwater table. The modeling results show that approximately 10% of about 15 km3 peat situated in the subsurface of the entire coastal plain is organic matter, which would yield some 2 billion tons of CO2 when oxidized. For reference, the current annual CO2 emission in the Netherlands is slightly less, at 1.9 billion tons (CBS, 2019). Clearly, the remaining peat is a major potential source of CO2, easily released when unwise land-management decisions are taken. Most of this vulnerable organic matter is found in the central delta (Figure 3). Other hotspots are major cities in the western coastal plain, including Rotterdam and Amsterdam, where peat is heavily compressed and preserved below man-made over- burdens of sand. Following up on deploying GeoTOP for peat compression and oxidation studies, we now aim at parameterizing GeoTOP voxels for predicting clay compaction and shrinkage. In support, we combine GeoTOP with a forward-model workflow that simulates scenarios and stems from compac- tion studies of deep gas reservoirs (Candela et al., 2020). We also deploy a database containing several thousands of geotechnical measurements collected by TNO-GDN during a nation-wide map- ping campaign. Subsidence observations from land levelling, GPS, and satellites (InSAR) are indispen- Figure 2 – Peat thickness, subsurface lithology, and subsidence through compression and oxidation of peat in the Rotterdam area, for a 0.5 m lowering of the phreatic groundwater level during 30 years (Koster et al., 2018a). For the legend of the subsurface lithology, see figure 1, and for location of the Rotterdam area see figure 3. The hatched areas in the maps denote urbanized zones. 40 41 JUNE 2020 sable in cross-checking the forward model during data assimilation. Combining GeoTOP and this forward-model workflow is a critical step forward in identifying and quantifying the contribution of each of the processes causing subsidence, and eventually in supporting informed decision making on groundwater management. Knowledge-based decisions balancing conflicting interests of stake- holders, minimizing and mitigating subsidence and associated CO2 emissions, are a key component of sustainable governance. Key Register of the Subsurface As of 1 January 2020, GeoTOP is part of the Key Register of the Subsurface, and therefore embed- ded in law. The aim of the key register is to improve the accessibility of subsurface information for a broad spectrum of applications, including spatial planning, construction, and assessment of risks such as land subsidence. Under Dutch law, projects or studies paid for by governments at all levels are required to consult existing and contribute newly collected data and data products to the key regis- ter. Now that it is mandatory to consult GeoTOP, its use will intensify and feedback of its accuracy and functionality is expected to increase substan- tially. GeoTOP’s spatial resolution renders it useful for neighborhood as well as national levels. The model is expected to become the standard for land-subsidence studies financed with money from municipalities, waterboards, provinces and other governmental entities. These stakeholders and their contractors can now deploy GeoTOP to study the effects of changes in phreatic water levels or land use change. They will be able to assess and compare local to national subsidence-related risks associated with different scenarios of water- table lowering and other lowland-management measures. Acknowledgements We thank Sytze van Heteren ( TNO-GDN) for criti- cally reading an earlier version of the manuscript. References - Candela, T., Koster, K., Stafleu, J., Visser, W., and Fokker, P. (2020), Towards regionally forecasting shallow subsidence in the Netherlands, Proc. IAHS, 97, TISOLS special issues, in press - CBS (2019), Online statistical overview of the Ne- therlands. www.cbs.nl - Koster, K., Stafleu, J. and Stouthamer, E. (2018a), Differential subsidence in the urbanized coastal- deltaic plain of the Netherlands. Netherlands Jour- nal of Geosciences, 97, 215-227 - Koster, K., Stafleu, J., Cohen, K.M., Stouthamer, E., Busschers, F.S., and Middelkoop, H. (2018b), Three-dimensional distribution of organic matter in coastal-deltaic peat: Implications for subsidence and carbon dioxide emissions by human-induced peat oxidation. Anthropocene, 22, 1-9 - Koster, K., Frumau, A., Stafleu., Dijkstra, J., Hen- sen, A., Velzeboer, I., Esteves Martins, J., and Zaadnoordijk, W.-J. (2020), GreenhousePeat: a model linking CO2 emissions from subsiding peat- lands to changing groundwater levels, Proc. IAHS, 97, TISOLS special issues, in press - Stafleu, J., Maljers, D., Gunnink, J.L., Menkovic, A. and Busschers, F.S. (2011), 3D modeling of the shallow subsurface of Zeeland, the Netherlands. Netherlands Journal of Geosciences, 90, 293-310 - Stafleu, J., Maljers, D., Busschers, F.S., Schokker, J., Gunnink, J.L. and Dambrink, R.M. (2020), Chap- ter 11: Models created as 3-D cellular voxel arrays. In: Turner, A.K., Kessler, H. and Van der Meulen, M.J. (Eds.) Applied Multidimensional Geological Modeling. Wiley-Blackwell, Hoboken NJ - Van der Meulen, M.J., Doornenbal, J.C., Gunnink, J.L., Stafleu, J., Schokker, J., Vernes, R.W., Van Geer, F.C., Van Gessel, S.F., Van Heteren, S., Van Leeuwen, R.J.W., Bakker, M.A.J., Bogaard, P.J.F., Busschers, F.S., Griffioen, J., Gruijters, S.H.L.L., Kiden, P., Schroot, B.M., Simmelink, H.J., Van Ber- kel, W.O., Van der Krogt, R.A.A., Westerhoff, W.E., and Van Daalen, T.M. (2013), 3D Geology in a 2D country: perspectives for geological surveying in the Netherlands. Netherlands Journal of Geos- ciences, 92, 217-241. ! GEOTECHNIEK LAND SUBSIDENCE SPECIAL Figure 3 – Spatial distribution of Holocene peat in the area covered by GeoTOP (except for the southernmost GeoTOP area), with associated volumes of organic matter and maximum amounts of CO2 emitted in case of oxidation (after Koster et al., 2018b). 18 GEOTECHNIEK 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. In de serie artikelen “Prikken in klei” stond tot nu toe de bepaling van de penetratieweerstand van het materiaal centraal: daarbij wordt gedurende de verticale penetratie van een relatief dunne staaf in een relatief uitgestrekt klei-oppervlak op elke diepte beneden dat oppervlak de bezwijkweer- stand van de staaf geregistreerd. Bij de beproeving met het Pfefferkorn-apparaat speelt daarentegen de vervormingsweerstand van de klei een hoofdrol: een cilindervormig klei- monster ondergaat een zogenoemde “stuikproef” door het verticaal te belasten met een plat voor- werp met een groter oppervlak. Populair gezegd: het monster wordt geplet. Een dergelijke proef zou kunnen worden opgevat als een oneigenlijke prik- of penetratieproef. In 1924 introduceerde Pfefferkorn een eenvoudige stuikproef om de plasticiteit of consistentie van een kleimassa tot uitdrukking te brengen. De me- thode wordt tot op de dag van vandaag toegepast in de diverse klei-verwerkende disciplines. De beproeving Met behulp van het in figuur 1 aangegeven sim- pele, praktische apparaat wordt een cilindrisch kleimonster met een diameter van 35 mm en een hoogte van 40 mm onderworpen aan een dynami- sche stuikproef. Daarbij valt een vlakke stalen schijf met diameter van 120 mm en een massa van 1,2 kg vanaf een hoogte (boven de grond) van 185 mm op het monsteroppervlak. De zogenoemde Pfefferkorn-resthoogte van het monster na de val (h r), dan wel het Pfefferkorn- quotiënt of de deformatie-ratio D = h / h r(de verhouding tussen de oorspronkelijke hoogte h = 40 mm en de resthoogte h r) geldt als een maat voor de plasticiteit of de consistentie van het betreffende kleimonster. Elke kleisoort blijkt over een ruim consistentietraject een praktisch lineair verband te vertonen tussen watergehalte w en resthoogte h rof tussen watergehalte w en defor- matieratio D = h / h r; zie de regressielijnen op basis van de zwarte waarnemingspunten in figuur 2. Zoals blijkt uit de beproevingsresultaten van leem (L), rivierklei (R) en zeeklei (Z) is het verband tussen watergehalte en resthoogte voor relatief grote en relatief kleine resthoogten doorgaans niet meer lineair. Met behulp van de Pfefferkorn-proef kan snel en eenvoudig worden vastgesteld of een bepaalde kleimassa het juiste watergehalte bezit om de ver- eiste “plasticiteit” te leveren. De plasticiteit is daarbij het vermogen van de kleimassa om onder invloed van externe krachten irreversibel (blijvend) te vervormen zonder dat de onderlinge samenhang van de kleideeltjes wordt verbroken. Vervorming treedt pas op wanneer de externe kracht een zekere grenswaarde overschrijdt; beneden die waarde veert het materiaal terug. In de klei- verwerkende industrie geldt de plasticiteit in termen van resthoogte of “deformatie-ratio” als een indicatie voor toepassing van een kleimassa in een bepaald industrieel procedé, zoals bijvoor- beeld de vervaardiging van bakstenen, streng- persproducten of pottenbakkersproducten. In tabel 1 zijn de aanbevolen Pfefferkornplasticiteits- gebieden voor diverse industriële toepassingen weergegeven in trajecten van de resthoogte h r en de deformatie-ratio D = h / h r. Pfefferkorn-Plasticity Index PPI en Atterbergse plasticiteitsindex I P Het watergehalte dat behoort bij een resthoogte hr=12,1 mm dat wil zeggen bij een Pfefferkorn- quotiënt van D = 40 / 12,1 = 3,3 wordt aangeduid als het Plasticiteitsgetal van Pfefferkorn, de Pfefferkorn-Plasticiteit of de Pfefferkorn Plasticity Index (PPI) in %. De Pfefferkorn-methode ter bepaling van de plas- COLUMN Piet Lubking PRIKKEN IN KLEI (7) GROND IN DE HAND HOUDEN HET PFEFFERKORN-APPARAAT JUNI 2020 Figuur 1 – Het Pfefferkorn- stuikapparaat. Figuur 2 – Pfefferkorn- beproevings- resultaten van een drietal kleien. 19 GEOTECHNIEK ticiteit verschilt in fysisch-mechanisch opzicht van de methode volgens Atterberg, waarbij de plasti- citeit wordt gedefinieerd als het verschil tussen vloeigrens w Len de uitrolgrens w P: IP= w L– w P. In de praktijk is de vergelijking tussen de door Pfefferkorn gedefinieerde PPI en de plasticiteit volgens Atterberg I Pdan ook vaak een bron van verwarring. Door sommige onderzoekers wordt aangenomen dat alle kleisoorten bij een rest- hoogte van h r= 0 mm een watergehalte bezitten dat vrijwel overeenkomt met de Atterbergse uitrolgrens w Pen bij een resthoogte van h r= 40 mm een watergehalte dat ongeveer gelijk is aan de Atterbergse vloeigrens w L;zie figuur 3a, waarin de Pfefferkorn-beproevingsresultaten van een pottenbakkersklei zijn weergegeven. De betref- fende Atterbergse vloeigrens- en uitrolgrenswaar- den kunnen vervolgens worden afgeleid op basis van het veronderstelde lineaire verband tussen resthoogte en watergehalte van de kleisoort; zie de rode lijn in figuur 3a. Door de rode lijn vanuit punt A (de resthoogte, behorende bij de PPI) evenwijdig te verschuiven naar punt B [de gemiddelde resthoogte h r= (0 + 40) / 2 = 20 mm] ontstaat een zwarte lijn die de ho- rizontale lijn van resthoogte 40 mm snijdt in punt C en de horizontale lijn van resthoogte 0 mm in punt D. De punten C en D vertegenwoordigen de uit de grafiek afgeleide waarden voor de uit- rolgrens w P* respectievelijk de vloeigrens w L*. Deze waarden komen vrijwel overeen met de echte meetwaarden voor de vloeigrens w Len de uitrol- grens w Pvolgens Atterberg die in de grafiek zijn weergegeven door punt E respectievelijk punt F. Vo o r t s g eve n d iver s e o n d e r z o e ker s a a n d a t d e Pfefferkorn-Plasticiteit PPI ongeveer overeenkomt met het gemiddelde watergehalte van de Atter- bergse grenzen (de vloeigrens w Len de uitrolgrens wP): PPI ! (w L+ w P) / 2. In figuur 3a is dit gemid- delde watergehalte weergegeven door punt M, dat wil zeggen het gemiddelde van de Atterbergse uitrolgrens w P(punt E) en vloeigrens w L(punt F): (wL+ w P) / 2. Punt M ligt halverwege de stippellijn EF en komt vrijwel overeen met punt B, dat de gemiddelde waarde voorstelt van de afgeleide uitrolgrens w P* (punt C) respectievelijk vloeigrens wL* (punt D). De plasticiteitsindex volgens Atter- berg is gedefinieerd als I P= w L– w Pzodat kan worden gesteld dat de uitrolgrens w P! PPI – 0,5 I P en de vloeigrens w L! PPI + 0,5 I P. In de praktijk kunnen bovengenoemde, correlatief afgeleide waarden gemakkelijk enige procenten verschillen van de werkelijke meetwaarden van PPI, w Len w P. Stuikgevoeligheid, ongedraineerde schuifsterkte en consistentie De stuikgevoeligheid van het materiaal voor een verandering van het watergehalte wordt door- gaans uitgedrukt als de Consistentie-Stabiliteit. Deze parameter representeert de hoeveelheid water die nodig is om de resthoogte met 1 mm te doen veranderen en is als zodanig een maat voor de helling van de regressielijnen in figuur 2. Uit de Pfefferkorn-stuikproef kan bovendien een richtwaarde worden afgeleid voor de ongedrai- neerde schuifsterkte c u. De schuifsterkte die bij de plastische vervorming van de kleimassa moet worden overwonnen bedraagt onder toepassing van een valmassa m, een valhoogte H en een monstervolume V: cu= m . H / 2V. ln D Vo o r e e n v a l g e w i cht v a n m = 1 2 x 1 0 -3kN, een val- hoogte van H = (0,185 – h r) meter en een monster- volume van V = 38,5x10-6 m 3kan vervolgens de ongedraineerde schuifsterkte c uin kPa worden berekend als functie van de deformatie-ratio D = h / h r. In figuur 3b is dit theoretische verband weergegeven door een curve die valt binnen de range van resultaten van praktijkmetingen. In principe kunnen de schalen van resthoogte h r en deformatie-ratio D = h / h rook worden uitge- drukt in de consistentie, i.e. de consistentie-index ICof de liquiditeitsindex I L. De nauwkeurigheid van dergelijke correlaties is echter niet groot. Het aanbevolen plasticiteitsgebied voor vormbak- stenen komt ongeveer overeen met een consisten- tie-index van I C! 0,5 à 0,6 terwijl dat van pottenbakkersproducten een consistentie-index van I C! 0,7 vertegenwoordigt en dat van streng- persproducten een consistentie-index van I C! 0,9. Deze en andere onderwerpen die voor de prakti- serende geotechnicus interessant en belangrijk kunnen zijn, komen aan de orde in de door PAO Te c h n i e k e n M a n a g e m e n t a a n g e b o d e n c u r s u s CGF-M (Masterclass ‘Handen aan de grond’) en worden behandeld in het bijbehorende boek ‘Grondgedrag’ (www.grondgedrag.nl). ! JUNI 2020 COLUMN Figuur 3a+b – Voorbeeld van de correlatieve bepaling van de At terbergse vloeigrens- en uitro lgrenswaar- den uit de Pfefferkornproef, alsmede het verband tussen resthoogte en ongedraineerde schuifsterkte. Ta bel 1 – Ta bel met aanbevo len plasticiteits- gebieden voor industriële verwerking.

Jaargang 24, 2020 - nummer 1

50 GEOKUNST MAART 2020 Jurjen van Deen LEZINGENMIDDAG NGO OVER DUURZAAMHEID Aansluitend op de actualiteit stond de lezingen- middag van de NGO op 21 november 2019 in het teken van milieuaspecten, duurzaamheid en circu- lair ontwerpen van en met geokunststoffen. Het spits werd afgebeten door Jurjen van Deen, die in september samen met Wim Voskamp en Adam Bezuijen in GeoKunst een artikel publiceerde onder de titel ‘Geokunststoffen en het milieu’ [1]. De aanleiding daarvoor was dat een jaar geleden, in november 2018, het Besluit Bodemkwaliteit werd aangescherpt. Vanaf 1 januari 2019 mochten plastics nog slechts ‘sporadisch’ aanwezig zijn in grond- en baggerspecie, dat is grond die toegepast wordt op allerlei fronten van wegaanleg tot het verondiepen van plassen. ‘Plastic hoort niet thuis in het water of het milieu’, stelde toenmalige staatssecretaris en huidige minister Van Veldhoven (alom bekend met haar strenge PFAS-normen) in een persbericht. Ze bedoelde natuurlijk dat resten half-vergaan plastic als zwerfafval niet in de natuur horen, aangezien het plastic nog decennia in het milieu aanwezig blijft. Dat moeten we voorkomen. Het eerste waarop Van Deen attendeerde was de toonzetting van het bericht dat sprak van ‘gevecht tegen plasticsoep’. Dramatiekzoekende taal waar de nuance makkelijk ondersneeuwt. Het tweede was de ongenuanceerde zinsnede ‘Plastic hoort niet thuis in het milieu’. Al te gemakkelijk zou iemand kunnen denken dat dat dan dus ook een-op-een geldt voor geokunststoffen ondanks hun duidelijke functie als bouwmateriaal. Van Deen gaf een paar voorbeelden van zo’n verschui- ving van perspectief: de actuele PFAS-discussie en – 15 jaar geleden – de tunnel in de beoogde A6-A9 verbinding die het Naardermeer zou bedreigen. Als zo’n discussie eenmaal is ontspoord is hij meestal slecht of niet te redresseren. Om aan te geven hoe je geokunststoffen adequaat zou kunnen en moeten positioneren greep Van Deen terug op onderzoek dat 5 jaar geleden is afgerond in het kader van het GeoImpuls-pro- gramma. Daar was communicatie met de buiten- wereld een van de drie hoofdthema’s. Eén van de leerpunten uit dat onderzoek was het belang van het consequent bouwen aan een vertrouwens- relatie met de omgeving, oftewel het creëren van een zogenaamde reputatiematras [2]. Als je vertrouwen bij jouw opdrachtgevers en publiek hebt opgebouwd worden incidenten gemakke- lijker geaccepteerd en krijgt je reputatie wel een deukje maar veel minder dan zonder reputatie- matras. Het bouwen aan vertrouwen doe je door regelmatig met enthousiasme en trots te vertellen wat je aan het doen bent. En dat doe je ook door risico’s niet te bagatelliseren. Het blijkt dat niet- specialisten helemaal niet zo bang zijn uitgevallen als technici wel eens denken. En door het internet kunnen ze alle mogelijke informatie toch wel vinden, al zijn ze daardoor niet noodzakelijk goed geïnformeerd. Hoe wij de geokunststoffen positief over het voetlicht kunnen brengen was een belang- rijk onderdeel van het artikel van september. Het verhaal van de geokunststoffen begint met de vaststelling (het enthousiaste verhaal) dat deze veelzijdige bouwmaterialen thuishoren in het rijtje asfalt, baksteen, beton, hout en staal. Daarbij voldoen alle geokunststoffen vanzelfsprekend aan eisen, net zoals andere bouwmaterialen die in de grond worden gebracht. Geokunststoffen hebben een lange levensduur en zijn behoorlijk inert. Ze kunnen wegen zettingsvrij maken, met steile taluds ruimte besparen, staal en beton vervangen en de bijbehorende CO2-footprint verkleinen [1]. Maar zoals gezegd, we moeten niet weglopen voor de risico’s. De lange levensduur betekent ook dat je er praktisch nooit meer afkomt tenzij je in het ontwerp al meeneemt dat het ooit ook weer verwijderd moet worden. En kunststof is weliswaar behoorlijk inert, maar een beetje uitloging is toch niet uit te sluiten. Gelukkig zijn er Duitse normen voor die uitloging, waar ook het hier te lande toegepaste materiaal wel aan zal voldoen. In de discussie is het altijd verstandig om externe bronnen – in dit geval een norm, het kan ook een artikel zijn – te noemen vanwege de onafhankelijk- heid. En waar we met z’n allen bij zijn is het voor- komen dat restanten geokunststof zwerfafval worden: bij aanleg zorgvuldig met reststukken omgaan, bij verwijderen nog meer, en bij het ontwerp er rekening mee houden dat na de levens- duur van 50 of 100 jaar de reststerkte nog vol- doende is om het materiaal ‘heel’ de grond uit te krijgen. Heel belangrijk is ook de as-built situatie goed te documenteren zodat men bij latere, niet-gerelateerde graafwerkzaamheden rekening kan houden met de aanwezigheid van de geokunst- stof constructie. In de discussie bleek de zaal zich zeer bewust van het belang van terughaalbaarheid. Van ‘laat het maar zitten als je het niet meer gebruikt’ kon geen sprake zijn, vond men. Dat het geokunststof een functie vervult in de grond is immers zijn bestaansrecht. De tweede spreker was Gerwin Schweitzer van Rijkswaterstaat GPO (Grote Projecten en Onder- houd). Zijn presentatie ging over het beleid en de concrete acties van Rijkswaterstaat met betrek- king tot duurzaam onderhoud. Het Ministerie van Infrastructuur en Waterstaat (IenW) heeft recent zijn duurzaamheidambities geformuleerd in de strategie Duurzaam IenW, aansluitend aan de doelen uit het Klimaatakkoord. Het voor Rijks- waterstaat relevantste onderdeel daarvan is de IenW Strategie Klimaatneutrale en Circulaire Rijksinfra. Daaruit afgeleid heeft Rijkswaterstaat als ambitie geformuleerd om in 2030 energie- Figuur 1 – Reputatiematras: afhankeljk van de vertrouwensrelatie zakt je reputatie bij incidenten al dan niet door de nul. © Alex Sheerazi 51 GEOKUNST MAART 2020 Samenvatting Op 21 november 2019 organiseerde de NGO aansluitend aan de Algemene Le- denvergadering een lezingenmiddag waarin een aantal aspecten van het in de civele techniek actuele thema “duurzaamheid” aan de orde kwam: hoe duur- zaam is het inbrengen van kunststoffen in de grond en hoe communiceer je daarover, hoe bevordert RWS dat zijn opdrachtnemers bijdragen aan RWS’ neutraal en klimaatneutraal te zijn en 100% circulair te werken. Energieneutraal betekent evenveel energie duurzaam opwekken als verbrui- ken voor de eigen organisatie. Daarnaast ten behoeve van klimaatneutraliteit ervoor zorgen dat de CO 2-uitstoot als gevolg van aanleg en onder- houd van infrastructuur per saldo wordt verlaagd tot uiteindelijk nul. Circulair werken betekent werken zonder afval te produceren en waar mogelijk hergebruik van ‘versleten’ materiaal zoals beton of asfalt zodat minder grondstoffen nodig zijn. Daarbij is een aanpak met transitiepaden geformuleerd om in 2030 deze ambitie gereali- seerd te hebben. Deze transitiepaden zijn voor vier verschillende aspecten uitgewerkt: droog grond- verzet, nat grondverzet (baggeren), wegverhar- ding en kunstwerken. Een transitiepad dat 10 jaar duurt vraagt om een aansprekend beeld om iedereen bij de les te houden. Wat was het doel en hoe gaan we dat bereiken? De gekozen metafoor van een wieler- wedstrijd begint met het startschot: het opnemen van de doelstellingen in projectopdrachten. Ver- volgens stimuleert Rijkswaterstaat kennisontwik- keling om het parcours te vergemakkelijken, helpt de voorlopers door als launching customer op te treden en beloont ze door milieueffecten expliciet mee te nemen in de gunningsprocedure. De volgers in het peloton worden gestimuleerd mee te versnellen door de contracteisen in de loop van 10 jaar verder aan te scherpen. Rijkswaterstaat legt zelf geen wegen en andere infrastructuur aan. Er is daarom expliciet gekozen om het duurzaamheidstransitietraject in te zetten samen met de private sector waarbij RWS de rol van launching customer oppakt. Het ontwikkelen en implementeren van innovaties is voor markt- partijen alleen interessant als ze een garantie hebben voor een zeker volume aan werk. Een grote opdrachtgever als RWS kan door de omvang van zijn projecten daar een sleutelrol in vervullen. Door bij de aanbesteding niet alleen op de prijs te letten maar ook expliciet andere, duurzaamheids- aspecten in de beschouwing mee te nemen krijgen de innovatoren een concurrentievoordeel. Bij de gunning van het project wordt de partij gekozen die het meest gunstige voorstel doet. Maar wat is het meest gunstige voorstel als je meerdere criteria hanteert? De ene aanbieder komt van dichtbij en past standaardasfalt toe, een tweede zit 50 km verderop en doet 50% recycling, en de derde zit 100 km weg en gebruikt lage temperatuurasfalt. En dan is er niet alleen het asfalt maar heeft het project ook nog een viaduct en een fietsbrug. Hoe weeg je dat af? Er wordt gegund op MKI waarde. Daarvoor heeft Rijks- waterstaat Dubocalc ontwikkeld [3]. DuboCalc berekent alle effecten van het materiaal- en ener- gieverbruik van winning tot aan de sloop- en hergebruikfase. Voor de gangbare materialen zijn er standaardwaarden in een database opgenomen. Daarvan mag een inschrijver afwijken maar hij moet dan wel aantonen dat zijn materiaal of werkwijze een gunstiger milieueffect heeft. De spelregels daarvoor zijn vastgelegd door de Stichting Bouw- kwaliteit [4]. De gehele levenscyclus wordt in 11 milieueffecten meegenomen (energie, CO 2, toxiciteit, verzuring, ...) en de uiteindelijk bere- kende milieukosten worden uitgedrukt in de Milieukostenindicator (MKI). Bij de gunning worden op de inschrijfsom (fictieve) kortingen toegepast voor de positieve effecten van risico- management, omgevingsmanagement en voor de MKI waarde. De inschrijver met de laagste fictieve inschrijfsom die overblijft krijgt de opdracht voor het project. Zoals gezegd, Rijkswaterstaat wil ook de rol van launching customer oppakken om de private sector te stimuleren om met innovatieve producten en werkwijzen te komen. Nieuwe producten zitten per definitie niet in de Dubocalc database. Voor deze materialen wordt een MKI bepaald conform de genoemde spelregels van de Stichting Bouw- kwaliteit. Behalve een nieuw product ontwikkelen moet de sector dus ook de milieuconsequenties van dat nieuwe product expliciet maken. Voor geokunststoffen geldt in heel veel gevallen dat zij ‘nieuw’ zijn, in ieder geval vaak niet in de Dubocalc database zitten. Geokunststoffen zijn ‘onbekend’ en duidelijk afwijkend van de traditionele bouw- materialen. Dat leidt tot allerlei vragen: weten we eigenlijk wel voldoende van dit materiaal dat steeds breder wordt toegepast? Het kan zijn dat het per m2 een lage milieu-impact heeft, maar wat gebeurt er na einde levensduur? Verpulvert het niet na 50 jaar en wordt het zwerfafval? Kun je het terugwinnen en hergebruiken of alleen verbranden? In hoeverre dragen geokunststoffen bij aan het verminderen van materiaalgebruik en CO 2-emissies? Omdat de wel aanwezige gegevens over kunststoffen in de Dubocalc database in het algemeen oud zijn wordt er sowieso een marge van 30% op deze getallen gezet. Zo’n ruime marge maakt het lucratiever om te investeren in een levenscyclusanalyse (LCA) en stimuleert de pro- ducent of de branche om met eigen data te komen. In het geval van de geokunststoffen zou de NGO als brancheorganisatie daar een belangrijke rol in kunnen spelen. Figuur 2 – Een transitiepad als wielerwedstrijd. SAMENVATTING Op 21 november 2019 organiseerde de NGO aansluitend aan de Algemene Ledenvergadering een lezingenmiddag waarin een aantal aspecten van het in de civele techniek actuele thema “duurzaamheid” aan de orde kwam: hoe duurzaam is het inbrengen van kunststoffen in de grond en hoe communiceer je daarover, hoe bevordert RWS dat zijn opdrachtnemers bijdragen aan RWS’ duurzaamheidsambities, en hoe gaat een ingenieursbureau de uitdaging van circulair ontwerp aan? Deze drie onderwerpen kwamen in evenzovele voor- drachten aan de orde en leidden tot de nodige discussie met de circa 40 aanwezigen. De derde en laatste inleider van de middag was Wisse ten Bosch van Ingenieursbureau Witte- veen+Bos. Zijn presentatie liet zien hoe een ingenieursbureau het duurzaam-ontwerpproces aanpakt. Om het belang te illustreren van duur- zaamheidsanalyses voor de gww-sector trok Ten Bosch een vergelijking tussen de CO 2-uitstoot (‘footprint’) van InnovA58, de voorgenomen verbreding van de A58 tussen Eindhoven en Breda, en de jaarlijkse CO 2-uitstoot van de Witteveen+ Bos organisatie door verwarming, maar vooral door vervoer. Een dergelijk gww-project zit een orde van grootte hoger – dus hier is wat te verdienen. De eerste boodschap van Ten Bosch was om vanaf de allereerste schets naar duurzaamheid te kijken. In het stadium van de variantkeuze is er uiteraard nog geen detailberekening te maken en alle varianten zijn dan nog bespreekbaar. Bij een eerste inventarisatie wordt snel duidelijk waar de zwaar- tepunten qua duurzaamheidswinst liggen. Per fase in het project is verder in te zoomen. Inmiddels zijn daar ook de nodige instrumenten voor ontwikkeld. In het voortraject is het van belang om de specifieke projectambities te expliciteren aan de hand van de Procesaanpak Duurzaam GWW [5]. Een meer gedetailleerde analyse volgt in een volgend stadium door de CO 2-uitstoot in kaart te brengen. Deze relatief simpele exercitie geeft overzicht waar de grote CO 2-posten zitten. Hij is ook bruikbaar om te monitoren wat het effect is van van maatregelen die in de loop van de tijd genomen worden. Een stap verder is – bij voor- beeld met Dubocalc – het berekenen van de milieu- impact en het vaststellen van een MKI-waarde voor verschillende scenario’s voor een civieltechnisch werk. Ten Bosch gaf als voorbeeld de Croeselaan in Utrecht, waar de inschrijvers op de aanbesteding uitgedaagd werden om een lage milieu-impact te realiseren. Uit de afweging door de aannemer rolde een variant met RAMAC-wegverharding van cementloos beton (met geopolymeren in plaats van cement en een geclaimde 65% minder CO 2-uit- stoot) die zich bovendien gemakkelijk laat verwijderen bij het einde van de levensduur. Als asfalt werd lagetemperatuur epoxybitumenasfalt toegepast. Toevoeging van epoxy zou de levens- duur van het asfalt verdubbelen. Uit de zaal werd geconstateerd dat die levensduur zich nog wel moet bewijzen. Dat geldt natuurlijk voor alle nieuwe technieken en materialen, hun aangegeven levensduren zijn altijd verwachtingen. Dat kwam al eerder aan de orde in de vorige presentatie. Voor de onderbouw van de Croeselaan was Aquaflow gebruikt waarmee waterberging onder de weg werd gerealiseerd en geen regenwaterafvoer nodig was. Door deze manier van afwegen werd niet de goedkoopste variant gekozen maar werd de voorkeur gegeven aan oplossingen met hogere bouwkosten die wel leidden tot “de duurzaamste straat van Nederland”. Een stap verder dan met Dubocalc een MKI te be- rekenen is het uitvoeren van een complete levens- cyclusanalyse (LCA). Bij een serieuze MKI-exercitie gaan aannemers al heel vaak niet meer uit van de standaardwaarden uit Dubocalc maar doen zij zo’n volledige LCA. Dat geeft meer inzicht en leidt in veel gevallen ook tot een gunstiger MKI. Om bij te dragen aan het nationale programma ‘Circulair in 2050’ is het ontwerpproces cruciaal. ‘Circulair ontwerp’ gaat over het maken van keuzes voor de huidige en toekomstige levenscycli en het sluiten van ketens door in het ontwerp afval te benutten als grondstof. Circulair ontwerpen beperkt de uitputting van grondstoffen. Met behulp van mass flow analysis ontstaat inzicht in de transformatie van bouwstoffen, de mogelijkheden voor hergebruik en de verschillen tussen ontwerp- varianten. Als case met geokunststoffen liet Ten Bosch het resultaat zien van berekeningen aan de (mogelijke) verbreding van de A27 bij Amelisweert. Die weg is 30 jaar geleden verdiept aangelegd met een folieconstructie om de grondwaterstand te kunnen beheersen. Verschillende on twerpvarianten – een nieuwe folieconstructie of een diepwandcon- structie – zijn als voorbeeld op hoofdlijnen geana- lyseerd op basis van circulariteit: hoe zit het met het primaire materiaalgebruik, met de hoogwaar- digheid van hergebruik na de levensduur en hoe zit het met de demonteerbaarheid. De diepwand- variant scoorde slechter op MKI-waarde, en de hoeveelheid primair materiaalgebruik was ordes van grootte meer. De afweging is hier nog niet gemaakt nu het project vanwege de stikstof- discussie op ‘hold’ staat. In de discussie bleek wel dat circulariteit maar één overweging is. De om- gevingsbeïnvloeding door bemaling, bij de twee varianten heel verschillend, is geen onderdeel van circulariteit maar wel van duurzaamheid. In de conclusies benadrukte Ten Wisse nog eens dat duurzaamheid in het ontwerp een proces is, geen vinkje dat achteraf nog even op de project- documenten gezet wordt. Daarbij is het ook goed te bedenken dat ook duurzaamheid maar één van de afwegingsaspecten is. Veiligheid, omgevings- management en last but not least: de kosten zijn belangrijke overwegingen. En bedenk altijd dat je ontwerpt voor 50 jaar of langer, dus denk voorbij de huidige norm. In de slotdiscussie met de zaal kwam de prangende vraag naar boven: kunnen we ons dit als maat- schappij allemaal veroorloven? Hoeveel kunnen en willen we uitgeven aan duurzaamheid? Duidelijk was: in elk geval zullen we moeten kijken naar de lange termijn. Als je alleen naar korte termijn kijkt gaan wij de duurzaamheidstransitiedoelen tot 2030 niet halen. [1] Geokunststoffen en het milieu, GeoKunst sept. 2019, p. 46-49 [2] Leidraad GeoCommunicatie, pag 3, GeoImpuls 2015, te downloaden vanaf www.geonet.nl [3] www.dubocalc.nl [4] www.milieudatabase.nl [5] www.duurzaamgww.nl ! 52 GEOKUNST MAART 2020 Figuur 3– De transformatie van bouwstoffen in de mass flow analysis van een bouwproject. Links de ruwe grondstoffen (primair: nieuw gewonnen, recyclaat: bijvoorbeeld betongranulaat). In kolom 2 de materialen die worden gemaakt uit deze grond- stoffen, in kolom 3 de objecten/ elementen zoals ze in het project worden toegepast. Geheel rechts het hergebruik (primair: 1-op-1 hergebruik van materiaal; secundair: laagwaardiger toepassing, bijvoorbeeld het vermalen van beton tot beton- granulaat; product: het hele element wordt hergebruikt, bijvoorbeeld een geluidsscherm) De witte onderbrekingen zijn voor de leesbaarheid. GEOKUNST MAART 2020 Inleiding Op de strekdammen en in de omgeving van het sluizencomplex Krammer zijn 34 windturbines gerealiseerd met een ashoogte van 122 m en een rotordiameter van 115,7 m. Dit park was tijdens de realisatie (2018) al goed voor 200.000.000 kWh (200 GWh) aan windenergie en in 2019 is 330 GWh aan energie geleverd. De doelstellingen uit 2016 (zie www.windparkkrammer.nl/) dat meer dan 100.000 huishoudens van windenergie worden voorzien is in 2019 volledig waargemaakt. Windpark Krammer is innovatief. Een beelddetectie- systeem (DTBird) neemt vogels in de omgeving waar. Als een visarend wordt gespot, dan staan de rotors binnen enkele seconden stil. Als bouwend Nederland kan je natuurlijk niet achterblijven. Een intensieve samenwerking tussen GMB, Voets Gewapende grond, Huesker Synthetic B.V. en GeoTec Solutions (kortweg de bouwers) heeft geleid tot lokale verbreding van de strekdam door middel van een innovatieve bouwmethode. De impact op omgeving, bouwstof- en energiever- bruik is geminimaliseerd. Figuur 1 toont het eindresultaat. Aanbiedingsontwerp van de bouwput Vo o r d e l o k a l e ver b red i n g z i j n d a mw a n d e n n o o d - zakelijk. Stalen damwanden zijn relatief duur en de milieu impact van staalproductie is hoog. Bij de productie van 1000 kg staal komt b.v. 480 kg CO 2vrij. De emissie factor op 1 kWh grijze stroom is 0,648 kg CO 2, grofweg komt bij 1!000 kg staal- productie evenveel CO 2vrij als bij de productie van 750 kWh. Dus elke 1!000 kg minder staal levert een equivalent van 750 kWh aan lagere CO 2pro- ductie op. De gemiddelde energiebehoefte van een gezin in een jaar, geproduceerd met grijze stroom , is equivalent aan de productie van 5000 kg staal, dus circa 40m 2stalen damwand. Een doelstelling in de tenderfase was duidelijk, het verbruik van grondstoffen tot een minimum beperken. De bijdrage van kortere en lichtere damwand profielen is groot. De inbrengdiepte onder de waterbodem is geminimaliseerd. In de fase dat de damwand vrijstaat in het water werden bij geringe waterstandsverschillen al grote horizontale verplaatsingen verwacht. Er is een drainage voorziening getroffen om het water- standsverschil te beperken. De horizontale stabi- liteit in latere fasen is gewaarborgd door de damwanden meervoudig te verankeren met legankers, waarbij het onderste leganker net boven laagwaterniveau is geïnstalleerd. Door de verankering heen is een ring van palen ingeheid voor de fundering van de turbines (zie figuur 2). Er is gekozen voor een damwandverankering van voorgespannen flexibele geogrids. De fundatiepa- len werden voorgeboord (gewoeld) tot onderzijde laagste geogrid en vervolgens ingeheid. Ter compensatie van het verlies in doorsnede zijn geogrids toegepast met een hogere treksterkte. Tijdens de tender is met traditionele damwand- berekeningen de haalbaarheid van een met geogrid verankerde damwand onderzocht. De lengte van de geogrids is van onder naar boven ontworpen, waarbij de effectieve ankerlengte (groen in figuur 3) van een bovenliggend anker start aan het einde van het daaronder liggende anker. Het ankerlichaam van het onderste anker was gepositioneerd buiten de actieve wig, welke conservatief loopt tot de onderzijde van de damwand. Deze benadering resulteerde er wel in dat de bovenste verankeringslaag erg lang wordt. Het risico van onderloopsheid bij vallend water (hoogwater => laagwater) is getackeld door de damwand te perforeren, zodat vallend water niet tot een groot waterstandsverschil over de damwand leidt. Figuur 2 – Bovenaanzicht met de geogrids welke de damwand verankering vormen. Figuur 1 – Windpark Krammer (foto Paul Martens). Ing. Piet van DuijnenGeoTec Solutions Dr. Oliver DetertHUESKER SyntheticGmbH, Duitsland Dr. Arash LavasanHUESKER SyntheticGmbH, Duitsland Dr.-Ing Diethard KönigRuhr-Universität Bochum, Duitsland Raoul Hölter, M.Sc. Ruhr-Universität Bochum, Duitsland Dr. Ir. Suzanne van EekelenDeltares GEOGRID-VERANKERDE DAMWANDEN DEEL 2: FULL SCALE TEST Ir. Joris van den BergHUESKER Synthetic BV 53 Aanbesteding Dat dit systeem economisch en qua milieu impact als winnaar uit de bus komt, was te verwachten maar was gezien de concurrentie geen gelopen race. Technisch gezien moest nog een en ander uitgelegd worden voordat Windpark Krammer met Enercon als penvoerder tot opdrachtverlening over is gegaan. De interactie tussen geogrids en palen is intensief geanalyseerd. Definitief ontwerp van de bouwput Na de euforie van de winst komt de stress van de aantoonbaarheid. Snel werd duidelijk dat het ontwerpen voor een buitenlandse instantie anders is dan gebruikelijk in Nederland. In Duitsland moet ook voor aanvulzand met laboratoriumproeven geotechnische parameters zoals !cvbepaald wor- den. Bij gunstige waarden voert de opdrachtgever zelf schaduwanalyses uit. Voor de geotechnische beschouwing van de inter- actie tussen paalfundering en geogridverankering is een combinatie van 3D en 2D Plaxis EEM analyses uitgevoerd. Een vergelijking tussen de 3D en 2D- analyses, voor een simpele geometrie, gaf een beeld van de modelvereenvoudiging van een 3D probleem naar een 2D-berekeningsmodel. Vervol- gens is met een serie 2D Plaxis berekeningen de interactie tussen de geogrids en de paalfundering geanalyseerd. Nadat het definitief ontwerp was afgerond, is een aanvullende vermoeiingsanalyse van de palen uitgevoerd. De ontwerpanalyses bestonden uit een serie 3D versus 2D analyses voor het bepalen van een correctiefactor voor het 2D-model. Ver volgens zijn voor drie maatgevende situaties Plaxis en D-sheetpiling berekeningen uitgevoerd. De overige bouwputten zijn ontworpen met enkel D-Sheet piling berekeningen. In figuur 2 is het bovenaanzicht van de bouwkuip ter plaatse van de testlocatie gegeven. Kruip Geogrids vervaardigd van polymerisch materiaal, zoals polyester, vertonen onder constante belas- ting kruip. Onder constante belasting verloopt de verlenging logaritmisch, de kruiprek direct na het voorspannen is groot. Figuur 4 geeft de kruiprek weer bij een constante kracht of de afname van de trekkracht bij een constante rek (spanningsrelaxatie). Als een geogrid gedurende 2 minuten wordt voorgespannen op 60 kN/m, is bij constante vervorming (rek) na 1 dag de voor- spanning afgenomen tot 50 kN/m. Op een van de damwandkuipen is een proefbelas- ting uitgevoerd waarbij de rekken in de geogrids, de verplaatsingen van de damwand, de zetting van de proefbelasting en de totale kracht in een ankerlaag zijn gemeten. Belasting Figuur 5 geeft een overzicht van de belasting. De fundering had een oppervlakte van 3 x 6 m 2, waarop een belastingsplatform met overstek (8 x 5 m2) is gemaakt. De totale verticale belasting is circa 150 ton, zijnde 82 kN/m 2. Meetopstelling Er is gekozen voor redundantie in de meetopstel- ling. De lokale rekken in de geogrids zijn gemeten door de verschilverplaatsingen over een korte afstand (Glötzl). De (verandering in) afstand tussen Figuur 3 – Schatting benodigde lengte geogrids. 54 GEOKUNST MAART 2020 Bij de aanleg van Windpark Krammer zijn de strekwanden rondom het sluizen- complex verbreed door gebruik te maken van met geogrids verankerde damwanden. Ter plaatse van een van de windturbines is een drievoudig met geogrid verankerde damwand proefbelast. De gemeten ankerkrachten in de geogrids en de verplaatsingen van de damwand zijn kleiner dan vooraf werd verwacht. Naar aanleiding van de metingen worden in het laboratorium van Deltares modelproeven uitgevoerd. In dit artikel wordt de uitgevoerde proef geanalyseerd met een 2D analyse. Op basis daarvan worden handreikingen gegeven over de ontwerpaspecten van een met geogrids verankerde damwand. SAMENVATTING Figuur 4 – Kruip bij constante spanning en spannings- relaxatie bij een opgelegde constante rek. Figuur 5 – Proefbelasting, belastingoppervlak is 3 x 6 m 2, oppervlakte bigbags = 5 x 8 m 2. 55 GEOKUNST MAART 2020 5 gefixeerde punten op het geogrid en de voor- zijde van de damwanden zijn gemeten met een systeem van mantelbuizen en trekstangen. Dit meetsysteem werkt qua principe hetzelfde als de versnellingskabel bij een fiets. De verplaatsingen van de damwand zijn gemeten met een total station en spiegels op 2 verschillende niveaus. De totale trekkracht in een anker zijn gemeten met 4 krachtopnemers tussen de verdeelplaat en de damwand. Als laatste zijn de zettingen van het belastingplateau gemeten. De metingen zijn terug te vinden in [Springher]. Figuur 6 geeft de gemeten ankerkrachten. De spanningsrelaxatie in het geogrid is duidelijk waarneembaar (zie ook figuur 4) . Opmerkelijk is de toename in ankerkracht bij het wegnemen van de belastingen. Dit kan alleen als de afstand tussen horizontale buis waarom het geogrids is geslagen en damwand korter wordt. In de Plaxis berekening neemt de trekkracht ook toe van 37 kN/m met testload naar 39 kN/m zonder testload. Postdictie analyses De gemeten verplaatsingen van de damwand zijn enkele millimeters. Het aanbrengen van de boven- belasting had geen enkele invloed op de gemeten ankerkrachten. Op basis van de vooraf uitgevoerde ontwerpberekeningen was wel een verhoging van de ankerkrachten verwacht. Door [Springher] is een proefschrift opgesteld waarbij de metingen zijn geanalyseerd en met een 2D Plaxis EEM-model de resultaten van postdictie analyses zijn gerap- porteerd. Dit EEM-model is op enkele punten aangepast. De belangrijkste aanpassingen zijn: 1. In het oorspronkelijke model had de interactie tussen geogrid en aanvulzand een cohesie van circa 5 kN/m 2. Deze cohesie is verlaagd naar 0 kN/m 2. 2. In het oorspronkelijke model werd in 1 bereke- ningstap gelijktijdig een uniforme bovenbelasting (simulatie verdichting) verwijderd en gelijktijdig de testbelasting aangebracht. Hierdoor werd een rotatie van de testbelasting berekend welke afw e e k van de gemeten zettingen. Er is een extra bereke- ningsfase toegevoegd waarin eerst de uniforme bovenbelasting is verwijderd en in een volgende berekeningsstap de proefbelasting is aangebracht. 3. De uniforme bovenbelasting voor het simuleren van de verdichting is vervangen door een boven- belasting van 2 m breed. De positie van deze belas- ting is gevarieerd, zodat uiteindelijk het hele maaiveld belast is geweest. In [Detert] zijn 9 onderzoeksvragen gedefinieerd. Enkele van deze onderzoeksvragen zijn ook van toepassing voor Windpark Krammer. Ingegaan wordt op de vragen 4 en 6 en deels op vraag 1. Vraag 4: Wat is de invloed van de geogrid-ankers op de horizontale belasting op de damwand? De verankering heeft op 2 manieren invloed op de horizontale belasting tegen de damwand: 4a) De 3 verankeringsniveaus, met in totaal 6 lagen geogrids, doorsnijden de actieve grondwig. Dit beïnvloedt mogelijk de vorm van de actieve wig en daarmee de horizontale belasting op de damwand. 4b) De damwand is via stalen beugels verbonden met een horizontale buis ø156 mm. Om de buis wordt een geogrid dubbel geslagen. De buis neemt een deel van de horizontale belasting op, de achterliggende damwand ligt in de schaduw van de buis. Dit effect wordt mogelijk verstrekt doordat tussen de buizen boog- werking ontstaat. In figuur 7 is de berekende horizontale korrel- spanning op de damwand, voor het verdichten, na Figuur 9 – Tr e k k r a c h t i n d e i n d i v i d u e l e g e o g r i d s (stippellijn is bovenste geogrid, getrokken lijn is onderste geogrid) van één anker. Figuur 7 – Horizontale effectieve korrelspanning tegen de damwand. Figuur 6 – Gemeten ankerkrachten. Figuur 8 – Geïntegreerde horizontale spanningen (maaiveld tot NAP +0,5 m). het verdichten, tijdens de proefbelasting en na het verwijderen van de proefbelasting getekend. De rode lijn geeft de horizontale korrelspanning voor de testbelasting met Msf = 1,87. Achter de buizen (zwarte stippen) is een duidelijke reductie van de horizontale effectieve spanning te zien. Om het effect op verschillende afstanden van de damwand te analyseren is de gronddruk uit figuur 7 berekend als functie van de afstand tot de damwand. De horizontale korrelspanningen zijn vervolgens tussen maaiveld tot NAP +0,5 m geïn- tegreerd tot een horizontale kracht per strekkende meter. Figuur 8 geeft deze horizontale kracht voor verschillende afstanden van de damwand. Vlak bij de damwand is de totale belasting redelijk constant. Voor en na het aanbrengen van de testbelasting is de horizontale effectieve belasting tussen maaiveld tot NAP +0,5 m circa 65 kN/m. Tijdens de belastingfase neemt de belasting met 10% toe tot 72 kN/m 2. Eenzelfde figuur is gemaakt voor de horizontale belasting tussen maaiveld tot NAP-1 m. De horizontale belasting voor de proef- belasting is 90 kN/m, tijdens het proefbelasting 118 kN/m (toename 30%) en na het proef- belasten 114 kN/m. Het mogelijk ontstaan van boogwerking is onder- zocht door de richtingen van de hoofdspanningen en het verloop van de te analyseren. Er was geen duidelijk patroon herkenbaar dat gewelfwerking al dan niet bevestigt. Conclusie: Uit figuur 7 en 8 blijkt duidelijk dat de horizontale buis de horizontale belasting tegen de damwand verlaagt. De grootte van de reductie is niet eenduidig bepaald, daarvoor dienen aanvullende analyses te worden uitgevoerd. Vraag 6: Welke sterkte moeten de geogrids hebben? Elk anker bestaat uit twee lagen geogrid die om een buis zijn geslagen. Een subvraag van de benodigde sterkte is de vraag: Werken de twee geogrids samen? In figuur 9 is de berekende trek- kracht in de individuele geogrids van de drie ankers weergegeven. Het verloop van de berekende trek- kracht in het bovenste geogrid is nagenoeg gelijk aan de trekkracht in het onderste geogrid van een anker. Conclusie: De twee geogridlagen van één anker werken perfect samen. De treksterkte en stijfheid is de som van de 2 geogrids van 1 ankerniveau. Vraag 1: Hoe beïnvloedt de lengte van de geogrid de actieve zone? De geogrid moet lang genoeg zijn om de belasting behoorlijk te kunnen overdragen op de grond, zonder risico van het uit de grond trekken van het geogrid. Hierbij moeten minimaal twee subvragen worden beantwoord: 1a) Waar draagt het geogrid de trekkracht over aan de grond? 1b) Wordt aan beide zijden of aan één zijde van een geogrid wrijving gemobiliseerd? Vraag 1a lijkt voor een enkele anker laag eenvoudig te beantwoorden. Het is logisch dat buiten de actieve wig wrijving kan worden gemobiliseerd. Maar hoe zit het met twee of meer ankerniveaus op korte afstand van elkaar? Het ontwerpuitgangs- punt is dat een bovenliggend anker pas effectief kracht overdraagt aan de ondergrond aan het einde van een onderliggend anker, zie figuur 2. In figuur 10 is de berekende trekkracht in de geogrids weergegeven voor de drie ankerniveaus. Figuur 9 geeft het verloop van dezelfde trekkracht weer op een leesbare schaal. De trekkrachten zijn weer- gegeven na het uitvoeren van een phi-c reductie analyse (Msf=1,87). De oorsprong van het actieve glijvlak is aangenomen in de dwarskrachten nulpunt. Vo o r h e t o n d e r s t e a n ker n ivea u i s d e a f n a m e v a n d e trekkracht buiten het actieve glijvlak groot. Binnen de actieve wig lijkt de trekkracht redelijk constant. Voor het middelste anker is de afname buiten het actieve glijvlak gering De afname gaat veel sneller vanaf de achterzijde van het onderliggende anker. Voor het bovenste anker geldt hetzelfde als voor het middelste anker. Tot de achterzijde van het middelste anker is een geringe afname in trekkracht in het bovenste anker beperkt, vanaf de achterzijde van het middelste anker wordt in het bovenste anker de meeste kracht afgedragen. Bij het bovenste anker wordt binnen de actieve glijvlak wel degelijk wrijving gemobiliseerd. Dit is het beste te zien in figuur 9, waarbij op korte afstand van de damwand de trekkracht in een geogrid afneemt van circa 44 kN/m naar circa 30 kN/m op circa 3 m afstand. Conclusie: De ontwerpaanname voor het onderste anker dat de belasting buiten de actieve glijvlak wordt overgedragen is correct. Dat voor de boven- liggende ankers de belasting pas wordt overgedragen vanaf de achterzijde van een onderliggend anker lijkt deels waar. Een klein deel van de ankerkracht wordt al afgedragen buiten het actieve glijvlak. Waarschijnlijk heeft de onderlinge afstand tussen de ankers en de diepte ten opzichte van maaiveld een grote invloed. Wel lijkt het duidelijk dat het ontwerpuitgangspunt voor analytische berekeningen een veilige aanname lijkt. 56 GEOKUNST MAART 2020 Figuur 10 – Berekende verloop in de ankerkrachten, Msf = 1,87. Figuur 11 – Tr e k k r a c h t e n gemobiliseerde wrijving anker 3 van beide geogrids. 57 GEOKUNST MAART 2020 Vraag 1b) Wordt aan één of aan twee zijden wrijving gemobiliseerd? Deze vraag is beantwoord door heel gedetailleerd de wrijving tussen de individuele lagen van het bovenste anker te beschouwen. Figuur 11 geeft de trekkracht weer in de beide individuele geogrid lagen (dunne rode lijnen) en de gesommeerde trekkracht (dikke rode lijn). De dikke groene lijn geeft de gemobiliseerde wrijving weer langs de onderzijde van het onderste geogrid. Vanaf de achterzijde van het anker (18 m vanaf de damwand) tot circa 13 m vanaf de damwand is de gemobili- seerde wrijving aan de onderzijde van het onderste geogrid gelijk aan de totale trekkracht. Ook is de ontwikkelde wrijving aan de onderzijde van het bovenste geogrid gelijk aan de trekkracht in het bovenste geogrid. Verder is de wrijving aan de onderzijde van het bovenste geogrid gelijk aan de wrijving aan de bovenzijde van het onderste geogrid. (dunne groene lijn versus dikke blauw gestippelde lijn). Er wordt dus effectief slechts aan één zijde wrijving ontwikkeld. Conclusie: Voor de bepaling van de effectieve ankerlengte wordt alleen aan de onderzijde van het anker wrijving gemobiliseerd. Conclusie Duidelijk is dat een met geogrid verankerde damwand nog voldoende geheimen met zich meedraagt en dat het ontwerpen van een derge- lijke constructie uitdagend is. Op basis van de beschreven praktijktest en analyses zijn de volgende conclusies te trekken: 1.De geogridverankering lijkt de horizontale belasting tegen de damwand te verlagen. Dit effect is alleen waarneembaar rondom de ankers, achter de horizontale buizen. De horizontale belasting wordt dan door de buizen opgenomen en zo overgebracht op het geogrid. Voor het ontwerp van het geogrid maakt dit dus geen verschil, hooguit voor het ontwerp van de dam- wand die een iets lagere belasting zou krijgen. 2. Voor de bepaling van de trekkracht en de axiale stijfheid werken beide geogrids samen, 1+1 =2. Indien in een berekeningsmodel een ankerlaag met één geogrid wordt gemodelleerd, is de stijfheid en sterkte gelijk aan de som van beide geogrids. 3.De effectieve ankerlengte van het onderste anker begint net buiten het actieve glijvlak. De effectieve lengte van bovenliggende ankers begint aan de achterkant van een onderliggend geogrid. Ook bij bovenliggende geogrids wordt buiten de het actieve glijvlak al wrijving ontwik- keld. Deze wrijving is echter relatief beperkt en waarschijnlijk sterk afhankelijk van de geometrie en dient bij analytische analyses niet te worden meegenomen. 4. Het grootste deel van de ankerkracht (circa 80%) wordt opgenomen door alleen wrijving aan de onderzijde van een anker. Wrijving aan de boven- zijde is er wel, maar draagt slecht in geringe mate bij. Vooralsnog wordt aanbevolen alleen aan de onderzijde rekening te houden met wrijving. Dankwoord De proef te Krammer is mogelijk gemaakt door GmbH, Gebr. De Koning, Voets Gewapende Grond, Huesker Synthetic gmbh, Inpijn en Blokpoel, Ruhr-Universität Bochum en GeoTec Solutions. Bij de analyse van de resultaten is veel werk verzet door Ruhr-Universität Bochum, Duitsland. Extra sponsoring van TKI-PPS (Ministerie van Economische zaken) en Deltares heeft het mogelijk gemaakt in het laboratorium met schaalmodellen het gedrag nader te analyseren. Referenties - Detert, Oliver en anderen, GeoGrid-verankerde damwanden Deel 1: Voorbeeld projecten en onder- zoeksopzet. Geotechniek, jaargang 23, nummer 4 november 2019. - Spingher, Suleiman Modellvalidierung einer mit Geogittern rückverankerten Arbeitsplattform zum Bau von Offshore-Windenergie Anlagen, 28.09.2018, Suleiman Spingher Masterarbeit Ruhr Universität Bochum. ! STERK, ROBUUST EN KOSTENEFFICIËNT Secugrid® HS Geogrid met hoge treksterkte Toepassingen: • Ophogingen op slappe ondergrond • Gewapende matras voor o.a. paalmatrassytemen • Voorkomen van ongelijkmatige zettingen door aardverschuivingen en ondergrond instabiliteit Voordelen: • Kortere bouwtijd door snellere consolidatie • Kostenbesparend door optimalisering van het paalstramien • Vergroting van de verkeersveiligheid NAUE GmbH & Co. KG Duitsland Te l . : + 4 9 5 7 4 3 4 1 - 0 info@naue.com - www.naue.com Inleiding Gebouwen met een hoogte van meer dan 100m worden steeds vaker gerealiseerd. Dergelijke hoogbouw wordt meestal op palen gefundeerd met een paalpuntniveau in een draagkrachtige zandlaag. In het westen van het land zijn dit door- gaans de Pleistocene afzettingen op een diepte van orde NAP -25 m. Onder het funderingsniveau worden vaak nog samendrukbare lagen aangetrof- fen. Onder invloed van de permanent aanwezige hoge funderingsdruk ten gevolge van het eigen gewicht moet rekening worden gehouden met samendrukking van deze lagen en zakking van de hoogbouw. Met betrekking tot hoogbouw in Rotterdam heeft Hannink [1] voor een tiental gebouwen een mooi overzicht van het vraagstuk gegeven. Hannink komt tot de conclusie dat de belastingtoename in de ondergrond voldoende nauwkeurig kan worden berekend maar dat er onvoldoende meetdata voorhanden zijn om het tijdsafhankelijke zakkingsgedrag te toetsen. In het kader van een afstudeeronderzoek voor de Hogeschool Rotterdam is gekeken of satellietdata gebruikt kunnen worden voor het bepalen van de trend van de zetting van hoogbouw en hiermee het ontbrekende puzzelstukje in het zettingsmodel kan worden ingevuld. Satellietdata - InSAR Sinds 1992 zijn er satellieten in de lucht welke, gebruikmakend van een techniek genaamd InSAR, beelden van de aarde maken. Deze beelden kunnen voor verschillende doeleinden gebruikt worden. Monitoren van zettingen van gebouwen is hier één van. Het verwerken van de ruwe satellietdata naar bruikbare en bewerkbare gegevens is een speci- fieke en tijdrovende klus. Wanneer er voldoende data is verkregen kunnen van objecten verticale verplaatsingen bepaald worden, welke worden weergegeven zoals in figuur 1. InSAR staat voor Interferometric Synthetic Aperture Radar. Vanaf een satelliet worden er radargolven uitgezonden naar de aarde. Na weerkaatsing op aarde wordt deze straling vervolgens opgevangen door dezelfde satelliet. De opgevangen radar- golven bevatten een amplitude en een fase. De amplitude van de straling geeft een 2D-beeld. De fase van de straling geeft een fasebeeld. Door twee fasebeelden met elkaar te vergelijken kan er een interferogram gemaakt worden. Deze stappen zijn visueel weergegeven in figuur 2, 3 en 4. Door interferogrammen te vergelijken kunnen terugkerende punten gevonden worden, zoge- noemde coherente verstrooiers. Doordat het fase- verschil bekend is, kan voor ieder punt de verticale verplaatsing worden berekend. De hoek waar- onder de satelliet radarsignaal uitzendt is bekend, waaruit met de stelling van Pythagoras de verticale verplaatsingen worden berekend. Met deze methode is een nauwkeurigheid van 1 tot 2 milli- meter te behalen. De exacte hoogtebepaling volgt niet uit het vergelijken van de interferogrammen en verschilt per methode. Bij hogeresolutiedata ligt de nauwkeurigheid van de absolute hoogte- bepaling in de orde van 1 à 1,5 m en in het horizon- tale vlak in de orde van 1 à 2 m [2]. Iedere passage van een satelliet levert een inter- ferogram op. Belangrijk is dat objecten bij iedere passage in dezelfde staat aanwezig zijn. Wanneer dit niet het geval is zal het object uit de data worden gefilterd. Voorbeelden zijn een gepar- keerde auto welke niet iedere passage op dezelfde plaats staat, een boom waarvan de takken en bladeren door de wind veel bewegen maar ook een gebouw welke in de steigers wordt gezet. In figuur 5 is weergegeven hoe bij verschillende objecten de straling reflecteert. Een satelliet heeft een bepaalde baan rond de aarde. Door de beweging van de satelliet ten opzichte van het roteren van de aarde kan een bepaald punt vanaf twee verschillende invalshoe- ken bekeken worden. Er wordt onderscheid gemaakt tussen een klimmende en dalende baan. 28 GEOTECHNIEK MAART 2020 EVALUATIE EN VOORSPELLEN ZETTINGEN HOOGBOUW OP BASIS VAN SATELLIETDATA Figuur 1 – Data voor een gevonden punt op het World Port Centre in Rotterdam. Figuur 2 – Radargolf interpretatie. Ing. W.R. WiersemaHogeschool Rotterdam / Dura Vermeer Ir. F.J.M. HoefslootFugro SAMENVATTING 29 GEOTECHNIEK MAART 2020 Bij een klimmende baan (ascending) beweegt de satelliet vanaf de evenaar naar de Noordpool. In de dalende baan van de satelliet (descending) beweegt deze vanaf de Noordpool naar de evenaar. Door het vergelijken van ascending en descending satellietdata kan de oost-west verplaatsing van een punt worden waargenomen. De faseverande- ring van het signaal wordt vertaald naar een verti- cale verplaatsing. Wanneer een punt een kleine horizontale verplaatsing richting het oosten onder- vindt zal de satelliet in een descending baan een verkorting van de fase waarnemen. De satelliet zal vervolgens in de ascending baan een verlenging van de fase waarnemen. Deze verlenging en verkorting wordt in de bewerking van de data vervolgens vertaald naar een verticale verplaat- sing: een verplaatsing omhoog voor de verkorting van de fase en een verplaatsing omlaag voor de verlenging van de fase. Op veel gebouwen is een zettingsverloop zichtbaar welke gemiddeld een neerwaartse trend hebben. Deze trend duidt op zakking van het gebouw. Naast de trend is een ander fenomeen zichtbaar in de metingen. In figuur 6 is het zettingsverloop op een gebouw zichtbaar, gemeten met de TerraSAR-X satelliet in de descending baan. Naast het lineaire verloop van -0,7 mm per jaar is in deze reeks metingen een sinusvormig verloop zichtbaar. Wanneer naar de toppen van de sinusoïde wordt gekeken kan worden opgemaakt dat deze zich in de warmere periode van het jaar bevinden, en de dalen in de koudere periode van het jaar (zomer/winter). Dit effect kan toegeschreven worden aan het uitzetten van materiaal bij hogere temperaturen. Het tegenovergestelde effect is zichtbaar in figuur 7. Deze figuur geeft de verticale verplaatsing van een punt weer welke laag ligt, gemeten door dezelfde satelliet in de descending baan. In dit geval ligt het punt 1,05 meter onder het referen- tievlak; de locatie betreft een verdiept aangelegde weg. Te zien is dat de toppen van de sinusoïde in de koude periode van het jaar optreden en de dalen in de warme periode van het jaar. Een theorie welke dit gedrag verklaart is de invloed van de Figuur 3 – Interferogram volgt uit de vergelijking van twee fasebeelden. Figuur 4 – Interpretatie vervorming. Figuur 5 – Reflectie op verschillende objecten. Figuur 6 – Ver t icale verplaatsing volgens InSAR van een punt op een gebouw. Figuur 7 – Ver t icale verplaatsing volgens InSAR van een punt op een gebouw. Hoogbouw in het westen van het land is onderhevig aan zetting ten gevolge van samendrukking van diepgelegen cohesieve lagen. De grootte van de samendrukking en kruipvervorming is afhankelijk van de belastingtoename in de samendrukbare lagen die wordt bepaald door gebouwafmetingen, permanente belasting en funderingsniveau. Daarnaast zijn de eigenschappen van de samendrukbare lagen van belang. Een grote onzekerheid vormt hierin de grensspanning of initiële kruipreksnelheid van deze lagen. Op basis van InSAR-satellietdata van bestaande hoogbouw kan de huidige zettingssnelheid worden gemeten en is een goede schatting mogelijk van met name de grensspanning in de samendrukbare lagen die leidt tot de waargenomen zettingssnelheid. grondwaterstand welke in de winter hoger staat dan in de zomer. Beschrijving voorspellingsmodel De bepaling van de samendrukking van diepgele- gen cohesieve lagen begint met de bepaling van de belastingtoename in deze lagen. De permanente belasting grijpt aan op paalpuntniveau of iets hoger over het oppervlak van de paalfundering. Door het in rekening brengen van belasting- spreiding kan de spanningstoename in de samen- drukbare laag worden bepaald. Vervolgens wordt een samendrukkingsmodel en een consolidatie- model gekozen. De voorkeur gaat hierbij uit naar een isotachensamendrukkingsmodel zoals het NEN-Bjerrumisotachen- of het A,B,C-isotachen- model. Beide modellen presteren beter bij een geringe belastingverhoging, mits een realistische initiële kruipreksnelheid wordt gehanteerd, in vergelijking tot het in Nederland veelgebruikte Koppejanmodel. De samendrukkingsparameters kunnen uit een 7-traps samendrukkingsproef of een CRS-test (Constant Rate of Strain) worden bepaald. De grensspanning, OCR of initiële kruip- reksnelheid kunnen geijkt worden aan satelliet- waarnemingen waarmee de betrouwbaarheid van de voorspelling wordt vergroot. Daarnaast is een consolidatiemodel nodig voor de beschrijving van de afname van wateroverspanningen ten gevolge van de belastingverhoging. Zowel het NEN-Bjerrumisotachenmodel, het A,B,C-isota- chenmodel als verschillende consolidatiemodellen zijn beschikbaar in de software D-Settlement. Case study In het onderzoek is een case-study uitgevoerd naar het zakkingsgedrag van een drietal gebouwen op de Kop van Zuid (figuur 8). Het betreft het World Port Centre, Montevideo en New Orleans. Alge- mene geschatte gegevens van de gebouwen zijn gegeven in tabel 1. Vo or het onder zoek is door Sk yGeo satellietdata (TerraSAR-X high resolution) beschikbaar gesteld voor de gebouwen op de Kop van Zuid in Rotterdam over de periode april 2009 tot september 2014. Het World Port Centre en de Montevideo zijn opgeleverd vóór het begin van de meetperiode, 2009. Ondanks dat de New Orleans in 2009 nog niet opgeleverd was, zijn er voldoende punten op dit gebouw beschikbaar waar de zakkingstrend uit de satellietdata afgeleid kan worden. De meet- reeksen zijn in figuur 9 t/m figuur 11 gegeven. De positie van de meetpunten hebben betrekking op de omtrek van de gebouwen hetgeen door de 3D-presentatie van de ondergrond vertekend is. De gepresenteerde metingen betreffen karakteris- tieke punten, zonder da t een statistische analyse is uitgevoerd en laten een duidelijk verschil in zakkingstrend zien variërend van 0,6 mm/jaar voor het World Port Centre, 2,1 mm/jaar voor Monte- video en 4,4 mm/jaar voor New Orleans. Figuur 8 – Hoogbouw Kop van Zuid Rotterdam. Figuur 9 – Zakkingstrend hoogbouw World Port Centre. Figuur 10 – Zakkingstrend hoogbouw Montevideo. 30 GEOTECHNIEK MAART 2020 Ta bel 1 - Gegevens gebouwen Gebouw Oplevering Hoogte Lengte Breedte Paalpuntniveau Belasting 1 [m] [m] [m] [m+NAP] [kPa] World Por t Centre 2001 123 50 34 -22 336 Montevideo 19-12-2005 152 30 26 -22 645 New Orleans 16-11-2010 158 30 30 -22 660 1 To t a l e g e b o u w b e l a s t i n g o p p a a l f u n d e r i n g Figuur 11 – Zakkingstrend hoogbouw New Orleans. Voor de grondopbouw ter plaatse van de drie torens op de Kop van Zuid zijn de gegevens van het gebouw “De Rotterdam” gehanteerd. Hier heeft Fugro tot grote diepte grondonderzoek uitgevoerd, grondmonsters gestoken en laborato- riumproeven uitgevoerd. Een karakteristieke sondering is gegeven in figuur 12. Onder de Pleistocene funderingslaag, beginnend op NAP -17 m, komen tot een diepte van NAP -55 m drie kleilagen voor met een totale dikte van 11,5 m. De kleilagen zijn schematisch in groen weergegeven evenals de dikte van de lagen. De samendrukkingsparameters, geldig voor alle Pleistocene kleilagen op deze locatie, zijn afgeleid uit de uitgevoerde samendrukkingsproeven voor het project “De Rotterdam” (Fugro-archief). Er is gekozen voor het NEN-Bjerrumisotachenmodel met: - CR, Compression Ratio = 0,100 - RR, Recompression Ratio, RR = CR/8 = 0,0125 - C !, Secondary Compression Coefficient, C!= CR/20 = 0,0050 - OCR, Over Consolidation Ratio = 2,0 In het isotachenmodel bepaalt de OCR de initiële kruipreksnelheid ( ), dus zonder belastingtoe- name, volgens onderstaande relatie: Invullen van bovenstaande parameters geeft een initiële kruipreksnelheid gelijk aan 1,2·10 -8/dag. Bij een laagdikte van de samendrukbare Pleisto- cene lagen van 11,5 m komt dit overeen met een achtergrondzetting van 0,050 mm/jaar. De zettingsberekeningen zijn in D-Settlement [3] 31 GEOTECHNIEK MAART 2020 Figuur 12 – Karakteristieke bodemopbouw Kop van Zuid. Figuur 13 – Geijkte en originele parameterset in relatie tot InSAR-data, WPC. Figuur 14 – Geijkte en originele parameterset in relatie tot InSAR-data, Montevideo. Figuur 15 – Geijkte en originele parameterset in relatie tot InSAR-data, New Orleans. Figuur 16 – Zakkingsverloop geijkte tegenover originele parameterset, WPC. Figuur 17 – Zakkingsverloop geijkte tegenover originele parameterset, Montevideo. Figuur 18 – Zakkingsverloop geijkte tegenover originele parameterset, New Orleans. uitgevoerd met de belastinggegevens volgens tabel 1 (gelijkmatig verdeeld op paalpuntniveau), fictieve start bouw 24 maanden voor oplevering, grondopbouw volgens figuur 12, zettingspara-meters zoals hierboven gegeven en een consolidatiemodel volgens Terzaghi met een consolidatie-coëfficiënt van 4·10 -7m2/s. De resultaten hebben betrekking op een verticaal door het midden van de gebouwbelasting. Ver volgens zijn de zet tingsparameters zodanig aangepast dat er een goede overeenkomst met de satellietdata is. Dit heeft geleid tot dezelfde NEN-Bjerrumparameterset voor alle drie de gebouwen met verhoging van de OCR van 2,0 naar 2,25. Bij deze gewijzigde OCR is de initiële kruiprek-snelheid gelijk aan 1,5·10 -9/dag, overeenkomend met een aanzienlijk kleinere achtergrond- zetting van 0,006 mm/jaar. In figuur 13 t/m 15 zijn grafieken gegeven van de gebouwzakking versus datum volgens de InSAR-data, de originele parameterset (Ref) en de geijkte parameterset (Fit). Geconcludeerd wordt dat de zakkings- berekening op basis van de geijkte parameterset, die voor alle drie de gebouwen gelijk is, goed overeenkomt met de meetdata. Tevens is in figuur 16 t/m 18 het berekende zakkingsverloop van de drie gebouwen gegeven vanaf bouw tot heden met de originele parameter- set, de geijkte parameterset en de satellietdata. Opgemerkt wordt dat aan de satellietdata een offset is toegevoegd teneinde aan te sluiten op de gebouw-zakking op het moment dat de meetreeks begint. Conclusie De voorspelling van het zakkingsgedrag van hoogbouw is aan onzeker- heid onderhevig. Dit geldt met name voor de initiële kruipreksnelheid (achtergrondzetting) van de samendrukbare lagen onder paalpunt- niveau. Deze kruipreksnelheid wordt in grote mate bepaald door de OCR die met geringe betrouwbaarheid uit samendrukkingsproeven kan worden bepaald. Dit wordt mede veroorzaakt door het feit dat de OCR in het isotachenmodel niet alleen iets zegt over het in het verleden opgetreden spanningsniveau maar ook wordt bepaald door de ouder- dom van de afzetting en de periode waarover kruip reeds heeft plaats- gevonden. De TerraSAR-X satelliet geeft hoogwaardige InSAR-data waaruit de zakkingstrend van hoogbouw over de betreffende meetperiode kan worden afgeleid. In het NEN-Bjerrumisotachenmodel is de over-consolidatiegraad (OCR) geijkt op satellietdata, zodanig dat de trend van de zakking gedurende de meetperiode overeenkomt met de berekende trend in dezelfde periode. Voor drie verschillende gebouwen op de Kop van Zuid in Rotterdam heeft dit geleid tot één aangepaste parameterset ondanks relatief grote onderlinge verschillen in belasting en opleverdatum met sterk verschillende momentane zakkingssnelheid (van 0,6 tot 4,4 mm/jaar) tot gevolg. Op basis van ijking van het NEN-Bjerrumisotachenmodel aan satelliet- data van nabijgelegen hoogbouw kan de betrouwbaarheid van toekom- stige zakkingsberekeningen aanzienlijk worden verbeterd. Dankwoord De satelietdata zijn beschikbaar gesteld door SkyGeo (015-8200225). Wij zijn daarvoor Martijn Houtepen bijzonder dankbaar. Literatuur 1. Hannink, G., 1994. Settlement of High-Rise Buildings in Rotterdam, XIII ICSMFE 1994, New Dehli, India 2. https://www.skygeo.com/insar-technical-background/ 3. D-Settlement Version 19.1 User Manual, Deltares ! GEOTECHNIEK 32 MAART 2020 Are you looking for a new challenge in an innovative professional environment? Do you want to work with motivated colleagues from all over the world? At Fugro, we are proud to deliver geo-intelligence and asset integrity solutions that contribute to a safe and liveable world. Fugro is an international organisation with many career opportunities in the Netherlands and abroad. For more information, please visit our website: https://www.fugro.com/careers Fugro www.fugro.com Are you looking for a new challenge in an innovative professional environment? Do you want to work with motivated colleagues from all over the world? At Fugro, we are proud to deliver geo-intelligence and asset integrity solutions that contribute to a safe and Are you looking for a new challenge in an innovative professional environment? Do you want to work with motivated colleagues from all over the world? At Fugro, we are proud to deliver geo-intelligence and asset integrity solutions that contribute to a safe and liveable world. Fugro is an international organisation with many career opportunities in the Netherlands and abroad. mation, please e infor For mor e: ebsit visit our w https://www.fugro.com/careers Fugro is an international organisation with many career opportunities in the Netherlands and abroad. mation, please https://www.fugro.com/careers https://www.fugro.com/careers Fugro www.fugro.com https://www.fugro.com/careers 42 GEOTECHNIEK MAART 2020 Inleiding In 1991 werden de eerste versies van de geotech- nische normen NEN 6740 (algemene basisregels) en NEN 6743 (paalfunderingen) uitgebracht en daarmee was de ontwerpwijze van nieuwe paal- funderingen in Nederland voor het eerst wettelijk vastgelegd. Vóór 1991 kunnen wat betreft het ont- werpen van paalfunderingen globaal 2 perioden worden onderscheiden: -De empirische periode : Ongeveer tot 1952 werden paalfunderingen op basis van ervaring ontworpen. Het gaat hier vooral om houten paal- funderingen. Hiervoor werd geen grondonderzoek uitgevoerd. De benodigde lengte en de draag- kracht van de palen werd vastgesteld op basis van lokale ervaring en het heien van proefpalen; - De beginperiode van berekeningen : Vanaf 1952 werden paalfunderingen in toenemende mate ontworpen op basis van berekeningen. De beno- digde lengte, diameter en draagkracht van de palen werden berekend op basis van de resultaten van sonderingen. Uit technisch oogpunt is het belangrijk om de kwaliteit en gebruiksmogelijkheden van oudere paalfunderingen goed te kunnen beoordelen. In september 2012 verscheen daarvoor de eerste F3O/CURNET/SBR richtlijn “Onderzoek en beoor- deling van houten paalfunderingen onder gebou- wen”. Deze richtlijn gaat uit van een pragmatische onderzoekswijze die gericht is op het aantonen van bewezen sterkte van de fundering. De vigerende versie van deze richtlijn dateert van oktober 2016. Daarnaast is in september 2018 de norm NEN 8707 verschenen betreffende het beoordelen van bestaande geotechnische constructies in het algemeen. Deze norm is nog niet gekoppeld aan het Bouwbesluit (wordt waarschijnlijk 1 januari 2021). Dit artikel heeft als doel om inzicht te geven in het ontwerpen van paalfunderingen ten tijde van: DE EMPIRISCHE PERIODE TOT 1952 De oudste houten paalfunderingen Vanaf de 15e eeuw werden voor stenen huizen in toenemende mate houten paalfunderingen toe- gepast in de veengebieden van noordwest Neder- land. Aanvankelijk waren dit relatief korte kleefpalen. Over Amsterdam is bekend dat het ONTWERP EN UITVOERING VAN PAALFUNDERINGEN TOT 1991 DEEL 1 – DE EMPIRISCHE PERIODE TOT 1952 Figuur 1 – Fragment beeldbestand 010001000063 Beeldbank Stadsarchief Amsterdam. Figuur 2 – Heistaat van proefheiïngen. Herman KeijerFugro SAMENVATTING 43 GEOTECHNIEK MAART 2020 eind 15e eeuw mogelijk werd om langere palen van 11 à 12 meter “op stuit” te heien in de vast gepakte pleistocene zandlagen. Voor woongebouwen werd dit echter pas gebruikelijk vanaf de 2e helft van de 16e eeuw. De 17e eeuw Om een idee te krijgen van de technische mogelijk- heden enkele eeuwen geleden is een archiefstuk (zie figuur 1) over de bouw van de toren van de Nieuwe Kerk in Amsterdam wel informatief. Het heiwerk begon op 27 augustus 1646 met een houten heiblok van 1200 pond, waaraan 60 man- nen trokken. Na 6 weken was men ontevreden over de vorderingen en werd een heistelling bijgezet. Later werden beide heistellingen uitgerust met een metalen heiblok van 1400 pond, waaraan 70 mannen trokken. Na 9 maanden en 10 dagen waren alle 6363 palen op diepte geheid. Eind 19e en eerste helft 20e eeuw In de loop der tijd werd lokaal op basis van ervaring voor woongebouwen een soort standaard funde- ringssysteem ontwikkeld. Uit resultaten van funderingsonderzoek kunnen globaal de volgende systemen worden herleid voor het einde van de 19e en de eerste helft van de 20e eeuw. In Haarlem (Amsterdamse Buurt) werden voor woon- gebouwen van 2 bouwlagen houten palen van 5 tot 7 m lengte toegepast in een Rotterdams paalsys- teem (enkele palenrij). De palen ontlenen hun draagkracht aan vast gepakte holocene strandafzettingen. De gemiddelde paalkopdiameter bedraagt Ø150 tot Ø160 mm. De rekenwaarden (volgens de huidige normen) van de paalbelastingen bedragen 65 tot 80 kN. In Zaanstad werden voor woongebouwen van 2 bouwlagen houten palen van 7 tot 8 m lengte toegepast in een Amsterdams paalsysteem (dub- bele palenrij). De palen ontlenen hun draagkracht aan matig vast gepakte holocene wadzandafzettin- gen. Tot 1925 bedraagt de gemiddelde paal- kopdiameter Ø120 tot Ø130 mm. Na 1925 be- draagt de gemiddelde paalkopdiameter Ø150 tot Ø160 mm. De rekenwaarden van de paalbelastin- gen bedragen 30 tot 50 kN. In Amsterdam werden voor woongebouwen van 5 bouwlagen houten palen van 11 tot 13 m lengte toegepast in een Amsterdams paalsysteem. De palen ontlenen hun draagkracht aan een vast ge- pakte pleistocene zandlaag. Tot 1900 bedraagt de gemiddelde paalkopdiameter Ø180 tot Ø200 mm voor een rekenwaarde van de paalbelasting van 100 tot 110 kN. Na 1900 bedraagt de gemiddelde paalkopdiameter Ø200 tot Ø220 mm voor een rekenwaarde van de paalbelasting van 120 tot 130 kN. Na 1925 bedraagt de gemiddelde paalkop- diameter Ø220 tot Ø240 mm met een betonnen funderingsconstructie en voor een rekenwaarde van de paalbelasting van 150 tot 160 kN. In Rotterdam werden voor woongebouwen van 4 bouwlagen houten palen van 15 tot 17 m lengte toegepast in een Rotterdams paalsysteem. De palen ontlenen hun draagkracht aan een vast ge- pakte pleistocene zandlaag. De gemiddelde paal- kopdiameter bedraagt Ø240 tot Ø260 mm. De paalbelastingen zijn vergelijkbaar met Amsterdam of iets lager. Paallengte per project en controle draagkracht De benodigde paallengte werd per project vastge- steld door middel van het heien van extra lange proefpalen. Op basis van de resultaten van de proefheiïngen werd de definitieve paallengte vast- gesteld en de vereiste eindkalender. De resultaten van de proefheiïngen werden vastgelegd in een heistaat, zoals weergegeven in figuur 2. De kalen- der is hier de zakking van de paal in 30 slagen. De vermelde maximale belasting van 10.000 kg is een representatieve waarde. Vertaald naar de huidige normen zou de rekenwaarde van de belasting ca. 130 kN bedragen. Aanlegniveau In het algemeen werd het bovenste funderings- hout van houten paalfunderingen aangelegd ter hoogte van het lokale polderpeil of 0,1 m daar- onder. Een diepere aanleg was meestal niet moge- lijk vanwege de beperkte mogelijkheden om het grondwaterpeil op de bouwplaats te verlagen. Het streven was uiteraard om het funderingshout zodanig diep aan te leggen dat er geen schimmel- aantasting kon optreden als gevolg van structurele droogstand. Lokale ervaringen en omstandig- heden waren belangrijk voor de keuze van het aanlegniveau (kwel of inzijging en zandophoging of cohesief materiaal in relatie tot capillaire op- stijging). Heimiddelen Ongeacht de aandrijvingskracht werden houten Figuur 3 – Houtvlot van 4545 palen uit Umea (Zweden) in de sluizen van IJmuiden. (Foto Algemeen Handelsblad 10 juli 1933). Het artikel betreft het ontwerp en de uitvoering van paalfunderingen tot 1991, toen daarvoor nog geen normen bestonden. Dit eerste deel behandelt de periode tot 1952, waarin paalfunder ingen empirisch werden ontworpen. Ongeveer tot 1900 waren er alleen houten palen beschikbaar. Daarna werden in beperkte mate betonpalen toegepast, waarvoor als grondonderzoek borin- gen werden uitgevoerd en proefbelastingen om de draagkracht vast te stellen. 44 GEOTECHNIEK MAART 2020 palen in principe met valblokken geheid. To t v e r i n d e 1 9 e e e u w w e r d h e t h e i w e r k m e t h a n d - kracht uitgevoerd. In 1842 vond de Schotse inge- nieur James Nasmyth de stoomhamer uit. Bij de bouw van de spoorbruggen bij Culemborg (1868) en Zaltbommel (1869) werd het heiwerk met de stoomhei van Nasmyth uitgevoerd. Eind 19e eeuw was het heien met stoom gebruikelijk geworden. In 1912 werd de eerste elektrische heimachine in Nederland gebruikt door de voormalige firma Nederhorst (tegenwoordig onderdeel van BAM). Herkomst palen en houtsoorten Het grootste deel van de heipalen kon niet door de Nederlandse bossen worden geleverd. In de eerste plaats omdat de beschikbare capaciteit onvoldoende was en in de tweede plaats omdat de leverbare paallengte 11 tot 13 m bedroeg. Het Nederlandse bos leverde hoofdzakelijk grenen palen, afkomstig van de Grove Den (Pinus Sylve- stris). Dit verklaart waarom de funderingen van Haarlem en Zaanstad met paallengten van 5 tot 8 m vooral uit deze houtsoort bestaan. Langere palen moesten worden geïmporteerd. Het transport verliep via vlotterij over de Rijn (Zwarte Woud) en Maas (Ardennen) of per schip over zee (Scandinavië, Duitsland, Polen, Wit-Rusland, Bal- tische Staten en Rusland). Soms werden de palen ook over zee als vlot aangevoerd, zoals blijkt uit de foto in figuur 3. De import betrof hoofdzakelijk vuren palen, afkomstig van de Fijnspar (Picea abies). De funderingen van Rotterdam met paal- lengten van 15 tot 17 m bestaan hoofdzakelijk uit vuren palen. De funderingen van Amsterdam met paallengten van 11 tot 13 m bestaan zowel uit vuren als grenen palen. Sinds 1983 (NEN 5491) worden er geen grenen heipalen meer toegepast vanwege de grotere gevoeligheid voor bacteriële aantasting. Maar hiervoor werd in ons Polderland al gewaarschuwd in 1931 (artikel v.d. Wijnpersse in tijdschrift De Ingenieur). Zakking van houten paalfunderingen Pas in de jaren ’20 van de vorige eeuw werd in Rotterdam (waar tot een diepte van ca. NAP -17 m samendrukbare bodemlagen aanwezig zijn) her- kend dat palen negatief belast konden worden door zakking van zandophogingen en samendruk- king van cohesieve bodemlagen. Tot die tijd werd er dus geen bewuste rekening gehouden met negatieve kleefbelasting op palen. Dit heeft tot gevolg gehad dat vooral funderingen met relatief lange palen aanzienlijke zakking hebben onder- gaan en ook nog steeds doorgaande zakking ver- tonen. De meeste meetresultaten hierover zijn beschikbaar in Amsterdam. Hier hebben woon- gebouwen uit het eind van de 19e en begin 20e eeuw vaak absolute zakkingen van 0,20 tot 0,25 m ondergaan en de huidige zakkingssnelheden liggen vaak tussen 1,0 en 1,5 mm/jaar. Uit Rotterdam zijn minder gegevens beschikbaar, maar zakkings- snelheden van ca. 2,0 mm/jaar zijn niet ongewoon. Hergebruik van getrokken houten palen in Rotterdam Na de bombardementen van WOII in 1940 was er dringende behoefte aan nieuwe woningen. Nieuwe heipalen konden tijdens de oorlog niet of nauwelijks worden geïmporteerd en ook grond- stoffen voor beton waren schaars. Er zijn toen op grote schaal houten palen van gebombardeerde gebouwen getrokken en hergebruikt voor nieuw- bouw, zoals blijkt uit de foto in figuur 4. Betonpalen Ongeveer vanaf het begin van de 20e eeuw werden ook in toenemende mate betonpalen toegepast; met name voor kunstwerken en industriële gebou- wen. Als grondonderzoek werden boringen uitge- voerd, maar daarmee kon alleen een indicatie van de benodigde paallengte worden verkregen. De draagkracht van de palen moest worden vastge- steld op basis van proefbelastingen. Afhankelijk van de resultaten werd minimaal een overall veilig- heid van 2,0 gehanteerd op het bezwijkdraag- vermogen. Aanvankelijk werden prefab betonpalen op het werk vervaardigd. Pas later werden palen in een Figuur 4 – Foto Rotterdams Nieuwsblad 9 januari 1942. Figuur 5 – Foto Haagsche Courant 17 september 1932. 45 GEOTECHNIEK MAART 2020 fabriek vervaardigd en vandaar naar het werk ver- voerd. In 1934 werd daarvoor de N.V. Schokindus- trie opgericht, die in Zwijndrecht een fabriek vestigde. Ook zijn er diverse systemen voor in de grond gevormde palen ontwikkeld. In 1909 ver- kreeg Edgar Frankignoul een octrooi voor het systeem van de “Franki-paal”. In 1911 verkreeg Johan Anton de Waal een octrooi voor het systeem van “De Waalpaal”. Dit was een gedeeltelijk vooraf vervaardigde paal, bestaande uit elementen, waar- mee in beperkte werkhoogte bestaande panden van een nieuwe fundering konden worden voor- zien. In 1939 begon Nederhorst met het toepassen van een Engels paalsysteem, dat in Nederland de “Vibro-paal” gaat heten. Waalbrug bij Nijmegen De gang van zaken en de technische mogelijkheden met betonpalen blijken wellicht uit de bouw van de Waalbrug bij Nijmegen die in 1931 aanving. Voorafgaand aan de bouw zijn boringen uitgevo erd en lengteprofielen van de bodemopbouw ge- maakt. Vanwege de sterke variatie in de bodem- opbouw ging de voorkeur uit naar het toepassen van Franki-palen (primeur voor Nederland). Bij de aanbesteding van de funderingen van de land- hoofden werd de keuze van het paalsysteem echter over gelaten aan de aannemers, waardoor toch prefab betonpalen zijn toegepast. Om de lengte en de draagkracht te bepalen zijn aan beide zijden van de rivier proefpalen geheid en proefbelastingen uitgevoerd. Op basis van de resultaten werd de be- nodigde paallengte voor het noordelijke land- hoofd vastgesteld op 8 tot 10 m en voor het zuidelijke landhoofd op 15 tot 16 m. Het heiwerk van de prefab palen verliep zeer moeizaam; regel- matig bleek het niet mogelijk om een grindlaag te passeren of de eindkalender was op het punt- niveau te laag. Bij het noordelijke landhoofd bedroeg het verschil in puntniveau ongeveer 5 m en bij het zuidelijke landhoofd bedroeg dit verschil ongeveer 6 m. Met de ervaringen van het heiwerk voor de land- hoofden werd in het bestek voor de funderingen van de pijlers het systeem van Franki-palen dwin- gend voorgeschreven. Dit systeem bleek aanzienlijk beter uitvoerbaar te zijn, hetgeen zeer welkom was, aangezien er voor de pijlers 11.660 palen moesten worden vervaardigd. Het aantal palen voor de beide land- hoofden samen bedroeg ongeveer 800 stuks. Uit het feit dat deze brug nog steeds in gebruik is en momenteel wordt gerenoveerd blijkt dat de empirisch ontworpen civiele funderingen met betonpalen nog steeds goed kunnen functioneren en kunnen voldoen aan het Bouwbesluit Bestaande Bouw. Einde empirische periode In 1935 werd door het Laboratorium voor Grond- mechanica de eerste (diep)sondering uitgevoerd. Boonstra correleerde in 1940 de draagkracht van de paalpunt aan de conusweerstand. In 1952 verscheen het artikel “Lengte en draagvermogen van heipalen” van Van Mierlo en Koppejan. De conclusie was dat diepsonderingen het meest geschikte middel zijn om de lengte en draagkracht van funderingspalen vast te stellen. Het verschij- nen van dit artikel kan dus als het einde van de periode van het empirisch ontwerpen van paal- funderingen worden beschouwd. Bronnen - Beeldbank Stadsarchief Amsterdam - Delpher.nl – tijdschrift “De Ingenieur” en diverse kranten - Lintsen H.W. – Geschiedenis van de techniek in Nederland. De wording van een moderne samen- leving 1800-1890 - Veldhuyzen C.J. – Het verbruik van houten hei- palen in Nederland – Studies nr. 6 - Landbouw Economisch Instituut - Wattjes Prof. J.G. – Constructie van gebouwen - Zantkuyl H.J. – Bouwen in Amsterdam ! 36 GEOTECHNIEK MAART 2020 Inleiding In mei 2012 heeft de Combinatie Heijmans/Bos- kalis het project ‘Verbreding Wilhelminakanaal’ gegund gekregen van Rijkswaterstaat. Het project omhelst het verruimen van het Wilhelminakanaal te Tilburg tussen Sluis II en Sluis III tot een Klasse IV-vaarweg, de bouw van een nieuwe Sluis III en het verwijderen van Sluis II. Figuur 1 geeft een bovenaanzicht van de locatie van het project. Figuur 2 geeft een schematische doorsnede van het kanaal met de twee sluizen. Vo o r a fg a a n d a a n d e rea l i s a t i e i s d e m i l i e u e f fe c t - rapportage (MER 2010) [2] opgesteld. Eén van de hierin genoemde effecten is gebouwschade ten gevolge van maaiveldzakking. De maaiveldzakking is in de MER 2010 alleen bepaald vanuit een geotechnische bril door de berekening van zetting van samendrukbare bodemlagen ten gevolge van een belasting door grondwaterstandverlaging. Bodemkundige processen die kunnen leiden tot maaiveldzakking zijn niet beschouwd. Naast zetting kan ook maaiveldzakking optreden door oxidatie van organisch materiaal en krimp van leem-, klei- en/of veenlagen. Zie bijvoorbeeld het droogte onderzoek in Zevenaar dat is uitgevoerd door Deltares [3]. Tijdens de realisatie van het project is door Rijks- waterstaat in 2017 aan de Combinatie gevraagd een nadere studie uit te voeren naar het effect van de permanente kanaalpeilverlaging op het deel tussen de sluizen II en III t.g.v. het slopen van sluis II. Wageningen Environmental Research (WEnR) is aan het onderzoeksteam van de Combi- natie toegevoegd vanwege de expertise die ze bezitten op het gebied van bodemprocessen. Deze studie is bedoeld als een kwalitatieve verdieping van de bestaande MER 2010. Onderzocht is of en in welke mate bodemkundige processen een bijdrage leveren aan de maaiveldzakking met gebouwzakking als mogelijk gevolg. Methodologie Figuur 3 geeft een schematische weergave van de gehanteerde methodologie betreffende de beschouwing van de effecten van kanaalpeil- verlaging op de bestaande bebouwing. Voor het berekenen van de te verwachten grondwater- standsverlaging is gebruik gemaakt van een geohy- drologisch model in combinatie met de verwachte kanaalpeilverlaging. Dit resulteert in 50 verschil- lende grondwaterstandverlagingen waarmee alle eventueel optredende scenario’s ondervangen zijn. Naast de grondwaterstandsverlaging zijn ook bodemeigenschappen, zetting door de resulte- rende verhoging van de korrelspanning en bodem- processen als oxidatie en krimp beschouwd als bijdragende factoren voor maaiveldzakking. De studie naar deze factoren is in de onderstaande paragrafen toegelicht. Om tot slot de maaiveldzakking te kunnen vertalen naar gebouwzakking, is een gedetailleerd funde- ringsonderzoek uitgevoerd voor woningen in de woonwijk Reeshof. Afhankelijk van de funderings- wijze is de berekende maaiveldzakking vertaald naar een gebouwzakking. Tot slot zijn op basis van de SBR 1998 [6] en de te verwachten gebouw- zakkingen, schadecategorieën aan de gebouwen toegekend. In dit artikel is niet ingegaan op de totstandkoming van de grondwaterstandverlagin- gen, de gevolgen van maaiveldzakking op gebouw- zakking en de uiteindelijke schadecategorieën. BEPALING MAAIVELDZAKKING IS MEER DAN ALLEEN GEOTECHNIEK Figuur 2 – Doorsneden oude en nieuwe situatie Wilhelminakanaal te Tilburg. Figuur 1 – Kernelementen van de Visievariant. ir. A.C.M. KimenaiAdviseur Geotechniek - Heijmans Infra BV ir. G. BakkerOnderzoeker - Wageningen Environmental Research ing. L. Tiggelman BIM-manager - Dura Vermeer (voorheen Adviseur Geotechniek - Heijmans Infra BV) 37 GEOTECHNIEK MAART 2020 Bodemeigenschappen Te n b e h o e v e v a n d e o o r s p r o n k e l i j k e M E R 2 0 1 0 zijn op 55 plaatsen sonderingen en boringen uitgevoerd. Om beter inzicht te krijgen van de bodemopbouw is in de nadere studie besloten om het aantal sonderingen en boringen van 55 te vergroten naar ruim 1.000 stuks. Figuur 4 geeft een overzicht van de spreiding van de van de sonde- ringen en boorpunten in het onderzoeksgebied. De omvangrijke uitbreiding van het aantal sonde- ringen en boringen was niet alleen nodig voor de bepaling van de maaiveldzakking maar ook om het geohydrologisch model te verbeteren. Dit uitgebreide onderzoek heeft zich voornamelijk gericht op een paar deelgebieden die voor de bodemkundige processen interessant waren van- wege de daar aangetroffen veen-, klei- en leem- lagen. Daar is aanvullend met meer dan 120 diepe handboringen nabij woningen de bodemopbouw nog nauwkeuriger in kaart gebracht. Op strate- gisch gekozen posities in het gebied zijn vervol- gens proefkuilen gegraven om de laagindeling in-situ nauwkeurig te kunnen beschrijven en om bodemmonsters te kunnen nemen uit goed gede- finieerde bodemhorizonten, waarmee een modu- lair systeem van modelmatige bodemprofielen kon worden gebouwd. De werkwijze maakte het mogelijk om een kwantitatieve modelbeoordeling te kunnen uitvoeren ten aanzien van: - De vochtverdeling in de bodemlagen boven het nieuw te verwachten grondwaterpeil. De vocht- verdeling, die bepaald wordt op basis van hydro- fysische eigenschappen van de bodem, is essen- tieel bij het bepalen van de krimp en oxidatie van bodemlagen; - Krimp in veen-, leem- en eventuele kleilagen. Hiervoor zijn op basis van laboratoriummetingen krimpkarakteristieken opgesteld van in het ge- bied voorkomende grondsoorten; - De oxidatiesnelheid van het veen. Hiervoor zijn op diverse plaatsen in het veld op verschillende diepten in het profiel en in het laboratorium me- tingen uitgevoerd ter bepaling van de zuurstof- diffusieparameters. Deze gevolgde werkwijze heeft een goed beeld opgeleverd van de bodemopbouw rondom het Wilhelminakanaal. Het heeft geleid tot een aan- zienlijke verbetering van het geohydrologisch model, het geotechnisch ondergrondmodel en de bodemkundige gesteldheid van de bodemlagen. Uit het veldonderzoek is gebleken dat de bodem- opbouw vanaf maaiveldniveau tot grote diepte bestaat uit zandlagen met wisselende pakking. Het maaiveldniveau varieert van NAP +7 m tot NAP +14 m. In de sonderingen en de boringen zijn op verschillende diepten leem-, klei- en veenlagen aangetroffen. Met de proefkuilen is aangetoond dat deze grondsoorten grillig gevormd in de bodem aanwezig kunnen zijn zonder dat er sprake is van duidelijke horizontenvorming. In de ondie- pere ondergrond tot net onder de grondwater- stand neemt de samenhang van deze lagen toe. De proefkuilen in figuur 5 tonen goed aan waar de Figuur 3 – Methodologie effecten op bestaande bebouwing. Figuur 4 – Overzicht sonderingen en boringen van het veldonderzoek. SAMENVATTING Bij het project ‘Verbreding Wilhelminakanaal’ te Tilburg heeft de combinatie Heijmans / Boskalis in 2017 samen met deskundigen van Antea, Witteveen+Bos, Wageningen Environmental Research ( WEnR) en Rijkswaterstaat een studie verricht naar het effect van een grondwaterstandverlaging op de omgeving. Deze grondwaterstandverlaging zou het gevolg zijn van een permanente kanaalpeilverlaging door het destijds voorliggende besluit om twee sluizen in het Wilhelminakanaal te vervangen door één sluis. Eén van de aandachtsgebieden van de studie was een mogelijk te verwachten maaiveldzakking door de grondwaterstandverlaging en de gevolgen ervan voor de bebouwde omgeving. In deze studie is, naast de gebruikelijke geotechnische analyse, een analyse gemaakt van de bodemkundige processen die kunnen optreden in samendrukbare lagen. Voor het berekenen van de bodemkundige processen, te weten oxidatie en krimp, is gebruik gemaakt van nieuwe reken- methodieken. Hieruit is gebleken dat deze bodemkundige processen gemiddeld circa 65% van de totale maaiveldzakking kunnen veroorzaken en daarmee een aanzienlijke bijdrage kunnen hebben aan gebouwzakking. Het is dus belangrijk om bij grondwaterstandverlaging ook deze bodemkundige processen te beschouwen. 38 GEOTECHNIEK MAART 2020 ondiepere lagen vooral zijn aangetroffen. De grondwaterstand varieert in het belangrijkste gebied tussen NAP +6 m en NAP +8 m. Op basis van de kartering, de proefkuilen en het daaropvolgende laboratoriumonderzoek zijn de eigenschappen van de bodemlagen rond en boven de grondwaterstand beter in kaart gebracht. Tijdens de kartering en overige boringen in het studiegebied bleek er geen klei (> 25 massa% lutum binnen de granulaire fractie) aan- wezig te zijn, in tegenstelling tot eerder gedacht, maar wel leem (> 50 massa% leem binnen de granulaire fractie). Het aangetroffen veen is voor de te bepalen maaiveldzakking interessanter. Gebleken is dat de kenmerken van de aangetroffen veenafzettingen lijken op de afzettingen uit de warme periode tussen twee ijstijden, het Eemien (114.000!jaar geleden). Het is echter waarschijnlijker dat het aanwezige veen veel later in het Bølling-intersta- diaal is afgezet, de warmere periode in de Weich- selien-ijstijd. Daarna, 14.000 tot 10.000 jaar geleden, hebben namelijk de afzettingen van de erboven gelegen zwak lemige, matig fijne zanden plaats gevonden. In de zone tussen de huidige en toekomstige grondwaterstand heeft het aangetroffen veen de volgende eigenschappen: - Het veen in de ondergrond beperkt zich tot één aaneengesloten gebied ter plaatse van de woon- wijk Reeshof (Gesworen Hoek); - Het aaneengesloten gebied met veen onder Ge- sworen Hoek heeft een maximale laagdikte van 0,7 m; - De diepte van deze aaneengesloten veenlaag is gemiddeld 2,0 m beneden maaiveld; - De veenlaag is over kleine afstand zeer grillig. Deze grilligheid is zowel in vorm als qua dikte terug te zien in figuur 5. Dit is waarschijnlijk ver- oorzaakt door cryoturbatie. Dit is het vermengen van bodemmateriaal uit verschillende lagen door afwisselend bevriezen en ontdooien, waardoor bodemlagen die eerder een vlakke ligging hadden, scheef zijn komen te liggen. Maaiveldzakking door zetting Zetting van samendrukbare lagen ontstaat door verhoging van de korrelspanning in de ondergrond als gevolg van een permanente grondwaterstand- verlaging. Voor zover bekend is na de realisatie van de verschillende bebouwing in het studiegebied in de jaren ‘80 van de 20e eeuw geen grote verhoging van de belasting opgetreden [2]. De bodem in het beschouwde gebied is dus in rust. Verlaging van de grondwaterstand zal voor de bodemlagen als nieuwe belasting worden ervaren. De zettingsberekeningen zijn conform de MER 2010 uitgevoerd met het berekeningsmodel van NEN-Koppejan (C p, Cs) en het programma D-Sett- lement van Deltares. Hierbij is een aantal para- meters aangepast ten opzichte van de MER 2010. De methode van berekenen en de overige uit- gangspunten zijn gelijk gebleven, zoals dat is gerekend met een zetting die optreedt binnen 50 jaar. Omdat de berekening van de zetting eenvoudige geotechnische berekeningen zijn, zijn deze niet verder gepresenteerd. Maaiveldzakking door oxidatie Oxidatie van organische stof in een veenlaag kan optreden als de veenlaag niet meer volledig ver- zadigd is met water en daardoor blootgesteld wordt aan zuurstof. De snelheid van oxidatie is in grote mate afhankelijk van de hoeveelheid zuurstof die vanuit de atmosfeer verticaal in de bodem kan dringen tot de diepte van de veenlaag. Daarnaast bepalen de hoeveelheid en de aard van het organische stof in het bodemprofiel de oxida- tiesnelheid. Dat geldt voor de veenlaag zelf, maar ook voor de bovenliggende lagen. Het organische stof in de lagen boven het veenpakket verbruikt eveneens zuurstof, zodat netto minder zuurstof kan doordringen tot de veenlaag. Vers organisch materiaal van plantenresten in de strooisellaag (het deel van de bodem waar dode, gevallen bladeren en naalden nog herkenbaar aanwezig zijn) ver- bruikt de meeste zuurstof. Organische stof dat Figuur 5 – Grilligheid veenlaag in twee verschillende proefkuilen. Figuur 6 – Maaiveldzakking door oxidatie van veen weergegeven als frequentiediagram van de 36 onderliggende doorgerekende varianten. Figuur 7 – Rekenregel oxidatie veen. Hiervoor zijn van elke combinatie grondwater- stand-veendikte (4 x 3 = 12!punten) de hoogste berekende waarden genomen. Deze hoorden op één na allemaal bij veenlaagprofiel 3 met 75% organische stof en de hoogste oxidatiesnelheid. 39 GEOTECHNIEK MAART 2020 hoger in het bodemprofiel aanwezig is dan de veenlaag zelf, tezamen met het daar aanwezige zuurstof, koolstof en nitraat kan worden omgezet door microbiële activiteit. Oxidatie van (zeer) oude organische stof van veen is ook bij voldoende zuur- stof een langzaam verlopend proces dat tientallen tot honderden jaren duurt. De oxidatiesnelheid neemt af in de tijd, omdat eerst de gemakkelijk af- breekbare delen van het veen oxideren, zodat het aandeel van moeilijk afbreekbare delen in de tijd toeneemt. Modelberekeningen oxidatie De oxidatiesnelheid van organische stof is in het laboratorium [9] en in het veld gemeten en is ver- volgens berekend met de modelcombinatie SWAP [7] en ANIMO [8] voor de verschillende bodempro- fielen. SWAP simuleert onder andere de vochtin- houd, drukhoogten, krimp, transport van opgeloste stoffen en temperaturen in de onverza- digde zone op basis van bodemgegevens, dynami- sche grond- waterstanden, klimaatgegevens, bodembedek- king, c.q. gewastype, en dergelijke. De uitvoer- gegevens van SWAP dienen als input voor het model ANIMO. ANIMO is in deze studie voorname- lijk gebruikt voor de berekening van de oxidatie en denitrificatie van veen op basis van zuurstofdoor- dringing en nitraat in het profiel. De modellen SWAP en ANIMO zijn ontwikkeld en worden onderhouden en beheerd door WEnR. SWAP wordt wereldwijd toegepast. SWAP-ANIMO vormt de kern van het model STONE dat de nationale mestwetgeving evalueert. Beide modellen zijn al- gemeen geaccepteerde en gevalideerde modellen. Omdat het onmogelijk is alle bodemprofielen door te rekenen zijn in totaal 36 representatieve varian- ten doorgerekend: 3 veenprofielen (met bijbeho- rende organische stofgehalten van 15%, 24% en 75%) x 3 veendikten x 4 varianten van grondwater- standverlaging. Om een zo realistisch mogelijk beeld te krijgen met de variatie van recente klima- tologische omstandigheden, is met ANIMO twee keer achter elkaar de laatste 25 jaar (1992-2016) doorgerekend. De oxidatie is namelijk vastgesteld als de totale oxidatie die na 50 jaar is opgetreden. Het totale verlies aan organische stof door oxidatie van de veenlaag is omgezet naar zakking per door- gerekende variant. De hieruit berekende zakkin- gen zijn uitgezet in een frequentiediagram, waarbij bijvoorbeeld het 90e percentiel (0.9 op de y-as) aangeeft dat in 90% van de doorgerekende varian- ten de oxidatie kleiner is dan de waarde op de x-as (zie figuur 6). Om een rekenregel voor de oxidatie in het gebied af te leiden, is op basis van de berekeningsresulta- ten een relatie bepaald tussen de maaiveldzakking door oxidatie, de dikte van de veenlaag en de af- stand van het grondwater onder het midden van de veenlaag na peilverlaging. Deze relatie is bepaald bij de maximale waarde uit de frequentieverdeling. In figuur 7 is deze vergelijking grafisch weergege- ven. Maaiveldzakking door krimp Krimp van een bodemlaag ontstaat als het vocht- gehalte van de bodem vermindert. Krimp en zwel treedt continu op tijdens het seizoensgebonden variëren van het vochtgehalte. Een blijvende grondwaterstandverlaging kan ervoor zorgen dat het vochtgehalte meer dan normaal vermindert, waardoor de grond meer krimpt. De grootte van de krimp is afhankelijk van de gevoeligheid van de grondlaag voor krimp (in het onderhavige geval veen en leem) en de mate van afname van het vochtgehalte. Bodemlagen als zand en grind zijn niet krimpgevoelig. Modelberekeningen krimp De krimp door grondwaterstandverlaging is bere- kend met SWAP. Hiertoe is de 30-jarige reeks van werkelijke weerjaren 1987-2016 doorgerekend met weergegevens van het KNMI-weerstation Gilze-Rijen. Omdat krimp, in tegenstelling tot oxidatie, nagenoeg instantaan optreedt, levert elk weerjaar vele krimpwaarden op. De grootst optredende krimp in dat jaar is representatief genomen voor het jaar. In het bodem-hydrofysisch laboratorium van Wageningen UR zijn krimpmetin- gen uitgevoerd aan afzonderlijk gestoken onver- stoorde grondmonsters. Uit de krimpmetingen bleek dat door de grote bovenbelasting ten ge- volge van de diepe ligging van de leem- en veen- lagen, nagenoeg alleen verticale krimp optreedt. Om deze reden is alle optredende volumekrimp als ‘worst case’-situatie direct vertaald naar maaiveld- zakking. Net als bij de modelberekeningen voor oxidatie van veen, zijn bij de modelberekeningen voor krimp van veen en leem een groot aantal varianten doorgerekend. Voor veenkrimp zijn 48!varianten doorgerekend (4 bodemprofielen x 3 veendikten x 4 varianten van grondwaterstandverlaging). Voor leemkrimp zijn 20 varianten doorgerekend (5 leem- laagprofielen x 4 varianten van grondwaterstand- verlaging). Omdat de krimp van veen groter blijkt dan die van leem, is in dit artikel voornamelijk aan- dacht geschonken aan de krimp van veen. Bij het opstellen van bodemprofielen is uitgegaan van een statistische analyse van met name de voor- komende veenlagen in de gekarteerde bodempro- fielen. Bij de analyse is vooral gelet op de hoogte van de veenlagen ten opzichte van de gebiedsge- middelde gedaalde grondwaterstand en de dikte van de veenlagen. Bij het samenstellen van de pro- fielen en de toekenning van bodemeigenschappen is gestreefd naar een goede verdeling tussen worst case, gemiddeld en gunstig. Voor het toekennen van bodemeigenschappen van de horizonten en randvoorwaarden voor de modellering, zijn organische stofgehalten, textuur, bulkdichtheid en krimpkarakteristieken aan mon- sters uit verschillende veenlagen van vier locaties in het veengebied gemeten in het bodemhydro- fysisch laboratorium van Wageningen UR [9]. De gemeten hydrofysische eigenschappen zijn vervolgens toegekend aan de veenlagen van het model. De toegekende eigenschappen van de andere horizonten zijn eveneens gebaseerd op metingen aan monsters uit het gebied. De geme- ten organische stofgehalten van de gemodelleerde veenlagen bedroegen 15%, 24%, 45% en 75%. Er zijn drie dikten van de veenlagen onderscheiden: 10, 30 en 50 cm (10-percentiel, mediaan, 90-per- centiel uit de analyse). Voor de gedaalde grond- waterstand zijn vier varianten onderscheiden: daling tot 230, 253, 292 en 368 cm beneden maai- veld (resp. 10-percentiel, mediaan, 90-percentiel en extreem, overeenkomend met 2 m grondwater- daling). Elke modelvariant is doorgerekend voor de laatste 30 jaar (reeks van werkelijke weerjaren 1987-2016, doorgerekend met weergegevens van wederom KNMI-weerstation Gilze-Rijen) resulte- rend in 30 worst case zakkingen als gevolg van krimp per jaar. Samenvoegen van alle varianten Figuur 8 – Maaiveldzakking door krimp van veen weergegeven als frequentie- diagram van de 1.440 onderliggende doorgerekende varianten. 40 GEOTECHNIEK MAART 2020 geeft 4 x 3 x 4 = 48 combinaties die voor 30 jaar zijn doorgerekend en die dus 1.440 krimpwaarden voor de veenkrimppopulatie vormen. Voor leem zijn in totaal 600 krimpwaarden voor de leemkrimppopu- latie berekend. Omdat krimp nagenoeg instantaan optreedt, is het voldoende om de 30-jarige weer- reeks door te rekenen en daarbij alle maximale krimpwaarden per jaar te beschouwen. Oxidatie is daarentegen een langzamer proces, waarbij de oxi- datie na 50 jaar als bepalend werd aangemerkt. Om een rekenregel voor de krimp van veen te bepalen is op basis van de berekeningsresultaten (zie figuur 8) een relatie bepaald tussen de grootte van de krimp, de dikte van de veenlaag en de afstand van het grondwater onder het midden van de veenlaag na peilverlaging. Deze relatie is be- paald bij de 90-percentielwaarde uit de frequen- tieverdeling. In figuur 9 is deze vergelijking grafisch weergegeven. De waarde van het 90e percentiel van leemkrimp (hier niet grafisch weer- gegeven) is kleiner dan 1 mm (0,85 mm). Daarom is besloten dat een nadere uitwerking van de krimp van leem in een rekenregel niet nodig is. Het 90e percentiel stelt een conservatieve waarde voor, omdat het steeds een worst case situatie per jaar betreft en omdat 90% van de modeluitkomsten kleiner is dan deze waarde. Resultaten maaiveldzakking De nieuwe rekenregels zoals hierboven omschre- ven voor maaiveldzakking door zetting, oxidatie en krimp zijn gebruikt om op relatief eenvoudige wijze de totale maaiveldzakking te bepalen. Dit is gedaan voor alle locaties in het gebied waar profielbeschrijvingen, sonderingen en grond- waterstandsberekeningen zijn uitgevoerd. De resultaten zijn weergegeven in Tabel 1. Daarbij zijn de rekenkundig gemiddelden en de maximale maaiveldzakkingen weergegeven. Deze resultaten hebben betrekking op alle grondprofielen in het gebied waarbij de grondsoort veen en of leem is aangetroffen in de zone tussen de huidige en toe- komstige grondwaterstand. Bij de grondprofielen waar deze lagen niet zijn aangetroffen in de zone tussen de huidige en toekomstige grondwater- stand is de maaiveldzakking niet beschouwd. De maaiveldzakking is vastgesteld als de totale maai- veldzakking die binnen 50 jaar optreedt. Op basis van de resultaten is in figuur 10 de procentuele ver- houding van de diverse bijdragen aan de gemid- delde en maximale maaiveldzakking weergegeven. Conclusie & discussie Deze studie heeft aangetoond dat naast zetting ook bodemkundige processen als oxidatie en krimp een aanzienlijke extra bijdrage leveren aan maaiveldzakking ten gevolge van grondwater- standverlaging. Deze bodemkundige processen kunnen bij grondwaterstandverlagingen niet zonder meer genegeerd worden. De voorgenomen kanaalpeilverlaging zal nooit worden uitgevoerd, waardoor validatie van de berekende waarden niet plaats kan vinden. Naar weten van de auteurs biedt de gepresen- teerde methode voor het berekenen van de oxida- tie en krimp een nieuwe methode om de grootte van de maaiveldzakking bij een grondwaterstand- daling te kunnen bepalen. Referenties [1] Traceringsnotitie, uitwerking Visievariant ‘Wil- helminakanaal Tilburg Traceringsnotitie Visievari- ant’, status Definitief versie 1, d.d. 9 juni 2005; [2] Milieueffectrapportage ‘Opwaardering van het Wilhelminakanaal vanaf de instroom van de Donge tot aan de Dongenseweg, projectnr. 196466, revisie 1.0, d.d. 26 maart 2010; [3] Rapport Deltares ‘Onderzoek naar zettingen in de gemeente Zevenaar’, ref 2009-U-R79206, d.d. 06-04-2009; [4] Rapport Bouwteam ‘Deelrapport Effecten op Bebouwing’, kenmerk WHK-250-10000-00- RAP-ALG-014, A.C.M. Kimenai, L. Tiggelman, d.d. augustus 2017; [5] Rapport ‘Verbreding Wilhelminakanaal Tilburg; Onderzoek naar krimp van veen- en leemlagen en oxidatie van veenlagen’. Wageningen, Wagenin- gen Environmental Research, Rapport 2826, Bakker, G., R.F.A. Hendriks, W.J.M. de Groot, d.d. juli 2017; [6] SBR Richtlijn ‘Leidraad voor het onderzoek naar de invloed van grondwaterstanddaling op de bebouwing’, SBR 1998; [7] Website SWAP, http://www.swap.alterra.nl; [8] Website ANIMO, https://www.wur.nl/en/ Research-Results/Research-Institutes/Environ- mental-Research/Facilities-Products/Software- and-models/ANIMO.htm; [9] Website Bodem Hydro-Fysisch laboratorium WUR, https://www.wur.nl/nl/Onderzoek-Resul- taten/Onderzoeksinstituten/Environmental- Research/Faciliteiten-Producten/Laboratoria- Omgevingswetenschappen/Bodem-Hydro-Fy- sisch-Laboratorium.htm. ! Figuur 9 – Rekenregel krimp veen. Ta bel 1 – Berekende waarde maaiveldzakking bij grondprofielen met veen en of leem. De waarden geven een indruk van het bereik van de mogelijk optredende situaties. Figuur 10 – Procentuele bijdragen die resulteren in maaiveldzakking. ing. L TiggelmanRaadgevend ingenieurHeijmans Infra ir. J.N. Wierenga, Lead EngineerHeijmans Infra ir. R. WinterSoftware EngineerMOCS 10 GEOTECHNIEK Inleiding De Graaf Reinaldalliantie is opgericht om de rivier- dijk tussen Gorinchem en Waardenburg te gaan versterken. De alliantie bestaat uit het Waterschap Rivierland en de aannemerscombinatie ‘Waalen- semble’ bestaande uit Heijmans, GMB en de Vries & van de Wiel. Royal HaskoningDHV is als advise- rende partij aan de alliantie verbonden. Dit dijk- versterkingsproject is ongeveer 23 kilometer lang en is bijzonder complex qua versterkingsopgave. Niet in het minst door de sterk heterogene bodem- opbouw, die aan de noordzijde van Waal in het verleden ontstaan is door de vele oude riviergeulen en opvullingen, de diversiteit aan bodemlagen en de opvulling ter plaatse van oude dijkdoorbraken. Het dijklichaam zelf is eveneens wisselend van opbouw door de aanleg van de dijk door de eeuwen heen en de versterkingen en verleggingen van de afgelopen decennia. Om dit dijktraject aan huidige de veiligheidsnormen te laten voldoen zijn meerdere verbetermaatregelen nodig die samen met de bebouwde omgeving, de bodemgesteld- heid en overstap naar het ongedraineerd modeleren het tot een zeer uitdagend project maken. Initiatief In de aanbestedingsfase van het dijkversterkings- project Gorinchem-Waardenburg (GoWa) is bij Waalensemble het initiatief ontstaan om op een slimmere, meer efficiëntere manier de ontwerpbe- rekeningen uit te gaan voeren. Dit op basis van de positieve ervaringen uit eerdere projecten van Heijmans (Wilhelminakanaal, Wintrack) waar met name repeterende ontwerpvraagstukken op doel- treffende manier waren geautomatiseerd. Bij deze voorbeelden is ontwerpsoftware (D-Serie, SCIA, Excel) door middel van uitgangspunten en opge- stelde rekenregels gekoppeld waardoor een geau- tomatiseerd proces is ontstaan. Dit principe is door het dijkversterkingsproject Gorinchem-Waarden- burg overgenomen, verder uitgewerkt en onder andere door het beschikbaar komen van het VIK- TOR-platform (zie kader) verder geprofessionali- seerd. Het Viktor-platform maakt het mogelijk om op een veel makkelijkere manier en met extra functionaliteit ontwerpsoftware te koppelen dan voorheen mogelijk was bij de eerder genoemde projecten van Heijmans. Gedurende het project is de functionaliteit van de dijkontwerptool in verschillende versies uitgebreid met zettingen en faalmechanismen als macrostabiliteit, piping en overslag gelijktijdig per dwarsprofiel te bereken, voor zowel aanbermingen als dijkverleggingen. Een voorbeeld van een geschematiseerd profiel is weergegeven in figuur 1. Het eerste ontwikkelmotief komt voort uit de vraag om de ontwerper te ondersteunen bij het behalen van een hogere kwaliteit van de stabili- teitsberekeningen. De toepassing van het onge- draineerde CSSM-model vergt een schematisering met grensspanningen en een verloop van de effec- tieve spanning door veranderde waterstanden en eerdere belastingen. Binnen de functionaliteit van de toenmalige beschikbare D !GeoStability versie 18, vroeg dit om een vergaande opdeling van de grondlagen met aanvullende spanningsberekenin- gen door de ontwerper. De eerste versie van Wilma is ontwikkeld om een accurate berekening van de spanningen te bewerkstelligen en een efficiënte methode te ontwikkelen om deze resultaten op te nemen in het D-GeoStability model. Na een succesvolle toepassing van de eerste versie is vrijwel direct de tweede ontwikkeling gestart. De functionaliteit is hierbij uitgebreid tot het centraal beheren van de in- en uitvoer van de verschillende ontwerp software. Dit is in lijn met de BIM-methodiek voor het borgen van de kwali- teit en het versiebeheer. In een ontwerpanalyse zijn de geotechnische eigenschappen per grond- laag en de afgeleide parameters die middels een rekenmethodiek worden bepaald, altijd afkomstig van Wilma en onafhankelijk van andere ontwerp- berekeningen. Het oude en het nieuwe proces- schema waarbij de ontwerptool centraal staat, is weergegeven in figuur 2. Vanuit deze centrale positie stelt Wilma de invoer- bestanden samen en stuurt deze door naar de bestaande ontwerpsoftware, zoals de D-serie of Plaxis. De resultaten uit de ontwerpsoftware worden vervolgens weer via de tool verzameld en gepresenteerd. Door het automatiseren van de gegevens stroom in het ontwerpproces, is de inspanning voor de ontwerper verschoven van het opstellen van rekenbestanden naar het toezien op de kwaliteitsborging van de berekeningen en het beoordelen van de resultaten. Ontwerpmethodiek De grootste winst wordt echter gehaald uit een andere ontwerpmethodiek. De traditionele ont- werpmethode is gebaseerd op de handmatige invoer van dwarsprofielen door een adviseur waardoor er gedwongen door de planning keuzes moeten worden gemaakt hoeveel dwarsprofielen kunnen worden berekend. Bij een complex project DIJKONTWERPTOOL WILM A: EEN NIEUWE, DIGITALE MANIER VAN ONTWERPEN MAART 2020 Figuur 1 – Een voorbeeld van een door Wilma geschematiseerd dwarsprofiel met een kruinverlegging en binnenwaartse aanberming in een D-GeoStability berekening. 11 GEOTECHNIEK MAART 2020 als deze dijkversterking betekent dit al snel dat grote vereenvoudigingen nodig zijn om binnen tijd en geld een ontwerp te kunnen realiseren. Eén berekening die maatgevend wordt gesteld voor honderden meters dijk is gebruikelijk. Het ontwerp wordt hierdoor over gedimensioneerd wat in principe vanuit veiligheid niet verkeerd is maar wel leidt tot zware maat regelen die de omgeving raken en daarmee vanuit stakeholders niet altijd gewenst zijn. Een nieuwe geautomatiseerde manier van rekenen betekent dat het mogelijk wordt een zeer groot aantal dwarsprofielen door te rekenen, in plaats van één maatgevend profiel. In theorie kan per dijkstrek waar de een andere situatie ontstaat, een dwarsprofiel berekend worden met eventuele varianten. Dit is schematisch weergegeven in figuur 3, waarbij ieder blok een nieuwe situatie weergeeft. De mogelijkheid om een groot aantal profielen te kunnen ontwerpen levert de volgende voordelen op: 1. De adviseur heeft aanzienlijk minder tijd nodig om dwarsprofielen door te rekenen waardoor er meer tijd ontstaat voor het interpreteren en analy- seren van resultaten en een vertaling naar het ont- werp. Dit leidt tot een grote efficiency. 2. Er ontstaat de mogelijkheid om op een eenvou- dige manier gevoeligheidsanalyses uit te voeren met allerlei uitgangspunten waardoor een beter inzicht wordt verkregen welke parameter het berekeningsresultaat beïnvloedt. Dit maakt het mogelijk snel gericht aanvullend onderzoek te kunnen doen. 3. De berekeningen zijn zeer snel aangepast en uitgevoerd. Daar waar in het traditionele ontwerp proces veranderingen grote gevolgen kunnen hebben voor de raakvlakken van het ontwerp, is dat door alle connecties opgebouwd in Wilma geen probleem meer. Aanpassingen in het ontwerp of uitgangspunten kunnen nu direct voor het gehele tracé worden nagerekend. Dit alles resulteert in een kwalitatief beter ont- werp waarbij op basis van de berekeningsresulta- ten vrijheid ontstaat in het kiezen van een ontwerpoplossing. Het vooraf trechteren van de uitgangs gegevens om tot een maatgevend profiel samen te stellen is dus niet meer nodig, omdat het maken van de afweging omvangrijker is dan het ontwerpen van een extra profiel. Daarbij komt dat het denkwerk voor de afweging van de verschillende mogelijk maatgevende aspecten behouden blijft in het resultaat van een aanvullend ontwerpprofiel. In figuur 4 is dit schetsmatig als voorbeeld weergegeven waarbij de dijkvakken het product zijn van een maatgevend dwarsprofielen en de witte lijn een mogelijk ontwerpprofiel voor- stelt dat zoals is te verwachten meer de aangetrof- fen bodemopbouw volgt. Omdat het ontwerp- profiel van de witte lijn daadwerkelijk is berekend is het mogelijk een meer gemiddeld ontwerp- profiel te kiezen dat landschappelijk beter past. De robuustheid van het ontwerp is op dat moment bekend. Een bijkomend positief effect is dat het uitvoeren van aanvullend bodemonderzoek nu loont omdat het makkelijker kan worden verwerkt in het op- gebouwde ondergrondmodel. Bij de traditionele ontwerpmethode is aanvullend bodemonderzoek vaak bedoeld als risicobeperking om het onder- grondmodel te verifiëren. Dit voordeel blijft, echter bij de ontwerpmethode met Wilma wordt het aanvullende onderzoek direct meegenomen in de berekeningen en wordt het ontwerp aangepast. Kwaliteitsborging De kwaliteitsborging van de ontwerpberekeningen is formeel niet in Wilma opgenomen. De rol van de tool is het samenstellen en opstarten van de berekeningen en het verwerken van de resultaten. Deze ontwerpberekeningen worden altijd met de originele (en dus gevalideerde) ontwerpsoftware uitgevoerd. Een stabiliteitsberekening wordt Figuur 2 – Tr a d i t i o n e e l o n t w e r p p r o ce s v e r s u s n i e u w o n t w e r p p r o ce s m e t W i l m a . Figuur 3 – De schematische keuze voor een maatgevend profiel (rood), dan wel meerdere representatieve profielen (geel). SAMENVATTING De dijkontwerptool Wilma op het VIKTOR-platform is een vernieuwde ontwerpomgeving voor de geotechnisch adviseur die ontwikkeld is door de Graaf Reinaldalliantie op het dijkversterkingsproject Gorinchem-Waardenburg. De innovatie bestaat uit de combinatie van de slimheid en inzichten van de ontwerper en de oneindige rekenkracht van de computer via het platform. In de Wilmatool is de ontwerpsoftware (D-serie en Plaxis) voor de verschillende ontwerpmechanismen integraal gekoppeld en wordt de data conform de BIM-filosofie centraal beheerd. Veranderingen in uitgangspunten of informatie zijn hierdoor zeer snel inzichtelijk te maken waardoor het gemaakte ontwerp snel aangepast kan worden. De flexibiliteit die dat geeft in het ontwerpproces heeft zich binnen het dijkversterkings project reeds bewezen. bijvoorbeeld in D-GeoStability uitgevoerd, waarna de bestanden ook beschikbaar zijn, zodanig dat het er op lijkt dat een collega de berekeningen heeft aangeleverd. Iedere berekening wordt apart opge- leverd vanuit de tool en handmatig gecontroleerd door de ontwerper. Deze werkstroom van de rekenbestanden maakt het ook mogelijk om het ontwerp op te leveren en in te zien zonder over Wilma te beschikken. De kwaliteitsborging van de ontwerpberekeningen is bewust bij de ontwerper blijven liggen. De ontwerptool maakt het echter wel eenvoudiger voor de ontwerper om de controles uit te voeren. Te n e e r s t e o m d a t h e t p r o c e s v a n s c h e m a t i s e r e n , berekenen en controleren vrijwel aaneengesloten is omdat de doorlooptijd van een ontwerpbereke- ning nihil is. Daarnaast kan Wilma overzichten samen stellen op de benodigde controlepunten. Hierbij kunnen alle voor het ontwerp belangrijke uitgangspunten en relaties worden gecontroleerd omdat de resultaten centraal zijn opgeslagen en voor iedereen beschikbaar zijn. Een voorbeeld van een eenvoudige controle is een grafische weergave van de spanningen in de bodemlagen of de toekenning van de stijghoogte aan bodemlagen. Een dergelijk controlescherm is weergegeven in figuur 5. Bij ieder zwart gemar- keerd punt in het ontwerpprofiel zijn de berekende waarden gepresenteerd. De toegepaste reken- waarden zijn in een oogopslag te controleren omdat de uitgangspunten en rekenregels conse- quent en eenduidig zijn toegepast door Wilma op basis van het vooraf gedefinieerde protocol. Er zijn geen kwaliteitsverschillen door het opstellen van dwarsprofielen door meerdere adviseurs. Voor een goede verificatie van de werkprocessen van Wilma zijn bij de ontwikkeling van de tool verschillende testen ingebouwd met het Viktor- platform. Hiermee wordt op de achtergrond ge- controleerd of de routines die Wilma uitvoert, altijd verlopen conform de geotechnische specifi- catie. Deze testen bestaan grofweg uit drie cate- gorieën: -Vuistregels, hierbij worden de evidente ontwerp- regels gecontroleerd. Doordat Wilma standaard regels toepast kunnen tegenstijdigheden ont- staan, waardoor de schematiserings stappen conform de ‘ontwerpregels’ juist zijn maar de schematisering als geheel geotechnisch onjuist is. Een voorbeeld van een dergelijke test is het aflopen van de stijghoogte naar het achterland. - Reële modeleringen met volledig uitgewerkte schematiseringen van berekeningen en koppelin- gen. Bij het doorlopen van deze testen moeten de routines steeds dezelfde resultaten geven. -Edgecases met uitzonderlijke gevallen om de routines van het schematiseren te testen. Bij deze testen worden vanuit geotechnisch- en waterbouwkundig oogpunt onrealistische situa- ties voorgelegd. Hiermee wordt geborgd dat de routines en vuistregels robuust zijn en nieuwe uitzonderingen opgemerkt worden. Door continu te testen met zowel reële modeleringen die verwacht worden binnen het project, als met edgecases wordt het gedrag van de tool voorspel- baar, zodat de kwaliteitscontrole zich richt op uitzonderingen. Deze uitzonderingen vormen vervolgens weer een aanvulling op de ontwerp routines. Bij het stelselmatig uitwerken van deze uitzonderingen in een ontwerpregel ontstaat een beter onderbouwde ontwerpmethodiek en wordt het percentage met uitzonderlijke gevallen verder teruggedrongen. Deze doorgaande ontwikkeling van de ontwerptool met het invoegen van uitzon- derlijke gevallen heeft ertoe geleid dat de ontwerpcapaciteit kwadratisch is toegenomen. Deze toename is gebaseerd op het verschil tussen het aantal ontwerpprofielen per adviseur in de verkenningsfase en de planuitwerkings fase. Conclusie Door het toepassen van de functionaliteit van het VIKTOR-platform is het mogelijk gebleken een uitgebreide geautomatiseerd rekentool voor dijk- versterkingen te ontwikkelen, genaamd Wilma. Het ontwikkelen en toepassen van de tool is op het project mogelijk gebleken ondanks de grote tijds- druk op het project. De toepassing van de tool heeft direct meerdere voordelen opgeleverd op het project op het gebied van automatisering van taken tot goed databeheer. Het geotechnische ontwerpproces is nu voor ongeveer 80% geauto- matiseerd in Wilma. Maar naast het directe rende- ment in productie is de ontwerpvrijheid om meer Figuur 5 – Een controlescherm in Wilma bij de bepaling van de grensspanningen. 12 GEOTECHNIEK MAART 2020 Figuur 4 – De opdeling in dijkvakken met een schematische weergave van de ontwerpopgave. 13 GEOTECHNIEK MAART 2020 te kunnen onderzoeken en de snelheid van werken een goede bijkomstigheid. Op dit moment wordt de tool verder ontwikkeld voor meer geotechnische functionaliteiten en toepassingen in het gehele ontwerpproces. De mogelijke toekomstige uitbreiding van de functio- naliteit van de tool kan worden gezocht in het uitbreiden van de tool op het vlak van rekenen in the cloud maar ook op het toevoegen van IoT data uit sensortechnologie in dijken. Beide lijken voor nu ver weg, maar gaan vroeg of laat de civiele wereld verrijken. ! Viktor-Platform Het ontwerpproces in de Civiele Techniek is door het multidisciplinaire karakter van het ontwerp en de complexe onderlinge verhoudingen tussen de disciplines zeer uitdagend en langdurig. Wijzigingen in bijvoorbeeld uitgangspunten ver- storen dit proces enorm waardoor de planning onder druk komt en de kans op fouten door de vele onderlinge raakvlakken toeneemt. Terwijl de informatie tijdens het ontwerpproces toe- neemt en de verleiding groot is om aanpassingen toch door te gaan voeren. Een moeilijk dilemma dus! VIKTOR biedt hiervoor een oplossing. Met het VIKTOR-platform kunnen in korte tijd appli- caties gemaakt worden waar ontwerp- en engi- neeringprocessen volledig in geïntegreerd!en geautomatiseerd zijn. Het VIKTOR-platform maakt het mogelijk om het ontwerp para- metrisch en geïntegreerd op te zetten. Vanuit dit centrale parametrische model kunnen alle bere- keningen en modellen gekoppeld worden. De visie hierachter is dat door repetitieve!taken!te automa- tiseren ruimte wordt gecreëerd voor ingenieurs om te focussen op het bedenken van creatieve en onderscheidende oplossingen. Met het VIKTOR-platform kunnen (web-based) applicaties ontwikkeld worden met: een gebruiksvriendelijke interface waarin data ingevoerd en resultaten gevisualiseerd kunnen worden; - inputbestanden die geüpload en verwerkt kunnen worden (bijv. GEF-bestanden); - een centrale (cloud) database waarmee de data consistent en veilig binnen de EU opgeslagen en bijgehouden wordt (‘single source of truth’); - koppelingen naar andere softwarepakketten (rekenpakketten, CAD, ERP, etc.). Deze applicaties zorgen ervoor dat een ontwer- piteratie drastisch versneld wordt: je past een parameter aan in de interface en vervolgens kun je met 1 druk op de knop alle achterliggende model- len (bijv. D-Series, PLAXIS, FEM, Excelsheets) up- daten. Daarnaast worden de (tussen)resultaten overzichtelijk gepresenteerd (bijv. grafieken, shapes) waardoor een gebruiker veel inzicht krijgt in het ontwerp en het proces. De applicatie is hierdoor ook controleerbaar en transparant. Het VIKTOR-platform maakt het mogelijk om dit soort applicaties snel te ontwikkelen, door middel van de SDK (Software Development Kit). Deze SDK zorgt ervoor dat je de applicatie volledig zelfstandig op kunt bouwen. De enige voor- waarde is kennis van programmeertaal Python. In het platform zitten allerlei componenten om een- voudig koppelingen te kunnen leggen met de meest gebruikte ontwerpsoftware als bijvoor- beeld D-GeoStability, Plaxis, Excel, etc. Indien gewenst kunnen de programmeurs van VIKTOR helpen bij de ontwikkeling van applicaties of u kunt de volledige ontwikkeling van de applicatie overlaten aan de programmeurs van VIKTOR. Meer informatie over Automated Engineering is te vinden in de white paper op viktor.ai.

Jaargang 23, 2019 - nummer 4

Inleiding Damwanden worden toegepast bij ontgravingen en bij ophogingen. Bij een ontgraving wordt eerst de damwand geïnstalleerd. Daarna wordt er ont- graven tot het eerste verankeringsniveau en wor- den de stalen ankers geïnstalleerd. Vervolgens wordt er verder gegraven en verankerd totdat de uiteindelijke diepte is bereikt. Bij een damwand voor een ophoging is er een bepaalde hoogte van de ophoging nodig voordat de stalen ankers kunnen worden geïnstalleerd. Dit heeft als nadeel dat de damwand al kan gaan vervormen tijdens het ophogen. Deze initiële vervorming kan onacceptabel groot zijn en dan is een tijdelijke ondersteuning noodzakelijk. Een alternatief bij een damwand voor een opho- ging is om de damwand te verankeren met geogrids (Figuur 1). In dat geval worden de geo- grids geïnstalleerd en verbonden aan de damwand tijdens het ophogen. Door voor te spannen ont- staat er een trekspanning in het geogrid, en dat reduceert de initiële vervorming van de damwand. Hoe moeten we de geogr id-verankering ontwer- pen? Daar is nog geen officiële ontwerpmethode voor beschikbaar. De constructie is vergelijkbaar met grondwapening met een daaraan verankerde stijve voorzetwand, met dit verschil dat hier ook moment kan worden afgedragen naar het ingeklemde deel van de damwand. Hij is ook vergelijkbaar met een verankerde damwand, maar nu wordt op meerdere hoogtes over de volle breedte verankerd. Uitgebreide analytische en numerieke analyses zijn daarom nog noodzakelijk. Het meest conservatieve resultaat uit de analyses wordt gebruikt. Er is dus behoefte aan een duidelijke ontwerp- methode voor geogrid-verankerde damwanden. Daarvoor is het noodzakelijk om eerst goed te begrijpen welke mechanismen een rol spelen. Zijn deze vergelijkbaar met die in de situatie van gewapende grond met een stijve voorzetwand, of met die bij een normale verankerde damwand, of zijn de mechanismen toch net iets anders? Om de mechanismen in kaart te brengen is een groot onderzoek opgezet, waarover we in GeoKunst met een serie artikelen zullen rapporteren. Dit eerste artikel presenteert een viertal casestudies en gaat in op het verschil tussen geogrid- en stalen dam- wand-verankeringen. Het artikel besluit met een overzicht van de onderzoeksvragen over het geotechnisch gedrag. Op basis hiervan hopen we te komen tot een ontwerpprocedure. Casestudies Geogrids zijn al meermalen in de praktijk toe- gepast als tijdelijke en permanente ankerelemen- ten van kerende constructies. In de volgende paragrafen beschrijven we vier casestudies. CASE 1 - TIJDELIJKE BRUG IN ZWITSERLAND In Domat/Ems, Zwitserland, is in 2006 op een bouwplaats een tijdelijke brug gebouwd. Om ongeveer 600.000 m! uitgegraven grond af te voeren moesten in zes maanden ongeveer 40.000 74-tons trucks-passages over de brug plaats- vinden. De brug was 10 meter hoog, en bestond uit twee losse rijbanen met een overspanning van 11 meter, met in het midden een steunpunt. De landhoofden van de brug zijn uitgevoerd met behulp van balkenwanden (type: Berliner wand), die ieder waren verankerd met vier dubbele lagen Fortrac® geogrid. De lange-duur treksterkte van het geogrid was 150 tot 220 kN/m. De geogrids waren met I-balken bevestigd aan de damwand en voorgespannen om initiële vervormingen tijdens de constructiefase te beperken. Omdat het om een tijdelijke brug ging, is veel zorg besteed aan de demonteerbaarheid van de brug en de her- bruikbaarheid van de bouwmaterialen. Alle mate- rialen zijn na het terugwinnen beproefd en voldoende goed bevonden om ze nog minimaal één keer te kunnen gebruiken in een ander project. Bovendien werden zoveel mogelijk lokale vul- materialen gebruikt om de kosten te drukken. De geogrids werden voorgespannen met behulp van een kleine sleuf. In figuur 4 is de werkwijze weergegeven. Deze werkte goed, er was slechts een klein beetje voorspanning nodig. Na ingebruikname liet geodetische en visuele inspectie van het geogrid maximaal 10 mm horizontale en verticale deformatie zien, en het landhoofd zelf verplaatste maximaal 5 mm, horizontaal en verticaal. Figuur 1 – Een geogrid-verankerde dam- wand. Figuur 2 – Tijdelijke brug in Zwitserland. Figuur 3 – De bouw van de tijdelijke brug in Zwitserland. 60 GEOKUNST NOVEMBER 2019 Dr. Oliver DetertHUESKER Synthetic GmbH,Duitsland Dr. Arash LavasanHUESKER SyntheticGmbH, Duitsland Ir. Joris van den BergHUESKER Synthetic BV Dr.-Ing Diethard KönigRuhr-Universität Bochum, Duitsland Raoul Hölter, M.Sc. Ruhr-Universität Bochum, Duitsland Dr. Ir. Suzanne van EekelenDeltares GEOGRID-VERANKERDE DAMWANDEN DEEL 1: VOORBEELDPROJECTEN EN ONDERZOEKSOPZET Ing. Piet van DuijnenGeoTec Solutions CASE 2 – TIJDELIJKE VERANKERING VAN EEN OUDE DAMWAND BIJ ”HET SPIJKERTJE” IN AMERSFOORT Dertien jaar geleden is het historische pakhuis ‘De Spijker’ in Amersfoort gesloopt. Op deze markante plek aan de haven wordt nu een nieuw gebouw gerealiseerd op dezelfde locatie, direct naast de Eemhaven. Het nieuwe gebouw wordt straks een bistro ‘t Spijkertje, met uitzicht op de Koppel- poort, de haven, de rivier de Eem en het Eemplein. De oude kade was in de loop van de tijd verschil- lende keren versterkt en bestond inmiddels uit drie deels vervallen keerconstructies. Vanaf het water naar ‘t Spijkertje waren dat: - een 12 m lange damwand AZ 26, niet verankerd; - een 8 m lange damwand Larssen IIn, 8 m lang, ver- ankerd; - een oude bakstenen kademuur op een fundering van houten palen. Vanwege de aanleg van een kelder voor ‘t Spijker- tje moesten de oude bakstenen kademuur en de horizontale ankers over een lengte van circa 22 m worden verwijderd. De buitenste damwand diende tijdens een langdurige bouwfase de grond aan de landzijde te keren en daarvoor was een damwand- verankering nodig. Voor de bouw - en gebruiksfase zijn de vo lgende oplossingen beschouwd. - Horizontale ankers - Door de toekomstige kelder was een horizontale verankering van de damwand onder het gebouw niet mogelijk. - Twee verankeringen aan weerszijden van het souterrain - De belasting zou via een 22 m lange gording naar twee ankers moeten worden over- gebracht. Dit zou tot onrealistische gording- afmetingen hebben geleid en zou extreem hoge ankerkrachten hebben opgeleverd. - Sterk hellende ankers – De ankers zouden op deze wijze onder de kelder door kunnen. De damwand bevond zich dicht bij de toekomstige keldercon- structie, waardoor de vereiste hellingshoek zeer groot zou zijn. Door de grote verticale compo- nent zou het draagvermogen van de damwand worden overschreden. - Een derde onverankerde damwand vóór de be- staande damwand. De damwand zou relatief zwaar moeten worden gedimensioneerd. Deze oplossing kwam om economische redenen niet in aanmerking. - Koppeling van de twee bestaande damwanden – Dit betrof een concept waarbij beton tussen de bestaande damwanden werd gestort. Deze ver- binding zou een stijve samengestelde kademuur vormen. De oplossing werd niet gekozen van- wege de onzekerheden met betrekking tot de spanningsverdeling en de vervormingen tijdens de verdichting van het beton. - Verbinding tussen de damwand en de kelder - Dit was niet mogelijk omdat de kelder nog niet was gebouwd in deze bouwfase. Uiteindelijk is besloten om voor de periode tot de aanleg van de kelder een tijdelijke geogrid- verankering van de damwand toe te passen. Na de realisatie van de kelder kon deze verankering weer worden verwijderd en konden damwand en kelder permanent worden verbonden. De damwand- verankering bestond uit een geogrid vervaardigd van PVA met een korte-duur treksterkte van 600 kN/m. De verbinding met de damwand bestond uit stalen haarspelden, waardoor een stalen buis werd geschoven (figuur 6). Na de eerste laag geogrid werd een zandlaag aan- gebracht en verdicht, waarna de teruggeslagen tweede laag van de geogrid werd teruggelegd. Een overlengte van 0,5 m maakte het mogelijk het bovenste geogrid strak te trekken, met een bak van een mobiele kraan (figuur 5). De tijdelijke geogrid damwand-verankering werd gerealiseerd in twee dagen. De damwand is gedu- rende de gehele bouwfase niet zichtbaar ver- vormd. CASE 3 - AUTOBAHN A 20 IN DUITSLAND– PERMANENTE VERANKERING MET GEOGRIDS GEMAAKT VAN ARAMIDE Voor de nieuwe Autobahn A20 in Duitsland, de zogenaamde Baltic Sea Autobahn, was tussen Sanitz en Tessin een 15 m hoge aardebaan nodig over een tracé van 160 m met extreem slappe grond. Verschillende bouwtechnieken werden overwogen. Het vervangen van de slappe grond ging niet, want het slappe pakket was 15 m dik. Andere traditionele bouwmethoden waren ook moeilijk en extreem duur. Bovendien waren er strenge eisen aan de bouwtijd en de toegestane milieu-effecten. Uiteindelijk is er een gestabiliseerd talud gebouwd. Hiervoor werden twee rijen buispalen van 21 m lang de grond ingetrild met een hart-op-hart afstand van tweemaal de buisdiameter. Tussen de buizen kwamen geotextiel-omhulde kolommen. Samen vormden ze een wand. De machine die Figuur 4 – Opspannen geogrid. Stap 1 Stap 2 Stap 3 61 GEOKUNST NOVEMBER 2019 Er bestaan verschillende verankeringssystemen voor stalen damwanden met elk hun eigen voor- en nadelen. Een relatief nieuwe methode is een dam- wand- verankering met geogrids. Een eenduidige ontwerpmethode voor dit alternatief bestaat nog niet, zodat voor ieder ontwerp een uitgebreide numerieke en analytische berekeningen nod ig is. Om te komen tot meer begrip van de werking van constructie en uiteindelijk een generieke ontwerpmethode, is een grootschalig onderzoek opgestart. De eerste van een serie artikelen presenteert vier voorbeeldprojecten met geogrid-verankerde damwanden en beschrijft de doelen van het onderzoek. De volgende artikelen zullen ingaan op de resultaten van veldmonitoring, laboratoriumproeven en numerieke analyses. SAMENVATTING Figuur 5 – De oude vervallen keerconstructie bij het gesloopte pakhuis De Spijker in Amersfoort. 62 GEOKUNST NOVEMBER 2019 Foto 6 – Een stalen pijp steekt door de haarspelden en bevestigt het geogrid aan de stalen damwandplanken. De bovenste geogrid- Foto 8 – Verbinding geogrid - damwand. Foto 9 – Horizontale verankering van stalen buispalen. Foto 7 – Borgen met grond en voorspannen van het geogrid door het geogrid over een geul te leggen. Figuur 10 – Werkplatform op stalen buispalen. Figuur 11 – Dwarsdoorsnede; aanvulling gewapend met geogrid. de palen installeerde stond op een werkplatform op de reeds geïnstalleerde palen (figuur 10). Bovenaan werden de stalen buizen verbonden met een speciale stalen constructie en horizontaal verankerd met de 28 m lange geogrids. Deze geo- grids van aramide hadden een hoge stijfheid, waren flexibel en hadden een korte duur trek- sterkte van 400 kN/m. De geogrids werden rimpel- loos maar zonder voorspanning geïnstalleerd (figuur 9). De rest van de slappe grond tussen palen en toekomstig weglichaam werd vervangen door geschikt vulmateriaal. Daarboven kwam het weg- lichaam dat bestond uit met geogrid gewapende grond (figuur 11). De figuur laat zien hoe op deze manier in totaal 30 m hoogteverschil werd gekeerd: het 15 m hoge dijklichaam en 15 m de slappe bodem in. Acht maanden na het einde van de bouw werd een horizontale deformatie gemeten van slechts 5 cm, minder dan 0.5% van de aardebaanhoogte (figuur 12) De oplossing met de permanente Aramide geogrid- verankering was effectief qua kosten en qua tijd. CASE 4 – WINDPARK KRAMMER Van 2016 tot 2018 zijn 34 windturbines gebouwd rondom de Krammersluizen bij Bruinisse. De wind- turbines hebben een ashoogte van circa 122 m. Veer tien zijn op de strekdammen van het sluizen- complex geplaatst. Om voldoende ruimte te creë- ren voor de fundering van de mast en de kraan- opstelplaats zijn tegen de strekdam 14 grond- aanvullingen gerealiseerd. Hiervoor is in het water een korte damwand ingebracht met een inhei- diepte van circa 10 m. De ruimte tussen de strek- dam en de damwand is aangevuld met zand tot net boven het hoogwaterniveau. De damwand is op drie tot vijf niveaus verankerd met een geogrid. De geogrid-verankering is om een stalen buis geslagen, die met beugels aan de damwand is gekoppeld (figuur 14). Nadat de grondaanvulling op hoogte is gebracht, zijn de betonnen fundatiepalen voor de wind- turbine dwars door de geogrid verankering heen aangebracht. Hiervoor zijn eerst gaten voor- geboord door de geogrid-verankering. Tijdens het ontwerp was rekening gehouden met het bijbehorende verlies aan geogrid. De mogelijkheid palen door de geogrid-verankering heen te zetten geeft een geogrid-verankering een uniek voordeel ten opzichte van stalen ankers. Verschillen tussen damwand-ankers van staal en van geogrid De vier cases tonen de veelzijdige toepassing van geogrids als ankerelementen voor damwanden. Inmiddels zijn in Nederland nog meer damwanden met geogrids verankerd. Voorbeelden zijn diverse hulpbruggen in het project N31 Harlingen, de land- tunnel Gaasperdammerweg in Amsterdam en de spoorbaanverbreding bij Utrecht Leidsche Rijn. Uit de vier cases komen een aantal punten naar voren waarin damwand-ankers van staal en van geogrid verschillen: - De overdracht van de belasting naar de grond gaat over de volle lengte van het geogrid, bij een groutanker gebeurt dat alleen bij het grout- lichaam. Dit maakt dat we de sterkte van de grond efficiënter inzetten. - De puntlast van een stalen anker op de damwand kan worden gespreid door een gording toe te passen. Bij geogrid verankering is zo een gording onnodig. - De aansluiting van de geogrids op de damwand wordt uitgevoerd als een scharnier. Dit is flexi- beler dan de aansluiting bij stalen ankers. Hier- door is een geogrid verankering minder gevoelig voor verschilzettingen. - Het gebruik van meerdere geogrids op verschil- lende hoogtes reduceert het buigend moment in de damwand. - Palen kunnen eenvoudig achteraf achter de damwand worden geïnstalleerd; na voorboren gaan ze zonder problemen dwars door de geogrid-verankering. - Geogrids corroderen niet. Beschouwen we het gehele systeem van een dam- wand met een geogrid-verankering, dan kan het geogrid een ‘wapenend’ effect hebben op de grond, waardoor de horizontale belasting op de damwand vermindert. Dit effect moet voor de 63 GEOKUNST NOVEMBER 2019 Figuur 12 – Gemeten deformatie van de stalen buizen-damwand. In kleur de ophoogslagen en de deformatie in de tijd, de dikke rode lijn geeft de deformatie na 183 dagen. Figuur 13 – Bouwkuip kraanopstelplaats Krammer. Figuur 14 – Verankering van de geogrids met behulp van buizen. combinatie damwand/ geogrid-verankering nader worden onderzocht. Onderzoeksvragen Voor het ontwikkelen van een adequate ontwerp- methode moeten we eerst het gedrag van een geo- grid-verankerde damwand goed begrijpen. Daarom is er een onderzoek opgezet, dat gericht is op het beantwoorden van de volgende vragen: HOE BEÏNVLOEDT DE LENGTE VAN DE GEOGRIDS DE ACTIEVE ZONE? Het geogrid moet lang genoeg zijn om zijn belas- ting behoorlijk te kunnen overdragen op de grond, zonder risico op het uit de grond trekken van het geogrid. Hierbij moet het geogrid voldoende ver buiten de actieve zone reiken (Figuur 14a). De geogrids beïnvloeden echter de vorm en de grootte van de actieve zone. Zijn twee geogrids even kort en/of te kort, dan kan een actieve zone ontstaan zoals in Figuur 14b of 14c. Deze situatie valt buiten de scope van dit onderzoeksproject. HOE BEÏNVLOEDT DE BOVENBELASTING DE DAMWAND? Verke e r s - o f k r a a n b e l a s t i n g i s 3 D v a n a a rd e n b e ï n - vloedt de vorm en grootte van de actieve zone. Dit verandert de trekkracht-verdeling in de geogrids. De invloed hiervan op de spanningen en vervormin- gen van de damwand moet worden begrepen. De toename van de verticale belasting vergroot de weerstand tegen het uittrekken van het geogrid, zodat een bovenbelasting mogelijk gunstiger werkt dan bij een traditioneel verankerde dam- wand. WAT IS DE INVLOED VAN DE BOUWFASE? Voor iedere bouw fase moet er vo ldoende inzicht zijn in de spanningsverdeling en het vermogen om bijbehorende buigende momenten op te nemen zonder te veel initiële vervormingen. WAT IS DE INVLOED VAN DE GEOGRID-ANKERS OP DE HORIZONTALE BELASTING OP DE DAMWAND? De damwand wordt op verschillende hoogtes verankerd met een geogrid, en dat beïnvloedt de vorm van de vervormende damwand. Dit heeft weer invloed op de verdeling van de horizontale belasting op de damwand: er ontstaat boogwerking tussen de geogrids in. De gemiddelde horizontale belasting op de damwand is hiermee anders dan bij een damwand die is verankerd met stalen ankers. WAT IS DE INVLOED VAN VOORSPANNING? Het biedt voordelen om ieder geogrid-laag voor te spannen vóór verdere aanvulling. Dit steunt de damwand voordat de horizontale belasting uit de aanvulling optreedt. Dit vermindert de initiële vervormingen van de damwand gedurende de uitvoering, maar vergroot de belasting op het geogrid. Door kruip en spanningsrelaxatie zal de voorspanning langzaam afnemen. In zettingsgevoe- lige gebieden neemt de trekbelasting op het geogrid geleidelijk toe, waarmee mogelijk het effect van spanningsrelaxatie weer teniet wordt gedaan. WELKE STERKTE MOETEN DE GEOGRIDS HEBBEN? Het doel is om een rekenprocedure te ontwikkelen om de benodigde ontwerp-sterkte van het geogrid te bepalen. Het is nog niet duidelijk of de voor- spanning daarbij een uitgangspunt moet zijn, of juist een resultaat van de berekeningen. HET GEOGRID WAPENT DE GROND. HOEVEEL REDUCEERT DAT DE HORIZONTALE BELASTING OP DE DAMWAND? De geogrids wapenen de grond, en boogwerking tussen de geogrid-lagen reduceert de belasting op de damwand. De buizen waarom het geogrid wordt geslagen hebben een diameter van circa 15 cm, en de afstand tussen de ankerlagen is gemiddeld 1,2 m. Een deel van de horizontale grondbelasting gaat mogelijk rechtstreeks naar de horizontale buizen waardoor de belasting op de damwand verder afneemt. Het is belangrijk om te begrijpen in welke mate dit gebeurt. WAT MOET DE INBEDDINGSDIEPTE VAN DE DAMWAND ZIJN? Een geogrid-verankerde damwand kent minder horizontale belasting, en verplaatst minder dan een damwand met stalen ankers. Dit betekent dat de damwand wellicht minder diep hoeft te worden ingebed, zonder dat de damwandverplaatsingen ontoelaatbaar groot worden gedurende de bouw- en/of gebruiksfase. Het vinden van de meest economische oplossing is daarmee een uitdaging geworden. Het aantal ankerlagen bepaalt de beno- digde inbeddingsdiepte en vice versa. HOE GEDRAAGT DE CONSTRUCTIE ZICH BIJ VERSCHILLENDE TOEPASSINGEN? Dit artikel geeft al vier voorbeelden van toepassingen van geogrid-verankerde damwanden. Er zijn er nog meer denkbaar. Verschillende toepassingen kunnen zo hun eigen gevolgen hebben. Onderzoek Het met geogrids verankeren van damwanden is een recente ontwikkeling waar nog geen duidelijke ontwerpmethode voor beschikbaar is. Om tot een generieke ontwerpmethode te komen is het nood- zakelijk om goed te begrijpen welke mechanismen een rol spelen. Voor dit doel is een groot onder- zoek opgezet, dat voortbouwt op onderzoeken naar gewapende grond met stijve voorzetwanden en verankerde damwanden. Het onderzoek omvat het monitoren in oude en nieuwe praktijkprojec- ten, numerieke analyses en modelproeven. In de praktijkprojecten worden verplaatsingen en span- ningen gemeten, gedurende zowel de bouw- als de gebruiksfase van de damwanden. Modelproeven in de Deltares modelhal zullen inzicht geven in het ge drag onder verschillende omstandigheden. Met de meetresultaten kunnen we numerieke modellen valideren, om daarna gecompliceerde omstandig- heden te analyseren en parameterstudies te doen. Dankwoord Dit onderzoek wordt medegefinancierd door TKI- PPS subsidie van het ministerie van Economische Zaken. De proeven zijn gefinancierd door de betrokken marktpartijen, te weten Deltares, GMB, Gebr. De Koning, Voets Gewapende Grond, Huesker Synthetic B.V. Huesker GmbH en GeoTec Solutions. Bij het vaststellen van de proefopstel- ling is een significante bijdrage geleverd door de Universiteit van Bochum. ! GEOKUNST NOVEMBER 2019 64 Figuur 15 – Invloed van de geogrid-lengte op de actieve zone. a. Juist ontwerp geogrid-lengte; b. Geogrids met d ezelfde geogrid-lengte; c. Onvoldoende geogrid-lengte. Figuur 16 – Boogwerking. abc Inleiding Eind 2017 heeft CROW publicatie C1001 “Geo- kunststoffen als funderingswapening in ongebon- den funderingslagen” uitgebracht. Deze publicatie is een van de laatste producten die onder de para- plu van SBRCURnet zijn ontwikkeld. Met het verdwijnen van SBRCURnet per 1 januari 2018 heeft CROW een aantal activiteiten van SBRCUR- net onder haar hoede genomen, waaronder die van de funderingswapening. De publicatie is opgesteld omdat de bestaande kennis van de laatste jaren over meerdere publicaties was versnipperd. Bovendien boden sommige ontwerpmodellen geen mogelijkheden om nieuwe producten en constructieve oplossingen te gebruiken. Verder was het merendeel van de publicaties geotech- nisch georiënteerd waardoor de aansluiting met de wegenbouwsector veel problemen kende. Het ontwerp en de aanleg van onderfundering en weg- fundering is meestal een zaak van wegenbouw- aannemers en daaraan gelieerde ondernemingen. Dit houdt in dat de karakterisering van de stijf- heids- en vervormingseigenschappen van een (onder)fundering en funderingswapening in een- heden moet plaatsvinden die kunnen worden gebruikt in de software die in de wegenbouw- wereld gangbaar is of dwingend is opgelegd. Deze software laat alleen input in de vorm van stijfheids- modulus (MPa), laagdikte (mm) en Poissongetal toe. Het gevolg was dat opdrachtgevers, ontwer- pers, aannemers en beheerders van weg- en terreininfrastructuur niet optimaal gebruik konden maken van de mogelijkheden die funderings- wapening kan bieden. De nieuwe publicatie heeft als oogmerk handvatten te verschaffen om het effect te bepalen van de meerwaarde van funde- ringswapening voor onverharde wegen, straat- steenverhardingen en asfaltconstructies. Funderingswapening ook in onderfundering Funderingswapening is precies wat de naam zegt, versterking van de draagkracht en integriteit van de fundering onder wegverhardingen (figuur 1). Door funderingswapening toe te passen wordt het structurele gedrag van een ongebonden fundering verbeterd. De ontwerper, aannemer of beheerder kan er voor kiezen om minder materiaal toe te passen of juist een langere levensduur te realiseren van de onverharde weg of de met asfalt-, beton- of straatsteen verharde weg. Funderingswapening kan ook worden toegepast als overwogen wordt om met een funderingsmateriaal of lichtgewicht materiaal met niet-optimale stabiliteits- en stijfheidseigenschappen te werken. Bij water- passerende bestratingen wordt in de fundering mineraal aggregaat gebruikt waarin de fijne fractie ontbreekt of is verwijderd. Dit verbetert de waterdoorlatendheid en -berging van de construc- tielaag, maar vermindert de verdichtingsmogelijk- heden. Funderingswapening kan in deze situaties een helpende hand bieden. Met funderingswapening wordt niet alleen toepas- sing van geokunststoffen in de fundering bedoeld, maar ook wapening en mechanische stabilisatie van de onderfundering of zandbaan. De onder- fundering (in het Engels: subbase) is de laag die meestal wordt aangebracht tussen de fundering en de ondergrond. Als deze laag uit zand bestaat wordt ook vaak de term aardebaan gebruikt. Bij wegen op maaiveldhoogte gelegen op een draag- krachtige grondslag wordt de onderfundering vaak achterwege gelaten. Bij ophogingen en aanleg van wegen op slappe grondslag is een onderfundering onmisbaar om te kunnen voldoen aan de gangbare eisen aan draagkracht, drainage en weerstand tegen vorst/dooischade. Mechanische stabilisatie van die onderfundering leidt tot verbetering van de toegankelijkheid van het bouwterrein en berijd- baarheid van de onderfundering in de bouwfase. Weerstand tegen permanente vervorming versus stijfheid Bij onverharde wegen, zowel permanent onverhard als alleen tijdelijk onverhard in de bouwfase van een weg, is de weerstand tegen permanente vervorming het belangrijkste ontwerpcriterium. Vo o r o nver h a rd e w e g e n w o rd t g e b r u i k g e m a a k t van empirische modellen. In de nieuwe richtlijn wordt via empirische modellen bepaald welke funderingsdikte nodig is om de hoeveelheid spoor- diepte aan het oppervlak (bovenkant fundering) te beperken. De structurele bijdrage van funderings- 66 GEOKUNST NOVEMBER 2019 ONTWERPEN MET DE NIEUWE RICHTLIJN VOOR FUNDERINGSWAPENING Figuur 1 – Voorbeeld funderingswapening [bron: CUR/CROW C1001]. Figuur 2 – Schematisatie van spanningen in een geocell [bron: CUR/CROW C1001]. dr.ir. Christ van GurpWeetvanwegen Ing. E. Kwast Kwast Consult wapening wordt verrekend door de bij een product horende modelcoëfficiënten te hanteren of aan- gepaste modelformules te gebruiken. Jammer genoeg is geen lijst van “verbeterfactoren” beschik- baar van alle op de markt verkrijgbare producten van funderingswapening. Deze verbeterfactoren zijn sterk productafhankelijk, en moeten daarom per product aangetoond worden. Dit artikel beschrijft hoe deze verbeterfactoren bepaald worden. Anders ligt het in het geval van het ontwerpen van wegen met asfaltverhardingen met het in Nederland gangbare ontwerpprogramma OIA. De voornaamste ontwerpcriteria zijn de rek onderin het asfalt en de verticale stuik bovenin de onder- fundering en ondergrond. Deze criteria dienen ter borging van het vermoeiingsgedrag van het asfalt en de weerstand tegen permanente vervorming in de onderbouw. Bij toepassing van gebonden funderingen wordt aanvullend gedimensioneerd op vermoeiing en scheurgroei in de gebonden fun- dering. Ongebonden of zelfbindende funderingen worden in de Nederlandse praktijk in een ontwerp- berekening nooit onderzocht op weerstand tegen permanente vervorming vanwege het ontbreken van algemeen geaccepteerde ontwerpmodellen. Om aansluiting met OIA te realiseren is daarom gekozen voor de optie om het verbeterende effect van (onder)funderingswapening in een ontwerp- berekening uit te drukken in een verhoogde waarde van de stijfheidsmodulus van de betref- fende laag. Wapenend effect Het wapenende effect van funderingswapening hangt naast de eigenschappen van de geokunst- stof ook af van het mineraal aggregaat waarin het product wordt toegepast en de constructielaag waarin de funderingswapening wordt toegepast. Resultaten van laboratoriumproeven op het product geokunststof alleen kunnen dus nooit betrouwbare data leveren over het wapenende effect in het veld. Te allen tijde zijn experimentele gegevens benodigd. De meest gebruikte methoden om het wapenende effect van funderingswapening experimenteel te bepalen zijn laboratorium test- bakken of proefvakken. Deze proefvakken kunnen zowel in een grote hal zijn aangelegd als buiten in het veld. In alle gevallen moet een herhaalde belasting zijn aangebracht van voldoende grootte om binnen een redelijk tijdstermijn permanente vervorming in de testopstelling of proefvak te kunnen genereren. Het verschil in gedrag van een gewapende en een ongewapende testopstelling of proefvak levert data voor het wapenende effect op. Dit wapenende effect wordt voor asfalt- verhardingen uitgedrukt in de support improve- ment factor (SIF) en modulus improvement factor (MIF). In de ontwerpprocedure van wapening of mechanische stabilisatie van de onderfundering en/of fundering van een asfaltverharding speelt naast deze twee factoren de effectieve werkings- hoogte een hoofdrol. Effectieve werkingshoogte wapening Als onder in de fundering en/of de onderfundering wapening aanwezig is, zal het wapenende effect geleidelijk afnemen met toenemende afstand tot de wapening. Bij geocellen met stijve wanden is het wapenende effect over de hele hoogte van de geocel aanwezig (figuur 2). Daarboven neemt het wapenende effect langzaam af. Voor dit soort geocellen wordt in de ontwerpmethode als effectieve hoogte de hoogte van de geocel gehan- teerd plus twee centimeter, om het effect van het mineraal aggregaat dat boven de geocel uitsteekt te verdisconteren. Bij geocellen met flexibele wan- den strekt het volledige wapenende effect zich meestal uit over de totale hoogte van de geocel minus de bovenste centimeter. In de zone direct boven de geocel is het wapenende effect in geringere mate aanwezig. Deze zone wordt in de ontwerpberekeningen als ongewapend beschouwd. Bij 2D-vormgegeven funderingswapening zoals geogrids (figuur 3) is het wapenende effect afhan- kelijk van de geokunststof om granulaire korrels erboven op hun plaats te houden (interlocking). In een granulair materiaal is gewoonlijk het volledige wapenende effect aanwezig vanaf de funderings- wapening tot op een hoogte van twee- tot drie- maal de grootste korreldiameter van het mineraal aggregaat. Daarboven neemt de opsluiting lang- zaam af en op een afstand van vier- tot vijfmaal 67 GEOKUNST NOVEMBER 2019 SAMENVATTING De draagkracht van een wegfundering is van groot belang om, zeker in gebieden met een slappe grondslag, een weg-, terrein- of terminalverharding te kunnen realiseren. Tijdens de ontwerplevensduur moet de wegfundering zijn gebruikswaarde behouden zonder overmatig veel onderhoud. Toepassing van een funderingswapening vervaardigd van geokunststoffen is een techniek om een (onder-)fundering van ongebonden mineraal aggregaat mechanisch te stabiliseren, zodat de interlock tussen de korrels van het materiaal wordt verbeterd, meer lastspreiding naar dieper gelegen lagen optreedt en de draagkracht van de (onder)fundering toeneemt. Dit artikel beschrijft de in SBRCURnet-verband ontwikkelde ontwerpmethode voor funderingswapening en toont aan de hand van een aantal voorbeelden aan welke meerwaarde funderingswapening kan hebben. Figuur 3 – Opsluiting granulair materiaal (interlocking) bij geogrids [bron: CUR/CROW C1001]. Figuur 4 – Voorbeeld relatie MIF en stijfheid van onderbouw en funderingsmateriaal. de maximale korreldiameter vanaf een flexibel geogrid zal de wapenende werking niet meer aantoonbaar of aanwezig zijn. Voor vormvaste geogrids zal deze zone dikker zijn. In de ontwerpprocedure wordt de effectieve werkingshoogte geschematiseerd tot een equiva- lente hoogte waarover 100% wapenend effect verondersteld wordt. Voor het daarboven gelegen deel van de constructielaag wordt ervan uitgegaan dat de wapening geen invloed heeft. Modulus Improvement Factor MIF De MIF is de factor waarmee de stijfheidsmodulus van een ongebonden mineraal aggregaat over de effectieve hoogte van de combinatie mineraal aggregaat en funderingswapening in een ontwerp- berekening mag worden vermenigvuldigd. Bij som- mige wapeningsproducten heeft MIF een vaste waarde, bij andere producten is de waarde van MIF afhankelijk van de stijfheid van het mineraal aggregaat van de betreffende laag en de stijfheid van de onderliggende lagen. Een wapenings- product is over het algemeen relatief effectiever bij toepassing met een mineraal aggregaat met lage stijfheid dan bij een hoge stijfheid. Figuur 4 illustreert voor een voorbeeldproduct dat voor een ondergrond met een stijfheid van 40!MPa en een fundering met een gemiddelde ongewapende stijfheid van 110!MPa MIF!=!3,6 (let op: elk wapeningsproduct heeft zijn eigen MIF- grafiek). De maximale stijfheidsmodulus van het gewapende deel van de fundering wordt daarmee 3,6 x 110 ! 400!MPa. Support Improvement Factor SIF Austroads [2008] maar ook andere bronnen hebben laten zien dat er grenzen zijn aan de stijf- heid van een ongebonden granulaire constructie- laag en dat die grenzen afhankelijk zijn van de laagdikte van de laag en de stijfheid van het medium waarop de granulaire laag ligt. Bij de Shell-ontwerpmethode bijvoorbeeld wordt de stijfheid van een ongebonden granulaire laag begrensd tot maximaal viermaal die van het onder- liggende medium. Ditzelfde principe geldt ook voor granulaire lagen met funderingswapening. De relatieve stijfheidstoename zal weliswaar groter zijn dan bij toepassing van een ongewapende granulaire laag vanwege de extra lastspreiding door het balkeffect (zie figuur 5), maar ook hier zijn er grenzen. De maximale verbeterfactor van de gewapende laag ten opzichte van de onder- liggende laag wordt aangeduid met Support Improvement Factor (SIF). Voor de meeste wapeningsproducten geldt dat de waarde van SIF onafhankelijk is van de stijfheid van het onderliggende medium. Doorgaans wordt een waarde van SIF = 5 gebruikt; voor sommige geocellen met stijve wanden wordt SIF = 7,6 ge- hanteerd. Als voor het voorbeeld uit Figuur 4 SIF = 5 zou zijn, dan houdt dit in dat de stijfheid van de gewapende laag maximaal 5 x 40 = 200!MPa mag bedragen in de ontwerpberekening. De waarde van 200 MPa is kleiner dan de 400 MPa die volgt uit de toepassing van MIF en is daarmee maatgevend. De stijfheid van de gewapende laag in de ontwerp- berekening wordt dus beperkt op 200!MPa. Hoogteligging funderingswapening De optimale hoogteligging van de (onder)funde- ringswapening hangt sterk af van de lokale om- standigheden. Soms is het wenselijk om de funderingswapening diep in de constructie aan te leggen om vanaf die diepte de draagkracht op te bouwen. Door de realisatie van een klankbodem ontstaat de mogelijkheid om de resterende lagen gemakkelijker aan te brengen en kwalitatief goed te verdichten. Soms is het effectiever om de wape- ning juist hoog in de constructie aan te brengen om op die hoogte voldoende stijfheid te hebben. Hoe stijver een bepaalde laag is, hoe meer spannin- gen die laag naar zich toe kan trekken. Onder verkeersbelasting zijn de spanningen boven in de constructie altijd hoger dan dieper in de constructie. Vanuit dat punt bezien zou een ondiepe aanleg van de funderingswapening meer voor de hand liggen. De volgende alinea toont een toepassingsvoor- beeld. Meer toepassingsvoorbeelden worden in de CUR/CROW-publicatie C1001 getoond. Funderingswapening in asfaltverharding In een gebied met een ondergrond van siltige klei wil een wegbeheerder een asfaltweg laten aan- leggen. De laagdikte van de asfaltlagen bedraagt 110!mm. Voor de fundering heeft hij de voorkeur voor een ongebonden funderingsmateriaal, omdat dit materiaal ongelijkmatige zettingen van de ondergrond gemakkelijker kan volgen dan een gebonden funderingsmateriaal. Het linker deel van Figuur 6 toont een traditioneel ontwerp (“Basis”). Daarnaast zijn drie varianten met funderings- wapening afgebeeld, waarbij de ontwerpdikte van het asfalt gehandhaafd blijft. De varianten zijn: 1. Wapening fundering met vormvast geogrid (SIF = 5,0; MIF = 2,0 met effectieve werkingshoogte van 125!mm) en zandbed ongewapend. 2. Wapening van een 200 mm dik zandbed met 150 mm hoge geocel met stijve celwanden (SIF = 7,6; MIF = 3,4 met effectieve werkingshoogte van 170!mm) en fundering ongewapend. 3. Vervanging fundering en zandbed door 250 mm bims gewapend met 150 mm hoge geocel met stijve celwanden (SIF = 7,6; MIF = 3,4 met effec- tieve werkingshoogte van 170!mm). De in de figuur 6 getoonde waarden voor de laag- dikte en stijfheidsmodulus voor de met geocellen gewapende lagen gelden voor de gehele hoogte van de constructielaag. De stijfheidsmodulus is dus 68 GEOKUNST NOVEMBER 2019 Figuur 5 – Verbetering lastspreiding door hooggelegen funderingswapening [bron: CUR/CROW C1001]. Figuur 6 – Verbetering lastspreiding door hooggelegen funderingswapening [bron: CUR/CROW C1001]. een equivalente modulus voor het gewapende plus het ongewapende deel van de laag. Figuur 6 toont de minimaal benodigde laag- opbouw om redenen van draagkracht. In het voor- beeld wordt voorbij gegaan aan aanvullende eisen, zoals drooglegging en vorstindringingsdiepte. Figuur 6 toont in het simpele voorbeeld aan dat funderingswapening resulteert in een dunnere laagopbouw van de wegconstructie. Dat is vooral in gebieden met een slappe grondslag nuttig. Als aangenomen wordt dat de kruinhoogte van de weg op 0,35!m boven maaiveld komt te liggen, kan worden bepaald welke gewichtstoename de bouw van elke variant met zich meebrengt. Ta bel 1 toont in de bovenste rij het totale gewicht van de wegconstructie. De tweede rij bevat het gewicht van de grond die ontgraven moet worden voor de aanleg van de weg. De laatste rij is het verschil tussen de twee gewichten en dus de netto toename van het gewicht dat op de lokale grond- slag wordt uitgeoefend. Het netto gewicht van variant 3 is 2,5 keer kleiner dan dat van de basis- variant. Dit houdt in dat de hoeveelheid zetting en nog belangrijker het zettingsverschil in dezelfde mate kleiner zullen zijn. Funderingswapening draagt dus niet alleen bij aan verhoging van de draagkracht en de lastspreiding maar is ook een effectief middel om de hoeveelheid zetting te reduceren en duurzame langsvlakheid te garanderen. Funderingswapening in straatsteenverhardingen De bepaling van het wapenende effect van funde- ringswapening in straatsteenverhardingen met een ongebonden fundering gaat volgens dezelfde principes als bij een onverharde weg. In beide gevallen is namelijk spoorvorming het maatgevende ontwerpcriterium. Bij de straatsteenverharding zorgen de straatsteenelementen voor last- spreiding, waardoor de ontwikkeling van de permanente vervorming bij straatsteenverhar- dingen langzamer zal gaan dan bij onverharde wegen met dezelfde opbouw. Voor straatsteen- verhardingen met funderingswapening wordt in de nieuwe richtlijn de volgende aanpak gehanteerd: - bereken in de situatie van een onverharde weg zonder funderingswapening de benodigde fun- deringsdikte voor de te verwachten verkeers- belas ting en de toelaatbare waarde voor de spoor- diepte aan het wegoppervlak; - maak eenzelfde berekening voor de situatie waarin funderingswapening in de onverharde weg is aangebracht; - bereken de verhouding van de funderingsdikte gewapend en ongewapend (= reductiefactor A); - bereken voor de straatsteenverharding zonder funderingswapening de benodigde funderings- dikte. In de nieuwe richtlijn wordt deze dikte berekend op basis van een onverharde weg (zie stap 1) en data over de toegepaste straatstenen. - vermenigvuldiging van de funderingsdikte uit de vorige stap met de reductiefactor A levert de funderingsdikte van de gewapende straat- steenverharding op. Wapening van zelfbindende funderingsmaterialen Menggranulaat, hydraulisch menggranulaat en betongranulaat zijn de meest gebruikte wegfunde- ringsmaterialen in Nederland. Al deze materialen zijn zelfbindend. Dat wil zeggen dat de stijfheid in de tijd toeneemt zonder dat een specifiek bindmiddel zoals cement of (schuim)bitumen is toegevoegd. In wegontwerpen van asfaltver- hardingen wordt doorgaans met stijfheidsmoduli van 400!MPa - 600!MPa gerekend. Deze stijfheden zijn niet vanaf het moment van aanleg aanwezig. De gebruikte steenmengsels zijn samengesteld uit een of meerdere componenten met zelfbindende eigenschappen (latent hydraulisch). De mate waarin de zelfbinding tot stand komt is o.a. af- hankelijk van de doorbuiging die het materiaal ondergaat onder verkeersbelasting en het aantal contactvlakken tussen de korrels van het mineraal aggregaat. Op wegen op een slappe grondslag zal de fundering meer doorbuigen dan bij een weg op een meer draagkrachtige ondergrond. Daarom bestaat in deze situaties de kans dat in de bouw- fase een zelfbindend funderingsmateriaal zijn ontwerpstijfheid niet haalt, omdat de verkitting van korrels telkens worden verbroken door te grote doorbuigingen ten gevolge van passerende vrachtwagens. Funderingswapening onder in de fundering zorgt voor een betere opsluiting en dus minder beweging van de mineraalkorrels. Hierdoor wordt de kans vergroot dat de fundering in de gebruiksfase conform de eisen zal functioneren ondanks dat de rol van de funderingswapening dan al een stuk kleiner is geworden. Referenties - Austroads (2008), Guide to pavement technology Part 2: Pavement structural design, Publication AGPT02/10, Sydney. - CUR/CROW (december 2017), Geokunststoffen als funderingswapening in ongebonden funde- ringslagen, publicatie C1001, Ede. ! 69 GEOKUNST NOVEMBER 2019 Ta bel 1: Vergelijking gewichtstoename varianten Basis Variant 1 Variant 2 Variant 3 Gewicht wegconstructie (kN/m 2)17,9 12,8 9,5 4,2 Gewicht ontgraven grond (kN/m 2)7,7 3,9 1,7 0,2 Gewicht netto toename (kN/m 2)10,2 8,9 7,8 4,0 Het zijn digitale tijden, maar velen willen gewoon papier in handen hebben. Een relatiemagazine is zeer effectief als marketinginstrument, het ultieme visitekaartje voor uw onderneming. Wek vertrouwen, claim autoriteit binnen uw vakgebied, creëer bedrijfsherkenning, loyaliteit en binding bij al uw relaties. Uitgeverij Educom (o.a. Geotechniek/Geokunst) is dé partij om mee in zee te gaan. Zij regelt van idee tot en met verspreiding. Biedt uw magazine digitaal aan en plaats het op uw website. Informeer naar de talloze mogelijkheden via: info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl Éven weg van bits en bites ... Joost v/d MeerAlliantie Markermeerdijken,Witteveen en Bos Anne Bäcker Alliantie Markermeerdijken,Arthe Civil&Structure Richard de JagerAlliantie Markermeerdijken,Boskalis Remco den Hertog Alliantie Markermeer-dijken, Boskalis 26 Inleiding De Markermeerdijken tussen Durgerdam en Hoorn zijn afgekeurd tijdens de tweede toetsronde in 2006. De stabiliteit en de hoogte van de dijken bleken niet te voldoen aan de wettelijke normen. Het versterken van de dijken volgens de vigerende leidraden zou leiden tot lange stabiliteitsbermen. De versterkingsopgave leek disproportioneel zwaar te worden. De sterkte die werd toegekend aan het veen onder de dijken kwam ter discussie te staan. Naar aanleiding hiervan is het onder- zoeksprogramma Dijken op Veen geïnitieerd. De eerste fase van het onderzoek bestond uit een aantal bezwijkproeven in het veld [1], waaruit geconcludeerd werd dat de sterkte van het veen onderschat werd. De sterkte van veen wordt gemobiliseerd bij grote schuifvervorming, terwijl de vigerende leidraden voorschreven dat de sterkte bij een beperkte vervorming bepaald wordt. Daarnaast werd geconcludeerd dat de sterkte van veen gemeten en beschreven kan worden met methoden die voor klei gangbaar zijn. De tweede fase van het onderzoeksproject [2] had als doel om de onderzoeksresultaten toepasbaar te maken voor de dijkversterking van de Marker- meerdijken. De onzekerheid in sterkte-eigen- schappen van de ondergrond kan gereduceerd worden door de sterkte lokaal te meten. Het resul- taat is de werkwijze Dijken op Veen (DoV). De drie pijlers onder de werkwijze DoV zijn (1) de definitie van sterkte, (2) de lokale bepaling van sterkte in de ondergrond en (3) het verloop van sterkte met de verticale effectieve spanning. De ongedraineerde sterkte op de Critical State definieert de maatgevende sterkte van het veen. De sterkte van het veen is volledig gemobiliseerd op de Critical State. Een consistente definitie van de (rekafhankelijke) sterkte langs het glijvlak vereist dan dat de sterkte van de andere grond- lagen ook op de Critical State gedefinieerd wordt. Het rekenen met de ongedraineerde schuifsterkte sluit beter aan op het verwachte, ongedraineerde spanningspad dan het rekenen met de schuifsterk- teparameters c’ en !’ dat nu toe gangbaar was bij dijkversterkingen. Het WTI2017 hanteert dezelfde definities in het zogenaamde Critical State Soil Mechanics (CSSM) model. Deze bena- ming is niet geheel juist, omdat Critical State Soil Mechanics [3] hooguit een raamwerk of type model definieert. Hét CSSM-model bestaat niet. De ongedraineerde schuifsterkte van de onder- grond wordt per locatie bepaald door veldonder- zoek uit te voeren. Op elke 100 meter langs de Markermeerdijken zijn vier sonderingen en een handboring genomen. In de meeste gevallen zijn bolsonderingen uitgevoerd in het voor- en achterland, en klasse 1-sonderingen in de kruin en de berm. Tijdens de ontwikkelfase van het project zijn zes ijkvelden ingericht om de correlatie tussen de conusweerstand en de ongedraineerde schuifsterkte te kalibreren [4]. De spreiding in de resulterende kalibratiefactor is met de ruimtelijke variabiliteit een maat voor de onzekerheid in de lokaal, in-situ gemeten schuifsterkte. Het verloop van de ongedraineerde schuifsterkte met de verticale, effectieve spanning hangt af van de grensspanning en een aantal parameters die per grondlaag constant zijn: [eq. 1] Hierin is de maatgevende, ongedraineerde schuif- sterkte s u[kPa] een functie van de initiële, verticale effectieve spanning "’v0 [kPa], de ongedraineerde schuifsterkte ratio bij normaalge- consolideerd gedrag S [-], de overconsolidatie- ratio OCR [-] (of grensspanning "’vg [kPa]) en een factor 0.5>m>1.0 [-]. Deze relatie [eq. 1] wordt gebruikt om vanuit de bestaande, gemeten sterkte te extrapoleren voor de maatgevende situatie of het versterkingsontwerp. De afhanke- lijkheid van de grensspanning impliceert dat de belastingsgeschiedenis van de grond is meegeno- men in het sterkteverloop. Wroth [5] heeft [eq. 1] theoretisch afgeleid vanuit een Critical State raamwerk. De theoretische afleiding laat zien dat PROEFTERPEN OP DE MARKERMEERDIJKEN: VAN THEORIE NA AR ONTWERP EN UITVOERING Figuur 1 – Typisch resultaat van bolsondering op de Markermeerdijken. Figuur 2 – Opbouw van de proefterp bij Etersheim. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 27 de relatie afhankelijk is van het gekozen spannings- pad, of het type laboratoriumtest. Dé ongedrai- neerde schuifsterkte bestaat niet. De SHANSEP methode [6,7] heeft [eq.1] voor het eerst empi- risch vastgesteld, maar dan op basis van pieksterk- ten en een vastgesteld testprotocol. De term SHANSEP past daardoor niet bij de methodieken die voor Dijken op Veen en het WTI2017 ontwik- keld zijn. De werkwijze DoV heeft de basis gelegd voor de dijkversterking Markermeerdijken. De Alliantie Markermeerdijken heeft de werkwijze praktisch toepasbaar en uitvoerbaar gemaakt. Dit artikel zal eerst beknopt ingaan op de praktische implicaties van de werkwijze DoV op de Markermeerdijken. Ver volgens zullen we de opzet van de proef terpen bespreken. De proefterpen verbinden de werk- wijze DoV, het ontwerp van de Markermeerdijken en de uitvoering van de dijkversterking. De proef- terpen zijn daarmee het sluitstuk in de implemen- tatie van Dijken op Veen bij de Markermeerdijken. Dijken op veen op de Markermeerdijken De implementatie van de werkwijze DoV op de Markermeerdijken is een iteratief proces geweest, waarin de uitgangspunten, werkwijze, software en de ontwerpoplossingen geoptimaliseerd zijn. Ironisch genoeg bleek al snel dat niet het veen, maar de klei onder het veen maatgevend was voor de stabiliteit van de waterkering. De grondlaag klei van Calais is voorbelast door het lichte veen, terwijl het ontbreekt aan de structuur die in het veen aan- wezig is. Figuur 1 illustreert het sterkteverloop met een bolsondering. De organische laag tussen - 1.6 en -4.0 m NAP heeft een aanzienlijk hogere conusweerstand dan de onderliggende kleilaag. Het onderzoeksproject DoV was gericht op het veen, en in veel mindere mate op de klei. De Alliantie Markermeerdijken heeft aanvullende tests laten uitvoeren op klei. In het algemeen geldt dat de kwaliteit van het grondonderzoek en de interpretatie van testresultaten bepalend zijn voor de uitkomst van de werkwijze DoV. Het bepalen van de Critical State vergt kennis over laborato- riumtests en grondgedrag. Het is per monster verschillend bij welke schuifvervorming de Critical State bereikt wordt. De onzekerheid in laborato- riumtests neemt toe met toenemende vervorming door beperkingen aan de apparatuur en niet- uniforme vervorming van het monster. We zullen in een aparte publicatie hier dieper op in gaan. De werkwijze DoV is door de vele stappen in het ontwerpproces foutengevoelig en bewerkelijk. Iedere spanningsverandering in het dwarsprofiel heeft invloed op de sterkteontwikkeling in de ondergrond. De belastingsgeschiedenis (grens- spanning) heeft invloed op de sterkteontwikkeling en moet dus gevolgd worden. De Eindige Elemen- tenmethode leent zich bij uitstek voor een dergelijke, gefaseerde berekening. In de conven- tionele software voor glijvlakberekeningen moet de belastingsgeschiedenis vooralsnog op een andere manier geadministreerd worden. De Allian- tie Markermeerdijken heeft hier software voor ontwikkeld. Een belangrijk doel van de software was het minimaliseren van de foutengevoeligheid door automatisering en het faciliteren van de kwaliteitscontrole. Een tweede voorbeeld dat we hier noemen is het bepalen van het maatgevende dwarsprofiel. In theorie kunnen er vier verschil- lende maatgevende dwarsprofielen voor een sectie zijn, namelijk voor de bestaande situatie (0-variant), het ontwerp, de uitvoeringsstabiliteit en zettingen. Een binnenwaarts stabiliteitstekort kan worden opgelost door een buitenwaartse asverschuiving met tijdelijke voorbelasting om de ondergrond te versterken. De dikte van het veenpakket bepaalt de maatgevende zetting, terwijl de klei onder het veen de stabiliteit bepaalt. Ook hiervoor biedt software uitkomst als het gaat om foutengevoeligheid en kwaliteitscontrole. De introductie van de werkwijze DoV heeft op de Markermeerdijken tot een andere kijk op het ontwerpen geleid. Lage, lange stabiliteitsbermen zijn minder efficiënt, omdat de sterkte in de ondergrond pas significant toeneemt boven de grensspanning. De belastingsgeschiedenis wordt meegenomen in de sterkteontwikkeling van de ondergrond, zodat met tijdelijke ophogingen gewerkt kan worden. De Alliantie Markermeer- dijken heeft hier gebruik van gemaakt door waar mogelijk met tijdelijke voorbelastingen te werken. Op deze manier kan het huidige dijkprofiel zoveel mogelijk behouden blijven in de eindsituatie, terwijl er naast de dijk een grondverbetering resteert na het verwijderen van de voorbelasting. Het effect van tijdelijke voorbelastingen is het grootst bij hoge ophogingen op een slappe onder- grond met een lage grensspanning. Deze ophogin- gen zijn ook het moeilijkst te realiseren. De uitvoeringsstabiliteit wordt een bepalende factor binnen het ontwerp van de dijkversterking. Proefterpen De Alliantie Markermeerdijken heeft drie proef- terpen langs het traject van de dijkversterking opgebouwd. De proefterpen simuleren tijdelijke voorbelastingen op de onbelaste ondergrond Figuur 3 – Opzet van proefterp bij De Weel. SAMENVATTING De aanleg van drie proefterpen is het sluitstuk van het ontwerp van de versterking van de Markermeerdijken. Veldproeven hebben de ontwikkeling van het sterkteconcept ‘Dijken op Veen’ geïnitieerd. De Alliantie Markermeer- dijken heeft het concept geïmplementeerd en verder verfijnd tijdens de ontwerpfasen. De verificatie van het versterkingsontwerp door proefterpen maakt de cirkel rond. Het artikel behandelt de achtergrond en opzet van de proefterpen op de Markermeerdijken. De proefterpen faciliteren de stap van ontwerp naar uitvoering, waarbij gefaseerde ophogingen op slappe grond in beperkte tijd gerealiseerd moeten worden. De monitoring tijdens de aanleg van de proefterpen levert ijkpunten voor de sterkteontwikkeling en vervormin- gen in de ondergrond. Een beheerste ophoging schept vertrouwen in het ontwerp en de uitvoeringsmethode, zowel binnen de eigen organisatie als naar de omgeving. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 28 naast de dijk (figuur 2). Om praktische redenen is gekozen voor proefterpen aan de binnenzijde (achterland) van de dijk. De keuze voor het achter- land of voorland heeft geen invloed op de doelstel- ling van de proefterpen. Op het moment van schrijven is de proefterp bij Broeckgouw op hoogte en staat op het punt om weer afgegraven te worden. De proefterp bij De Weel komt binnen enkele weken op hoogte. De proefterp bij Eters- heim is later opgestart en wordt op het moment nog opgehoogd. We hebben de proefterpen op dezelfde manier opgebouwd als de voorbelastingen die voor de dijkversterking zijn voorzien. Figuur 3 toont de proefterp bij De Weel. Op het maaiveld wordt een geogrid aangebracht om de stabiliteit tijdens de eerste ophoogslagen te waarborgen. Na het aanbrengen van een werkvloer wordt verticale drainage aangebracht (h.o.h. 1.5 meter) om het consolidatieproces te versnellen. Vervolgens wordt de terp in lagen van een meter opgebouwd bij een talud van 1v:3h, totdat een niveau van vijf meter boven het maaiveld is bereikt. De breedte van de kruin meet ten minste 20 meter. Net als bij de dijkversterking wordt de stabiliteit beheerst door de ophoogsnelheid aan te passen aan water- spanningsmetingen. Er zijn waterspanningsmeters geplaatst op verschillende lokaties en diepten. Zakbaken geplaatst in de kruin, het talud en de teen van de proefterp monitoren de zettingen. De horizontale vervormingen worden gemeten door inclinometers, die in het talud, de teen en op v e r s c h i l l e n d e a f s t a n d e n t o t d e t e e n g e p l a a t s t z i j n . Het hoofddoel van de proefterpen is de veldverifi- catie van de sterkteontwikkeling in de onder- grond. Een enorme meetcampagne met o.a. ongeveer 2700 sonderingen heeft de sterkte van de ondergrond onder de Markermeerdijken voor de dijkversterking in kaart gebracht. Een soort- gelijke campagne na de dijkversterking komt te laat om de werkzaamheden bij te kunnen sturen. Daarom is gekozen voor een ‘proof-of-concept’ in combinatie met een beperkt aantal controle- sonderingen. Figuur 4 illustreert het pad van de ongedraineerde schuifsterkte onder de proef- terpen volgens vergelijking [eq. 1]. Voor de op- bouw wordt de ongedraineerde schuifsterkte vast- gesteld met sonderingen. Vervolgens zal deze toenemen tijdens de opbouw van de proefterpen. Onder de initiële grensspanning "’v0 is de toename beperkt, erboven bepaalt de parameter S de toename. Na het ontlasten vanaf de nieuwe grensspanning resteert een sterktetoename. Op drie karakteristieke punten in Figuur 4 zullen klasse 1-sonderingen genomen worden: voor de opbouw van de proefterpen, als de proefterpen op hoogte zijn en het consolidatieproces (bijna) voltooid is, en na het afgraven als de ondergrond weer ontlast is. De sonderingen na het ophogen verifiëren de sterktetoename bij een belasting boven de grensspanning (OCR=1, eq. 1). De sonderingen na het ontgraven meten de sterkte die overblijft na het ontlasten van de ondergrond (OCR>1, eq. 1). De bouw van de proefterpen is het eerste stukje werk voor de dijkversterking van de Markermeer- dijken. Het geeft ons de gelegenheid om het uitvoeringsontwerp te toetsen en de processen tijdens uitvoering af te stemmen. Een stabiele opbouw van de proefterpen schept vertrouwen in de gekozen ontwerpuitgangspunten. Dit geldt zowel voor de eigen (uitvoerings)organisatie als de omgeving. Een van de kritiekpunten op de dijkversterking is het risico op beïnvloeding tijdens ophoging op de onbelaste ondergrond naast de dijk. De proefterpen geeft de Alliantie Marker- meerdijken de mogelijkheid om te laten zien dat de ophogingen stabiel en de vervormingen in de ondergrond beperkt blijven, mits er op een be- heerste manier gewerkt wordt. We gebruiken de proefterpen om een aantal ontwerpaspecten te evalueren die vooraf lastig in te schatten zijn. Een voorbeeld is de horizontale vervorming naast ophogingen. De metingen met de inclinometers geven ons de mogelijkheid om predicties van beïn- vloeding te evalueren en waar mogelijk aan te scherpen. Een tweede voorbeeld is de instantane aanpassing van wateroverspanningen na het aan- brengen van een belasting. De ervaring in de prak- tijk leert dat deze waarde vaak veel hoger ligt dan vooraf verondersteld wordt (zie bijvoorbeeld Figuur 4.4 [8]). De instantane aanpassing van wateroverspanningen is belangrijk voor de eerste ophoogslag, omdat de sterkte volgens vergelijking [eq. 1] sterk afneemt bij lage spanningen (zie Figuur 4). Meer in het algemeen kunnen we stellen dat de metingen van wateroverspanningen en zettingen meer zekerheid bieden over de nauw- keurigheid van de voorspellingen die gedaan zijn voor het ontwerp van de dijkversterking. Met de proefterpen zetten we de laatste stap van de werkwijze Dijken op Veen naar de versterking van de Markermeerdijken. We onderkennen dat er met de werkwijze DoV een grote stap voor- waarts is gezet in het ontwerpen en bouwen op de slappe ondergrond in Nederland. Echter, de implementatie van de werkwijze in de praktijk is bepalend voor het succes van de nieuwe reken- methodiek. De ervaring op de Markermeerdijken heeft geleerd dat dit stapsgewijs gaat, waarbij soms een stap terug noodzakelijk bleek. De laatste fase is de uitvoering van de dijkversterking die door middel van monitoring zal worden beheerst. De proefterpen scheppen vertrouwen in de ontwerpmethodiek voor de praktijk en slaan daarmee een brug naar de uitvoering. Kijk voor meer informatie en video’s over de proef- terpen op www.markermeerdijken.nl. Referenties [1] Zwanenburg, C., De bepaling van sterkte- eigenschappen van veen, Geotechniek, Juli 2013. [2] Zwanenburg, C., Dijken op Veen II: DoV werkwijze voor bepaling macrostabiliteit Marker- meerdijk, Deltares rapportnummer 1208254-032- GEO-001, 2014. [3] Roscoe, K.H., Schofield, A.N., Wroth, C.P., On the yielding of soils, Géotechnique, Vol. 8, pp. 22-53. [4] De Bruijn, H.T.J., Visschedijk, M.A.T., Van den Ham, G.A., Dijk op Veen II: eindrapport hete- rogeniteit, Deltares rapportnummer 1208254-019- GEO-0001, 2014. [5] Wroth, C.P., The interpretation of in situ soil tests, Géotechnique, Vol. 34, Nr. 4, 449-489, 1984. [6] Ladd, C.L., Foott, R., New design procedure for stability of soft clays, Journal of the geotechni- cal engineering division, Vol. 100, Nr. 7, pp. 763- 786, 1974. [7] Ladd, C.L., DeGroot, D.J., Recommended practice for soft ground site characterization: Arthur Casagrande Lecture, Proceedings 12th Panamerican Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, June 2003. [8] Leroueil, S., Magnan, J.-P., Tavenas, F (1990)., “Embankments on soft clays”, English Edition, Ellis Horwood Ltd, Great Brittain. ! Figuur 4 – Ontwikkeling ongedraineerde schuif- sterkte su als functie van verticale effectieve spanning !’v0. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Martin de KantOntwerpleider / manager digitale transformatie geotechniek Jesper van EsGeotechnisch adviseur/ adviseur digitale transformatie geotechniek Daniele FestaGeotechnisch adviseur/ product ownergeotechnical digital tooling 40 Inleiding Digital Engineering is een ontwikkeling die het ingenieursvak in snel tempo verandert. Het is een overkoepelend begrip voor; automated enginee- ring, interoperabiliteit, parametrisch ontwerpen, BIM en het werken met big data. Eerdere trans- formaties in het ingenieursvak hadden vooral betrekking op het analyseren van technisch inhou- delijke vraagstukken. Zoals in de jaren 70 de opkomst van het gebruik van ontwerp software, en in de jaren 90 het gebruik van de eindige elemen- ten methode. Digital Engineering brengt ons een stap verder. Het is het automatiseren en integreren van (ontwerp)processen, en het werken met data- stromen. Deze ontwikkelingen maken het mogelijk om ontwerpproces efficiënter, flexibeler en beter traceerbaar te maken. Digital Engineering biedt ook nieuwe mogelijkheden vanuit de data science (bijvoorbeeld machine learning). Royal HaskoningDHV werkt hard aan deze digitale transformatie. Nieuwe collega’s met andere vaar- digheden en kennis worden aangenomen. Het data science bedrijf Ynformed is overgenomen. Huidige werknemers volgen opleidingen over Python, Scrum en data modellen. Een deel van de business- modellen verandert van projecten naar producten en services. Ook in het vakgebied van de geotech- niek is deze transformatie merkbaar. In dit artikel beschrijven we enkele belangrijke onderwerpen binnen digital engineering: Auto- mated Engineering, Data management en Inter- operabiliteit. Aan de hand van het geotechnische ontwerpproces presenteren we een toekomstvisie en beschrijven we de ontwikkelingen binnen Royal HaskoningDHV. Automated Engineering Automated Engineering gaat over het automati- seren van het ontwerpproces. Het kan hierbij gaan om het efficiënt(er) uitvoeren van stappen in het proces, of het automatiseren van het gehele proces. Parametrisch ontwerpen gaat een stapje verder. Een ‘statisch’ model wordt ‘dynamisch’ gemaakt. Hiermee kan een ontwerpmodel worden aangemaakt, aangepast en getoetst op basis van vooraf gedefinieerde variabelen en voorwaarden. Generatief ontwerpen is de heilige graal. Hier- mee worden ontwerpvarianten gegenereerd en beoordeeld door de computer op basis van vooraf gedefinieerde criteria. Met de toevoeging van kunstmatige intelligentie en data science kunnen de functionaliteiten van een computer worden “getraind” om dit proces te optimaliseren. Essen- tiële onderdelen om Automated Engineering, parametrisch- en generatief ontwerpen mogelijk te maken zijn data management en interoperabiliteit. Automated engineering en parametrisch ontwerpen is volop in ontwikkeling binnen de projecten van Royal HaskoningDHV. Het biedt ons de mogelijk- heid om het ontwerpproces efficiënter, flexibeler, beter traceerbaar en uniformer te maken. Data management De hoeveelheid data die we genereren, meten en opslaan neemt sterk toe. Het is voor het ontwerp- proces belangrijk om deze data snel te ontsluiten en op passende wijze beschikbaar te maken. Om inzicht te krijgen in de relaties binnen een dataset en om data makkelijk te kunnen delen moet op een gestructureerde manier met data worden omgegaan. Databases en data warehouses zijn hierbij van essentieel belang. Binnen Royal HaskoningDHV wordt er op verschil- lende niveaus gewerkt om op een gestandaar- diseerde manier met data om te gaan. Op bedrijfs- niveau wordt een Common Data Environment (CDE) ontwikkeld, gericht op een eenduidige opslag en structurering van onze data. CDE is een belangrijke basis voor digitaal werken en biedt op termijn mogelijkheden om meer met onze data te doen. Op project en discipline niveau worden databases ontwikkeld ter ondersteuning van de digitalisering en automatisering van het ontwerp- proces. Een database vormt hierbij een ‘single source of truth’ om ervoor te zorgen dat iedereen en overal met dezelfde data en uitgangspunten werkt. Op alle niveaus (bedrijf, discipline, project) wordt daarom gestreefd naar ‘Cloud-based solu- tions’. Interoperabiliteit Interoperabiliteit kan worden gedefinieerd als de mogelijkheid van verschillende autonome (digitale) systemen om met elkaar te communice- ren. Het vormt de basis voor Automated enginee- ring en parametrisch ontwerpen binnen het integrale ontwerpproces. In een multidisciplinair ontwerpproces gaat interoperabiliteit voornamelijk om data integratie, compatibiliteit en het uitwisselen van data tussen applicaties. De data uitwisseling kan hierbij direct of indirect plaatsvinden. In het eerste geval DIGITAL ENGINEERING IN HET GEOTECHNISCHE VAKGEBIED: TOEKOMSTVISIE EN ONTWIKKELINGEN BINNEN ROYAL HASKONINGDHV Figuur 1 – Vereenvo udigd schema intero perabiliteit plat form RHDHV. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 41 wordt in een uniform format gecommuniceerd (.IFC voor BIM of .AGS voor geotechnische data). Voor sommige applicaties is dit niet mogelijk. In dit geval is conversie nodig. Royal HaskoningDHV is gecommitteerd aan open standaards en om deze visie te ondersteunen wordt gewerkt aan een integraal uitwisselings- platform voor engineering ontwerp applicaties. Dit platform bestaat uit clients, API’s (zie kader voor definities), een database en een web portal. Met behulp van applicatie specifieke clients (plug-ins) kunnen gegevens, via de verschillende API’s, van en naar de ‘Cloud-based’ database worden gestuurd. De clients maken hierbij gebruik van een protocol om projectgegevens in een uniform format op te slaan. Dit is te vergelijken met een reisstekker - een connectie om dezelfde data in een ander format uit te wisselen. De web portal maakt het mogelijk om de data in de database te bekijken. Met deze architectuur (figuur 1) is er gekozen voor een modulaire aanpak, waarbij in stappen per applicatie kan worden ontwikkeld. Er hoeft maar één cliënt per applicatie ontwikkeld te worden, dit maakt interoperabiliteit beter beheersbaar. Dit is een groot voordeel ten op- zichte van directe gegevensuitwisseling tussen applicaties (figuur 2). Digital engineering in de geotechniek Het geotechnische werkveld kan in hoofdlijnen in 3 fasen worden onderverdeeld: de Grondonder- zoeksfase (grondonderzoek en interpretatie), de Ontwerpfase en de Uitvoeringsfase. Voor elke fase beschrijven wij een toekomstvisie en gaan we in op de ontwikkelingen binnen Royal Hasko- ningDHV op dit gebied. In de grondonderzoeksfase is de geotechnisch ingenieur veelal verantwoordelijk voor supervisie en data management. Zij/hij schrijft voortgangs- rapportages, factual reports en adviseert over modificaties en prioritering van de onderzoeken. De grondonderzoeksfase staat meestal onder grote tijdsdruk. Vaak loopt deze gelijktijdig met de ontwerpfase of zelfs de uitvoeringsfase van het bouwproject. De gestructureerde digitale omgeving zorgt ervoor dat het proces efficiënt en met hoge kwaliteit plaatsvindt. In een ideaal systeem worden voort- gangsrapportages en factual reports automatisch gegenereerd en desgewenst realtime door stake- holders geraadpleegd. De factual data wordt zo ontsloten dat de meest recente data voor alle projectbetrokken is te raadplegen. Er is ten alle tijden sprake van een single source of truth. Dataloaders importeren de verschillende bestands- formaten van de ruwe data zonder problemen in de project database. Figuur 2 – Directe versus indirecte data uitwisseling. Figuur 3 – DERWa: Work- en data flow. SAMENVATTING Digital Engineering is een ontwikkeling die het ingenieursvak in snel tempo verandert. Het is het automatiseren en integreren van processen, en het werken met datastromen. Deze ontwikkelingen maken het mogelijk om het ontwerp- proces efficiënter, flexibeler en beter traceerbaar te maken. In dit artikel beschrijven we enkele belangrijke onderwerpen binnen Digital Engineering. Aan de hand van het geotechnische ontwerpproces presenteren we een toekomstvisie. Daarnaast beschrijven we de ontwikkelingen binnen Royal HaskoningDHV, zoals een integraal uitwisselingsplatform voor engineering ontwerp applicaties en een applicatie v oor het integrale ontwerp van bouw- kuipen.! GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 API (Application Programming Interface) . Dit is een set definities (communicatie protocol of communicatie afspraken) om computerprogram- ma’s (of databases) met elkaar te laten “praten”. Een API biedt toegang tot informatie en/of func- tionaliteit van een ander programma, zonder dat ontwikkelaars hoeven te weten hoe het andere programma (of database) precies werkt. Client . In dit artikel wordt hiermee een applica- tie-specifieke tooling bedoeld die gebruik maakt van API’s om met een database te “pra- ten”. CDE (Common Data Environment) . Dit is een virtuele plaats waar alle informatie van een bepaald project verzameld, b !gehouden, be- heerd en verspreid kan worden voor alle betrok- ken part !en. Door middel van deze ‘Single source of truth’ worden mogelijk tegenstrijdig- heden in het project voorkomen. 42 Tijdens de interpretatiefase wordt de factual data geanalyseerd. Het product is een grond inter- pretatie rapport met een ruimtelijk grondmodel (stratigrafie) en parametersets voor verschillende ontwerpberekeningen. In deze fase is ervaring en oordeel van de geotechnisch adviseur en inge- nieursgeoloog essentieel. Het interpretatie proces wordt echter optimaal gefaciliteerd door geautomatiseerde subproces- sen zoals correlatiemodellen en statische analyses. Mapping van informatie uit deskstudies, zoals historische en geologische kaarten zorgt voor een efficiënte organisatie van deze kennis. Een grond- onderzoeks-management model biedt een ‘single source of truth’ van factual, geïnterpreteerde data en (versies van) reken datasets en verzorgt de koppelingen naar GIS, CAD en ontwerpsoftware. Royal HaskoningDHV werkt toe naar deze toe- komstvisie voor grondonderzoek-management in haar projecten en investeert in ontwikkeling van ondersteunende tools en applicaties. Met het gebruik van HoleBASE (Keynetix.cloud) is er geko- zen voor een ’Cloud-based’ oplossing voor de opslag en interpretat ie van geotechnische data. Keynetix.cloud biedt standaard verschillende connecties naar andere engineering applicaties (Excel en AutoCAD Civil 3D) die de interpretatie en visualisatie van geotechnisch onderzoek makkelij- ker maken. Door de beschikbaarheid van een API kunnen ook intern ontwikkelde applicaties een live link leggen met de database. Een voorbeeld hiervan is een ‘data loader’ waarmee CPT’s (.gef files) inclusief (automatische) classificatie kunnen worden toegevoegd aan de database (HoleBASE project) om snel tot een lengteprofiel te komen. In verschillende projecten wordt HoleBASE dus gebruikt om zowel het operationele proces als het data management tijdens de gronderzoeks- en interpretatiefase te optimaliseren. De Ontwerpfase is in ons vakgebied vooral routi- nematig en slechts beperkt improviserend. Door de opgebouwde ervaring kan het ontwerpproces van te voren redelijk goed worden gedefinieerd. De uitkomst van het proces staat niet van te voren vast maar bij de start is over het algemeen bekend welke disciplines betrokken zijn, en met welke methoden en applicaties de analyses worden uitgevoerd. Dit maakt onze projecten bij uitstek geschikt voor automatisering en parametrisering. Daarnaast is het proces binnen een projectfase veelal iteratief, met onderlinge afhankelijkheden tussen disciplines. In de ideale wereld is er daartoe een centraal systeem beschikbaar waarbij geometrische uitgangspunten, digitaal grondmodel, ontwerp- applicaties van de verschillende disciplines, en overige ontwerp- en proces randvoorwaarden zijn opgeslagen. De invoer van gedeelde data, aansturing van ontwerpiteraties en het genereren van rapporten gebeurt centraal via een aan de database verbonden cliënt. Resultaten van de ene applicatie worden desgewenst automatisch verwerkt als invoer in andere applicaties. Iteratieve processen worden daarmee volledig ondersteund om uiteindelijk het meest waardevolle ontwerp te leveren (in termen van bijvoorbeeld kosten, plan- ning of omgeving). Doordat alle berekeningen zijn gekoppeld is het mogelijk om integrale probabilis- tische analyses uit te voeren hetgeen de stakehol- ders inzicht geeft in over-all project risico’s. Dashboards, rapporten en tekeningen zijn digitaal en interactief. Ze worden automatisch gegene- reerd en gedeeld naar de wensen van de verschil- lende stakeholders. Alle betrokkenen kunnen hun commentaar digitaal geven en opslaan. Er zijn geen e-mails, commentaarlijsten en verwijzingen meer nodig. Er is sprake van een transparant en herleid- baar ontwerpproces. Menselijke fouten zoals typo’s of fouten in de communicatie zijn geminimaliseerd. Royal HaskoningDHV heeft, in samenwerking met de bouwcombinatie De Groene Boog V.O.F., een applicatie ontwikkeld (DERWa) voor het ontwer- pen van bouwkuipen. De DERWa wordt momenteel toegepast in de ontwerpfase van de tunneltoe- ritten van het infraproject A16 Rotterdam. De constructie van de toeritten bestaat uit verankerde permanente damwanden, een onderwaterbeton- vloer en schroef-combinatiepalen. Betrokken disciplines zijn wegontwerp (alignement, PVR), constructies (owb-vloeren, stempels), geotechniek (grondkeringen, verankering en funderingsele- menten) en geohydrologie (bemaling). Via een client applicatie worden tegelijk uitgangs- punten (bijv. bouwfasering, grondwaterstand, stijg- hoogte, ontgravingsniveau, dikte van de owb- vloer), randvoorwaarden en toetscriteria voor meerdere damwand-, paal- en onderwaterbeton- vloer berekeningen langs de hele toerit ingevoerd (figuur 4). De data wordt automatisch in de ‘Cloud- based’ database gestructureerd, en van daar worden geparametriseerde D-Sheet Piling, D- Foundations en Excel (owb-vloer) berekeningen aangestuurd. Ook post-processing en toetsingen zijn in de tool geautomatiseerd. Dashboards en interactieve rapporten bieden volledige toegang tot de ontwerpdata. Van een uitgezoomd over- zicht, zoals bijvoor- beeld constructieve toetsingen van damwandsnede langs een hele toerit, tot een ingezoomd overzicht van de invoer of het resultaat op objectniveau, zoals bijvoorbeeld de krachts- werking langs de keerwand in een specifieke verificatie stap volgens de Norm (figuur 5). To e g a n g t o t ‘ t r a d i t i o n e l e ’ r e k e n b e s t a n d e n i s i n de tool gegarandeerd ter validatie en ter onder- steuning van een soepele transitie van de ‘traditi- onele’ naar de ‘digitale’ manier van werken. In de uitvoeringsfase wordt er meetdata verwerkt, geïnterpreteerd, en gepresenteerd. Dit kan zijn tijdens de bouw van een project, in de onderhouds- fase of na een calamiteit. Net als in de grondonder- zoeksfase wordt factual data opgeslagen en geanalyseerd. Dit kan gaan om monitoring van grondgedrag, omgevingsbeïnvloeding en uitvoe- ringsgerelateerde aspecten. In de toekomstvisie worden dezelfde systemen zoals eerder beschreven ook in de uitvoeringsfase toegepast. Factual data wordt omgezet in geotechnische data (bijvoorbeeld waterspannin- gen in consolidatiegraad). Zelflerende systemen geven waarschuwingen bij onverwachte meet- waarden, filteren foute meetdata, verzorgen cross checks en combineren data van verschillende meetinstrumenten. Data science helpt bij het optimaliseren van de uitvoering zoals de keuze van heimaterieel of het vergroten van de nauwkeurig- heid van trillingspredicties. Inverse analyses GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Figuur 4 – DERWa: Client. 43 vragen ervaring en menselijke beoordeling maar worden volledig gefaciliteerd doordat de model- len automatisch worden gegenereerd en er voor elke applicatie procedures beschikbaar zijn voor fitting. Er zijn ook grote stappen gezet in de com- municatie tussen ontwerp en uitvoering. Op het werk worden QR codes op de bouwtekeningen ingescand waardoor positionering en inheidiepte van materieel volledig is geautomatiseerd. Automated engineering in de uitvoeringsfase is door RHDHV extensief toegepast bij het ontwerp van het Nieuwe Internationale Vliegveld van Mexico Stad. Dit betreft een greenfield ontwikke- ling van een internationaal vliegveld op zeer slappe ondergrond. Voor een projectuitleg wordt verwe- zen naar [2]. Automated Engineering bleek een on- misbaar hulpmiddel om te kunnen omgaan met de omvang van het project, de grote tijdsdruk die daarop lag, en het verwerken van de data voor de toepassing van de observational method. Binnen de digitale infrastructuur zijn het digitale 3D on- dergrondmodel, het terreinmodel, het ontwerp- hoogtemodel en het ontwerp van de verharding gebruikt om de invoerbestanden voor de zettings- berekeningen voor duizenden locaties volledig automatisch te genereren. In de daaropvolgende stap zijn voor deze locaties zettingsberekeningen in de vorm van batch berekeningen uitgevoerd. De uitvoer wordt door het model verwerkt voor de automatische verificat ie van de ontwerpeisen (zoals toetsing van vlakheidseisen), visualisatie van de resultaten in de vorm van kaarten, en input voor het verhardingsontwerp. Daarnaast faciliteerde het systeem de probabilistische (Monte Carlo) analyses, en de inverse analyses tijdens de obser- vational method en de au tomatische verificatie van uitvoeringsstabiliteit op basis van meetdata. Wat betekent dit voor ons vakgebied? Een veel gestelde vraag is of we door al deze ontwikkelingen straks minder (geotechnische) ingenieurs nodig hebben. Vooralsnog zien we geen afname van de vraag naar geotechnici. Wel een verschuiving, en nieuwe mogelijkheden. Digital Engineering vraagt naast de fundamentele geotechnische kennis en ervaring ook andere vaardigheden van onze ingenieurs. De nadruk komt meer te liggen op processen en data analyse. De verschuiving naar een andere werkwijze is binnen RHDHV al goed merkbaar waarvan de hier beschre- ven voorbeelden het bewijs zijn. Als vanzelfsprekend gaat dit innovatieproces niet zonder vallen en opstaan. Ontwikkeltrajecten staan vaak onder druk van budgettaire en capaci- taire mogelijkheden. Software developers, data experts en ingenieurs moeten leren elkaars taal te begrijpen. Ingenieurs moeten wennen aan de procesvormen die standaard worden toegepast binnen de software ontwikkeling (zoals scrum) en afwijken van de traditionele projectaanpak (water fall). Er zijn ook risico’s: het creëren van een onna- volgbare black box moet worden voorkomen. Het verificatieproces vraagt daarom een nieuwe strategie, en het is van groot belang dat de ingeni- eur het hele proces blijft begrijpen om de veilig- heid te kunnen waarborgen. Maar één ding is zeker: Digital Engineering is het volgende hoofd- stuk van de evolutie van het (geotechnische) ingenieursvak. Niet aanhaken is geen optie! Referenties en links [1] K. van Viegen, R. van der Have, G. Joosen, P. Schreurs (2018). Mogelijkheden van Digital Engi- neering in: Cement 7-2018 Parametrisch ontwer- pen (2), pp. 4-7. [2] M. de Kant, R. Steenbakkers, D. Festa (2018), Integraal geotechnisch ontwerp voor het nieuwe vliegveld van Mexico stad, Geotechniek maart 2018, pp 28-32. ! Figuur 5 – Dashboard output DERWa. a. Resultaten overzicht grondkering; b. Resultaten details grondkering; c. Resultaten dwarsdoorsnede onderwaterbetonvloer GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 c b a Introductie Vo o r h e t p ro j e c t ‘ Kn o o p p u nt H o eve l a ke n ’ w o rd t e r bijna 15 km geluidswal aangelegd. Deze geluidswal is steil opgebouwd met behulp van gewapende grond. Door de gecentreerde belasting van de geluidswal en een (mogelijke) tijdelijke ontgraving voor de aanleg van kabels en leidingen naast de geluidswal, moet de geluidswal gefundeerd wor- den op een funderingsstrook. De meest econo- mische manier van funderen is om de geluidswal te funderen op staal. Rond het knooppunt Hoeve- laken is dit mogelijk door de aanwezigheid van een draagkrachtige, zandige ondergrond.De dimensies van deze funderingsstrook zijn berekend met behulp van parametrisch model in de vorm van meerdere geautomatiseerde scripts. Geluidswal De geluidswal is opgebouwd uit gewapende grond onder een hoek van 85 omet de horizontaal. Dit type geluidswal wordt ook wel een A-vormige geluidswal genoemd. De geluidswal bestaat uit een combinatie van gebiedseigen grond en meng- granulaat met een hoogte van tussen de 2,0 m en 6,5 m hoog. De funderingsstrook wordt gemaakt uit ongewapend, cementgebonden granulair materiaal. De minimale diepte van de funderings- strook is 0,8 m. Dit is de maximale ontgravings- diepte voor de aanleg van kabels en leidingen waarmee rekening gehouden moet worden. Initi- eel uitgangspunt is dat de breedte van de funde- ringsstrook gelijk is aan de breedte van de geluids- wal. Indien nodig, kan de breedte toenemen in de diepte. Dit is afhankelijk van diverse raakvlakken. Beide funderingsgeometrieën zijn weergegeven in figuur 1. Een typische sondering ter plaatse van de geluids- wal is weergegeven in figuur 2. De zandlaag waarop gefundeerd wordt heeft een dikte van maaiveld tot NAP-7 à -10 m , met lokaal dunne klei en/of veenlagen. Na een gevoeligheidsanalyse bleek de gedraineerde draagkracht maatgevend te zijn. Er is hierdoor uitgegaan van gedraineerd gedrag. De toets van de draagkracht is maat- gevend in het ontwerp en dus voor de bepaling van de funderingsafmetingen Noodzaak parametrisch model/ geautomatiseerde berekening De weggeometrie over het tracé van de geluidswal varieert significant door verschillen in hoogtes en breedtes van het weglichaam, sloten en/of de ontwerp tracé besluit grens (OTB-grens). Een fundering op staal is zeer gevoelig voor nabijgele- gen taluds door het gedeeltelijk ontbreken van de passieve wig. Dit is weergegeven in figuur 3. Door het ontbreken van deze passieve wig moet conform de NEN9997-1 de draagkracht geredu- ceerd worden. 30 PARAMETRISCH ONTWERPEN & AUTOMATISERING GELUIDSWALLEN ‘KNOOPPUNT HOEVELAKEN’ Figuur 1 – Grafische representatie A-vormige geluidswal. Figuur 2 – Typische sondering ‘Knooppunt Hoevelaken’. Figuur 3 – Reductie draagkracht door nabijgelegen talud. To m L a u m e n Specialist Geotechniek bij BAM Infraconsult B.V. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Op het project A1A28 Hoevelaken wordt circa 15 km aan geluidswal ontworpen. De geluidswal betreft een A-vormige gewapende grondconstructie, welke op staal gefundeerd is. Door de nabijheid en gevoeligheid van een talud, de grote variatie in weggeometrie en de omvang van de geluidswallen is het ontwerpproces geautomatiseerd. Hierbij is er een eerste stap gezet in de richting van parametrisch ontwerpen in civiele projecten. In combinatie met de BIM- afdeling is er zowel een Python als Dynamo script ontwikkeld welke, met tussenkomst van menselijke input en checks, volledig automatisch de fundering op staal kan ontwerpen. Dit biedt de mogelijkheid om zo optimaal mogelijk te ontwerpen doordat er zonder moeite drie funderingsvarianten uitgewerkt kunnen worden. Deze varianten worden automatisch gemodelleerd in het 3D- model en door middel van het 3D-model gecheckt met alle betrokken partijen (raakvlakken en uitvoering). Uiteindelijk wordt de optimale variant gekozen. 31 Naast de reductie is er, door een combinatie van raakvlakken, de fasering en de OTB-grens, geen ruimte voor een funderingsplaat breder dan de onderzijde van de geluidswal. Indien de draag- kracht bij een minimale funderingsdiepte van 0,8 m niet voldoet, moet deze verkregen worden door de funderingsdiepte te vergroten. De draagkracht neemt relatief beperkt toe met een dieper funderingsniveau doordat ook de verticale belasting toeneemt ten gevolge van een diepere funderingsstrook en de excentriciteit van de horizontale belasting toeneemt. Hierdoor moeten er relatief veel iteraties gemaakt worden om de minimale funderingsafmetingen te bepalen. Ook zorgt een combinatie van de variabele geometrie en de grote invloed van het nabijgelegen talud ervoor dat er een zeer groot aantal berekeningen gemaakt moeten worden om optimaal te ontwer- pen. Het aantal berekeningen neemt ook propor- tioneel toe met de lengte van de geluidswal, welke voor het project bijna 15 km lang is. Vanwege het grote aantal te maken berekeningen en repetities is er gekozen om de gedraineerde draagkracht geautomatiseerd te laten toetsen. Hiervoor is een script gemaakt dat per doorsnede met bijbehorende variablen itereert totdat een funderingsdiepte wordt gevonden met voldoende draagkracht. Op deze manier kan er snel en optimaal worden ontworpen op basis van de NEN 9997-1. Algemene opzet en datastromen Het (geautomatiseerde) ontwerpproces bestaat uit diverse stappen die uiteindelijk tot doel hebben snel een optimaal ontwerp te maken. De geo- metrische input wordt verkregen uit het 3D model van de constructie. Na combinatie met de geotech- nische input worden de geautomatiseerde bereke- ningen uitgevoerd. Het ontwerpproces gebeurt volgens het stroom- schema zoals weergegeven in figuur 4. Bij de ontwikkeling van het parametrisch model/ het geautomatiseerde script is een van de belang- rijkste stappen om de input en output van de verschillende onderdelen op elkaar af te stemmen. Deze input is per onderdeel opgesomd. De geometrische input uit het 3D model bestaat uit: - afstand tot talud; - hoogte talud; - breedte talud; - bestaand maaiveld; - toekomstig maaiveld; - hoogte scherm; - grondwaterstanden (GHG en GG). De geotechnische input bestaat uit: - sondering; - boring. Belastingen: - verticale ontwerp belasting; - horizontale windbelasting. De parametrische input bestaat uit: - type fundering (recht blok of trapezium); - !vulmateriaal ; - parameters aanvulgrond (maaiveld); - afstand berekeningsdoorsneden. De geometrische input wordt met behulp van een Dynamo graph uit het integrale 3D model gehaald. Deze dynamo graph is een soort script waarmee uit het 3D model geometrische data kan worden gehaald en de geluidswal geautomatiseerd kan worden gemodelleerd. Deze input wordt eerst gecontroleerd door de BIM-modelleur op even- tuele afwijkingen/fouten. Met deze input wordt vervolgens geautomatiseerd de draagkracht bere- kend, conform de NEN9997-1. Gedurende deze geautomatiseerde berekeningen is er, waar aanna- mes niet evident zijn, continu input nodig door de geotechnisch ingenieur met betrekking tot het maatgevende grondonderzoek en de interpretatie van het grondonderzoek. Het resultaat van deze berekeningen is een ‘controle bestand’ waarin alle belangrijke aannames en parameters voor de berekening worden opgeslagen. De berekenings- resultaten in het ‘controlebestand’ worden vervol- gens door de geotechnisch ingenieur gecontro- leerd op eventuele afwijkingen. Naast het checken van de controlebestanden worden er steekproefs- gewijs ook controle sommen gemaakt met behulp van de fundering op staal module van D-Founda- tions. Met deze resultaten wordt er, met behulp van een in-house ontwikkelde Dynamo graph, het 3D model van de geluidswal automatiseerd aan-gepast. Het 3D model wordt hieropvolgend door de BIM modelleur handmatig nagelopen op eventuele afwijkingen. Berekening draagkracht De draagkracht van de funderingsstrook wordt berekend conform de NEN9997-1. Hierin wordt de analytische formule van Brinch-Hanssen voor- geschreven. Volgens de theorie van Brinch-Hanssen is de maximale gedraineerde contactdruk gelijk aan: De draagkracht per strekkende meter is dan gelijk aan "’max;d * b’, waarbij b’ de effectieve breedte is. Voor de berekening wordt de ef fectieve breedte bepaald door de verhouding tussen de horizontale krachten, moment en verticale krachten. De hori- zontale krachten en momenten worden vertaald naar een excentriciteit van de verticale belasting. SAMENVATTING Figuur 4 – Grafische representatie hoek #uit de NEN9997-1. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Deze excentriciteit bepaalt de effectieve funde- ringsbreedte b’ van de funderingsstrook. Ver vo l g e n s w o rd e n d e N - f a c t o re n b e p a a l d . H i e r - voor moeten $’d, !’gem;d en c’ d worden berekend over een onbekende invloedsdiepte. Door de afhankelijkheid tussen de invloedsdiepte en $’kis er een iteratief algoritme nodig voor het bepalen van de sterkteparameters. Dit algortime berekent eerst een ‘best guess’ van de invloedsdiepte op basis van een $’kvan 30 graden en bepaalt hier- mee een nieuwe $’kmet het gewogen gemiddelde over de invloedsdiepte. Deze afhankelijkheid convergeert naar de juiste $’k, welke wordt be- reikt bij een verwaarloosbaar verschil tussen de waardes van $’kvan twee opeenvolgende itera- ties. Hiermee is de invloedsdiepte bepaald en kun- nen ook !’gem;d en c’ dworden berekend met het gewogen gemiddelde over de invloedsdiepte. De vormfactoren ‘s’ worden berekend met het uit- gangspunt dat de horizontale krachten (wind), loodrecht aangrijpt op de ‘constructie’. Dit geldt ook voor de hellingsfactoren van de belasting ‘i’. Als laatste en meest cruciale stap worden de maai- veldhellingsfactoren %bepaald aan de hand van de aangeleverde geometrische data uit het 3D model. Dit wordt in de geautomatiseerd berekend met volgende stappen: 1. De berekende invloedsbreedte ae wordt vergeleken met de breedte van de berm b berm tussen de achterzijde van de geluidswal en de kruin van het talud. Indien b berm > ae zijn de %- factoren gelijk aan 1, m.a.w. geen draagkracht- reductie t.g.v. het talud. 2. De funderingsdiepte d fundering wordt vergeleken met de hoogte van het talud h talud . Indien d fundering > h talud wordt er conform de NEN9997-1 gerekend met %-factoren = 1 en een lager maaiveld, gelijk aan het niveau van de teen van het talud. 3. De vorm van de helling wordt beschouwd. Indien dit een samengestelde helling is wordt de maat- gevende helling binnen de invloedsbreedte van het bezwijkvlak gekozen. De maatgevende helling is de steilste helling. De %-factoren worden berekend voor #1en #2. Deze hoeken zijn weergegeven in figuur 5. Er wordt voor #1gerekend met een grotere hoek, en dus ook grotere hellingsreductie, maar wel met een dekking vanaf het hoge maaiveld. Bij #2wordt er gerekend met een maaiveld ter hoogte van de onderkant funderingsstrook, en dus geen dekking, maar wel een gunstigere hellingsreductie. Conform de NEN9997-1 mag de draagkracht beho- rend bij een van beide beta’s genomen worden als draagkracht R d. Hiervoor wordt in het script de maximale waarde genomen. In de praktijk blijkt voor deze specifieke geometrische gevallen en grondslag, #1 altijd de meest gunstige draagkracht te geven. In verband met de mogelijke aanleg van kabels en leidingen direct naast de fundering, gedurende en/of na de bouw van de geluidswal, wordt er gerekend met een maaiveld 0,8 m lager dan het daadwerkelijke ontwerpniveau. Ook toetst het script, conform NEN9997-1, op pons. Indien er een laag binnen het invloedsgebied zit met een $’kdie minimaal 6 graden lager is dan de $’kvan een van de bovengelegen lagen, kan pons optreden. In de berekening wordt de contactdruk onder een hoek van 6 graden ver- plaatst tot op de bovenkant van de ‘slappe’ laag. Op dit fictieve funderingsniveau wordt opnieuw de draagkracht berekend. De grond tussen het fysieke funderingsniveau en het fictieve funderingsniveau wordt meegenomen als belasting, zonder partiële factoren. De additionele grond boven het fictieve funderingsniveau, naast het fictieve funderings- niveau wordt meegenomen als extra dekking. Ook dit gedeelte van de dekking wordt meegenomen zonder partiële factoren. Indien de hellingshoek #steiler is dan 1/2* $dmoet er, conform NEN9997-1, ook een stabiliteitssom gemaakt worden. Dit wordt in weergegeven in het ‘controle bestand’. Hiermee is er makkelijk herleid- baar van welke doorsneden tevens de stabiliteit moet worden gecontroleerd. Geometrische input De geometrische gegevens uit het 3D model zijn gebruikt om nabijgelegen taluds, aanvulling van grond van bestaand naar toekomstig maaiveld en uitvoeringsaspecten zo nauwkeurig mogelijk te betrekken in de berekening. Hierbij wordt er in de berekening gebruik gemaakt van het ingemeten maaiveld over het tracé en het ontwerpniveau. Op plekken waar het toekomstige maaiveld hoger komt te liggen dan het bestaande maaiveld is er een aanvulling nodig. Op sommige locatie is dit enkele centimeters, op andere plekken meters in verband met het dempen van sloten of grote op- hogingen. Dit is grafisch weergegeven in figuur 6. De draagkracht berekening is een 1D berekening waarbij geen rekening gehouden kan worden met een wisselende bodemopbouw over de invloeds- breedte. Om de juiste meest conservatieve som te maken, moet een maatgevende grondopbouw worden gekozen. Deze maatgevende doorsnede is echter niet van te voren te bepalen door een zowel positieve, negatieve als onbekende invloed van de $’k welke gedeeltelijk wordt bepaald door de dikte en sterkte eigenschappen van het aanvul- materiaal. Een hogere $’kheeft een positieve invloed door hogere N-factoren Positieve invloed van hogere $’k door hogere N-factoren; - Negatieve invloed door grotere invloedsbreedte 32 Figuur 5 – Grafische representatie hoek #uit de NEN9997-1. Figuur 6 – Invloed geometrie op bodemopbouw onder grondwal. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 33 en dus mogelijke reductie helling; - Onbekende invloed door diepere invloedsdiepte (effect diepere grondlagen). Voor een lagere $’kis het omgekeerde waar. Vanwege deze dubbele afhankelijkheid moeten alle mogelijke ‘scenario’s’, oftewel 1D grond- profielen, worden doorgerekend. Deze grond- profielen zijn in een voorbeeld weergegeven in figuur 6. Doordat het bestaand maaiveld bij elk van de drie 1D profielen anders is, zal ook de bodem- opbouw bij anders zijn en dus ook de draagkracht. Het bestaand en toekomstig maaiveld wordt auto- matisch ingemeten aan de ‘voorkant’ en ‘achter- kant’. Daarnaast kan de geotechnisch ingenieur een derde snede toevoegen indien, in een uitzon- derlijke geval, de maximale of minimale aanvulling zich niet aan de voor- of achterkant bevindt. Hier- door kan er met zekerheid worden gesteld dat het minst draagkrachtige 1D grondprofiel is getoetst. Grondopbouw Bij conventionele berekeningen wordt de grond- opbouw handmatig ingevoerd door de geotech- nisch adviseur. Hierbij worden de geologische, geotechnische en civieltechnische randvoorwaar- den gecombineerd met de impliciete kennis van de geotechnisch adviseur om tot een grondop- bouw te komen. De tijd die de ingenieur nodig heeft om het grondonderzoek te interpreteren en de invoer te verzorgen is maatgevend voor de totale rekentijd. Om ook dit proces efficiënter te laten verlopen, zonder alle impliciete kennis van de geotechnisch adviseur te verliezen, is er een algoritme ontwikkeld dat de volgende stappen doorloopt: 1. Automatische interpretatie sonderingen in na- bijheid van locatie berekening 2. Keuze maatgevende sondering o.b.v. afstand en sondering a. Automatische (evidente) keuze door geauto- matiseerde berekening b. Keuze geotechnisch adviseur 3. Handmatige aanpassingen grondopbouw door geotechnisch adviseur a. Toevoegen extra aanvulgrond b. Vergelijken dichtbijzijnde (hand)boring c. Handmatig aanpassen van automatische inter- pretatie sondering Voor stap 1 is de specifieke parameter tabel van het project vertaald naar een algoritme dat de sonde- ring interpreteert op basis van wrijvings-getal, conusweerstand en diepte. Deze interpretatie blijkt achteraf relatief nauwkeurige benadering te zijn van de interpretatie door de geotechnisch adviseur. In stap 2 wordt er, op basis van de afstand tussen de doorsnede die wordt berekend en de locatie van het grondonderzoek, door het algoritme bepaald of er één sondering evident de maat- gevende sondering is (2a). Als dit niet het geval is, wordt de keuze voorgelegd aan de geotechnisch adviseur (2b). Ook wordt er in het algoritme onder- scheid gemaakt tussen de sonderingen specifiek voor de geluidswal (conform de GCW2012 elke 50 m in de lijn van de geluidswal) en overige sonderin- gen. Hierbij hebben de sonderingen specifiek voor de geluidswal vanzelfsprekend de voorkeur. De evidente keuze (2a) wordt automatisch gemaakt indien de afstand tussen twee sonderingen groter is dan drie keer de afstand van de dichtstbijzijnde sondering tot de berekende doorsnede, nummer 1 in figuur 7. Een andere overduidelijke keuze is als de dichtstbijzijnde sondering de op één na dichtstbijzijnde sondering afdekt en er geen ander grondonderzoek in de buurt is, nummer 2 in figuur 7. Voor de laatste aanname is het wel van belang dat de sonderingen op één lijn liggen ten opzichte van de doorsnedes. Deze aanname is dan ook enkel valide voor de sonderingen specifiek voor de geluidswallen. Als er geen evidente keuze gemaakt kan worden, krijgt de geotechnisch ad viseur automatisch twee figuren met de locaties van de sonderingen en de doorsnede die wordt berekend én de sonderingen met een automatische interp retatie. Dit is weerge- geven in figuur 8. Met de maatgevende sondering gekozen wordt de definitieve grondopbouw samengesteld door de geotechnisch ingenieur, stap 3. Hierbij wordt de automatisch geïnterpre teerde sondering gepre- senteerd, een nabijgelegen boring (indien aanwe- zig) en de uiteindelijke definitieve grondopbouw met het aanvulmateriaal tussen bestaand en toe- komstig maaiveld. Dit is weergegeven in figuur 9. Indien er een ondiepe boring in de buurt is, wordt deze getoond in het middelste venster. Als deze boring vervolgens meer betrouwbaar wordt geacht dan de interpretatie uit de sondering, kan de geotechnisch adviseur besluiten deze boring te gebruiken in de definitieve grondopbouw. Daar- naast kan de geotechnisch adviseur de automatisch geïnterpreteerde grondopbouw aanpassen door lagen aan te passen, laagscheidingen aan te passen of lagen te verwijderen. Dit resulteert in een grondopbouw, bestaande uit een combinatie van de: - aanvulling van bestaand maaiveld; - interpretatie van maatgevende dichtbijzijnde sondering; - eventueel nabijgelegen boringen. Alle hiervoor besproken deel-berekeningen en processtappen zijn door middel van algoritmen/ scripts met elkaar gekoppeld, zodat er een geau- tomatiseerde berekening ontstaat. Dit is zodanig opgezet dat het berekeningsproces zo efficiënt Figuur 7 – Automatische s electie criteria. Figuur 8 – Handmatige selectie maatgevend grondonderzoek o.b.v. locatie en dichtstbijzijnde sonderingen. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Figuur 10 – Iteratieve proces draagkracht berekening. Figuur 9 – Selectie definitieve grondopbouw. mogelijk verloopt. Hierbij is de grootste efficiëntie te halen in het iteratieve karakter van de draag- krachtberekening en de selectie van het grondon- derzoek. De automatisering van de grondopbouwselectie is zodaning opgezet dat zolang de selectiecriteria evident zijn en eenzelfde sondering maatgevend is, de geotechnisch adviseur alleen de eerste keer het grondonderzoek semi-automatisch interpreteert en daarna geen input meer hoeft te leveren. Door- dat de menselijke input voornamelijk bepaalt hoe lang de semi-geautomatiseerde berekening duurt, betekent dit een significante verkorting van de doorlooptijd van een berekening. De berekening van de draagkracht zelf is geauto- matiseerd door middel van een ‘while loop’, een loop die itereert terwijl of voor zolang er niet wordt voldaan aan een bepaalde conditie, waarbij de voorwaarde is dat de unity check (UC) kleiner moet zijn dan 1. Een UC<1 betekent dat de draag- kracht groter is dan de belasting. De dimensies van de funderingsstrook worden in deze loop automa- tisch aangepast. De UC is gebaseerd op de grond- opbouw op de verschillende plekken onder de grondwal, zoals weergegeven in figuur 5, en voor zowel de draagkracht berekening als de pons- check. De eerste berekening wordt gemaakt met een funderingsdiepte van 0,8 m onder maaiveld in verband met de ontgraving voor kabels en leidin- gen is dit de minimale diepte. Indien de UC>1 is, wordt, afhankelijk van wat voor type funderings- strook wordt toegepast, de diepte en/of breedte van de fundering zo lang vergroot met stappen van 0,1 m totdat de UC<1. Hierbij zijn er meerdere positieve en negatieve afhankelijkheden waardoor dit iteratief proces benodigd is. Alle afhankelijk- heden gedurende deze iteraties zijn weergegeven in figuur 10. De draagkracht berekening wordt automatisch uit- gevoerd per doorsnede. De afstand tussen deze doorsneden is ook parametrisch over de lengte van de geluidswal. In dit project is deze afstand gelijk genomen aan 6,0 m, gelijk aan de lengte van de elementen van de geluidswal. Optimalisaties Een van de optimalisaties binnen het project heeft betrekking op de fasering en grondstromen rond de verbreding van de weg. Beoogd wordt om weg- afsluitingen en grondtransport binnen de project- grenzen te minimaliseren. Bij en rond de aanleg van de geluidswallen vindt er veel grondtransport plaats en is de draagkracht afhankelijk van de aan- wezige grond. In de geautomatiseerde berekening kan er parametrisch berekend worden wat voor invloed de grondparameters van het aanvulmate- riaal hebben op de dimensies van de fundering. Ook kan er gekeken worden naar de diepte van de fundering en waar deze zich bevindt ten opzichte van het bestaande en toekomstige maaiveld. Dit kan nagegaan worden in het 3D model. Hiermee is er direct duidelijk wat de benodigde werkzaam- heden zijn voor de aanleg van de funderingsstrook. Door de wisselende geometrie rond de weg bete- kent dit op sommige plekken een diepe ontgraving in het maaiveld, terwijl op andere locaties de bouw van de funderingsstrook kan worden gecombi- neerd met het aanbrengen van de aanvulling van bestaand naar toekomstig maaiveld. Dit heeft een significante invloed op de uitvoering en hierop kan al gedurende het ontwerp locatiespecifiek worden gestuurd. Uitvoeringstechnisch zijn de stroken dieper dan 1,0 m ook een uitdaging op het gebied van sleuf- stabiliteit. Hierbij speelt de grondwaterstand een rol. Om de grondwaterstand mee te nemen in de beschouwing is de gemiddelde grondwaterstand (GG) gevisualiseerd in het 3D model. Door bovengenoemde aspecten, die van belang zijn voor werkvoorbereiding en uitvoering, te visu- aliseren en samen te ontwerpen kon er eenvoudig en locatiespecifiek een trade-off gemaakt worden tussen de verschillende types funderingsstroken, het benodigde aanvulmateriaal en de constructie- methode van de geluidswal. Ook konden er snel veel berekeningen uitgevoerd worden, waardoor er zeer efficiënt ontworpen kon worden. Conclusie De voordelen van een parametrische- en geauto- matiseerde ontwerpmethodiek zijn groot. Door het iteratieve karakter van de berekeningen kunnen er met de behulp van het parametrisch model en de geautomatiseerde berekening veel meer berekeningen gemaakt worden dan gebrui- kelijk, waardoor er veel kan worden geoptimali- seerd in materiaalgebruik. Daarnaast kan er met het parametrische model en de geautomatiseerde berekening zeer snel ont- worpen worden. Dit geeft het ontwerp een grote wendbaarheid met betrekking tot ontwerp- wijzigingen. Ook kan er met behulp van de combinatie van alle gegevens snel en met een relatief beperkte inspan- ning van de ontwerpende partij een brug geslagen worden naar de uitvoering. Hiermee kan in samen- spraak met de uitvoering, in achtnemende tijds- en kostentechnische aspecten, het optimale ontwerp worden gekozen. ! 34 GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Gust Van Lysebetten Noël Huybrechts 36 Inleiding De optische vezel techno logie vindt de laatste jaren steeds meer ingang voor het opmeten van temperatuur en vervorming. Dit als alternatief voor klassieke meettechnologieën met bijv. thermo- koppels en PT100-temperatuursensoren voor temperatuur en bijv. elektrische en ‘vibrating wire’ rekstroken voor het opmeten van vervorming. De wellicht meest toegankelijke en meest gekende optische vezel technologie is de ‘Fiber Bragg Gra- ting’ (FBG) technologie, waarbij er typisch 20 à 30 sensoren op een en dezelfde optische vezel kabel worden aangebracht (‘multipoint sensing’). Het laboratorium Geotechniek en Monitoring van het Wetenschappelijk en Technisch Centrum voor het Bouwbedrijf (WTCB) deed de voorbije 10 jaar heel wat ervaring op met de integratie van FBG-sensoren in geotechnische elementen. Evoluties op het vlak van nauwkeurigheid en kost- prijs hebben ertoe geleid dat ‘distributed sensing’ technieken, waarbij rek- en/of temperatuur over de volledige lengte van de sensorkabel wordt opgemeten, steeds interessanter worden voor geotechnische toepassingen. Sinds een aantal jaren is WTCB dan ook beginnen experimenteren met ‘distributed sensing’. In deze bijdrage wordt eerst een kort overzicht gegeven van de belangrijkste optische vezel sensortechnologieën voor geotechnische toepas- singen. Het onderscheid tussen ‘multipoint’ en ‘distributed’ technieken en enkele belangrijke begrippen worden geduid en er wordt dieper ingegaan op de glasvezel zelf en de verwerking ervan tot sensorkabel. Vervolgens worden met 2 gevalstudies de mogelijkheden van ‘distributed sensing’ aangetoond en vergeleken met de FBG- technologie. In de conclusies wordt de aandacht gevestigd op een aantal uitdagingen. Ook worden er enkele algemene richtlijnen gegeven bij de keuze van de optische vezel technologie voor een bepaalde toepassing. Optische vezel sensortechnologie MULTIPOINT VERSUS DISTRIBUTED SENSING Een van de grote troeven van optische vezel als vervormings- en temperatuursensor is dat er meer- dere sensoren op eenzelfde kabel kunnen worden aangebracht. In het geval van multipoint sensing is dit aantal beperkt tot 20 à 30 meetpunten op door de gebruiker vastgelegde locaties. De meest gebruikte multipoint sensing techniek is de FBG- technologie. Hierbij worden de sensoren fabrieks- matig in de glasvezel aangebracht (zogenaamde ‘gratings’). De lengte van een grating is typisch ongeveer 10 mm lang. Elke grating reflecteert licht op een welbepaalde golflengte, die bovendien lineair varieert met de heersende rek en/of tempe- ratuur (figuur 1a). Nadat de gratings op de vezel zijn aangebracht, kunnen deze niet meer van positie worden gewijzigd. Bij distributed sensing doet de hele optische vezel dienst als sensor (figuur 1b). Op deze manier kunnen bijv. hele grote afstanden afgedekt wor- den met een relatief lage sensorkost. Maar ook voor toepassingen op meer beperkte schaal heb- ben deze systemen hun nut, omwille van het erg gedetailleerde vervormings- en temperatuurbeeld dat wordt verkregen (zie toepassingen in paragraaf Gevalstudies). Wel is de kostprijs van de data- acquisitie (DAQ) unit van deze systemen vaak relatief duur. De belangrijkste eigenschappen van de meest toegepaste optische vezel sensortechnologieën in geotechnische toepassingen zijn samengevat weergegeven in figuur 1. Merk bij deze tabel het volgende op: - De optische vezel technologie evolueert voort- durend waardoor de gegevens en cijferwaarden louter richtinggevend zijn. - Bepaalde distributed sensing technieken vereisen beide kabeluiteinden (‘double-ended’) om de DISTRIBUTED STRAIN/TEMPERATURE SENSING: RECENTE ERVARINGEN Figuur 1 – Principe van (a) ‘multipoint’ en (b) ‘distributed’ optische vezel technologie (op basis van fibrisTerre Systems, 2015). Ta bel 1 - Overzicht van de meest toegep aste optische vezel technologieën in geotechnische toepassingen (op basis van Huybrechts et al., 2016). GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Afdeling Geotechniek, Structuren en BetonWetenschappelijk en Technisch Centrum voor het Bouwbedrijf (WTCB) a b WTCB experimenteert al meer dan 10 jaar met optische vezel technologie voor het opmeten van vervorming en temperatuur. Aanvankelijk werd nagenoeg uitsluitend met de FBG-technologie gewerkt. Een optische vezelkabel met FBG-sensoren meet typisch op maximaal 20 discrete locaties met hoge nauwkeurigheid de vervorming en/of temperatuur. Innovaties op het vlak van ‘distributed sensing’, waarbij vervorming en/of temperatuur langsheen de volledige vezelkabel worden opgemeten, hebben geleid tot steeds hogere nauwkeurigheden. Daardoor worden deze meettechnieken steeds interessanter om in te zetten in geotechnische toepassingen. Deze bijdrage illustreert met enkele recente praktijkvoorbeelden het potentieel van optische vezel tech- nologie in geotechnische toepassingen. 37 beste nauwkeurigheid te kunnen leveren. Bij sommige technieken is de beschikbaarheid van beide kabeluiteinden bovendien een absolute vereiste om een meting te kunnen uitvoeren. Dit houdt dus ook in dat een kabelbreuk de haalbare nauwkeurigheid aanzienlijk doet dalen of een sensorkabel zelfs volledig onbruikbaar kan maken. - Bij de meeste technieken is de meetnauwkeurig- heid die wordt gehaald afhankelijk van een reeks parameters, zoals o.a. de totale kabellengte, de spatiale resolutie en de tijd per meting. - De term spatiale resolutie (afgekort als ‘Spat. res.’ onder ‘Type meting’ in de tabel) wordt verder toegelicht in ‘Spatiale resolutie/nauwkeu- righeid’. - Alle optische vezel technologieën, behalve de Raman-technologie, zijn onderhevig aan zowel rek- als temperatuurveranderingen. Dit heeft belangrijke implicaties voor het sensor- en kabel- ontwerp (zie ‘Sensorkabel’) en voor de interpre- tatie van de metingen (temperatuurcompensatie, zie ‘Uitdagingen’). SPATIALE RESOLUTIE/NAUWKEURIGHEID Erg belangrijke, maar niet altijd even goed begre- pen termen bij distributed sensing zijn ‘spatiale resolutie’ en ‘spatiale nauwkeurigheid’. De spati- ale resolutie wordt veelal gedefinieerd als de minimale afstand tussen 2 ‘stapovergangen’ die gedetecteerd kan worden door het meetsysteem (fibrisTerre Systems GmbH, 2015). Dit is dus een belangrijke parameter om aan te geven in welke mate een meetsysteem in staat is om bijv. lokale piekvervormingen te detecteren. De spatiale nauw- keurigheid is eenvoudigweg de afstand tussen twee meetpunten in de output van de metingen. Een hogere spatiale nauwkeurigheid geeft meer gedetailleerde informatie over de exacte positie en de vorm van de fysieke rek- of temperatuur- veranderingen langsheen de kabel. Beide begrip- pen worden geïllustreerd in figuur 2. De groene en oranje metingen hebben beide dezelfde spatiale resolutie, maar de spatiale nauwkeurigheid van de groene meting is 5 keer hoger dan bij de oranje meting. Dit maakt dat de locatie van de overgangen in vervormingsniveaus nauwkeuriger wordt op- gemeten (figuur 2a). Figuur 2b toont dan weer het belang van de spatiale re solutie. In geen van beide metingen wordt de vervormingspiek waarheids- getrouw opgemeten, omdat de lengte van de ver- vormde meetkabel kleiner is dan de spatiale reso- lutie van beide metingen. SENSORKABEL Een optische vezel is een minuscule glasdraad (diameter 8 à 62.5 µm), waaromheen zich een bekleding (‘cladding’) met een diameter van 125 µm bevindt. Over het algemeen zijn dit dezelfde vezels als gebruikt voor telecommunicatietoepassingen. Voor sensor toepassingen wordt deze fragiele vezel verder verstevigd met allerhande coatings (vaak kunststof, al dan niet glasvezel verstevigd, en staal), zodat een meer robuuste kabel wordt verkregen. Sensorkabels zijn commercieel verkrijg- baar en hebben typisch een diameter tussen 1 en 10 mm. Afhankelijk van de toepassing is het ene kabeltype geschikter dan het andere. Voor toepas- singen waar de ruimte beperkt is, kan bijvoorbeeld een (nog steeds erg fragiele) GFRP gecoate kabel aangewend worden (figuur 3a). Voor kabels die bijv. rechtstreeks mee in beton worden gestort, bestaan er dan weer meer robuuste kabels, even- tueel met onregelmatig oppervlak om de samen- werking met het beton te bevorderen (figuur 3b). Verd er dient er een belangrijk onderscheid ge- maakt te worden tussen temperatuur- en reksen- soren of -sensorkabels. Terwijl het bij reksensoren en -sensorkabels belangrijk is dat de rek van de structuur zo goed mogelijk wordt overgedragen naar de optische vezel, is het bij temperatuursen- soren en -sensorkabels net de bedoeling om idea- liter geen enkele vervorming van de omgeving naar de optische vezel over te brengen. Voor de Raman- technologie is dit van geen belang, aangezien deze technologie rekonafhankelijk is (zie ‘Multipoint versus distributed sensing’). Figuur 2 – Illustratie spatiale resolutie/nauwkeurigheid. (a) De lengte van de kabelsectie onder spanning = 3 x de spatiale resolutie. (b) De lengte van de kabelsectie onder spanning = 0.5 x de spatiale resolutie. (bron: fibrisTerre Systems GmbH, 2015) SAMENVATTING GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 a Figuur 3 – Voorbeelden van optische vezel sensorkabels. (a) Met een glasvezelversterk te kunststof coating (diameter 1 mm). (b) De 2 blauwe kabels: met PA-coating en een onregelmatig oppervlak (diameter 3.2 mm). a b b Gevalstudies Het WTCB beschikt momenteel over FBG, BOFDA (Brillouin Optical Frequency Domain Analysis) en Raman DAQ-apparatuur. Deze verschillende technologieën werden de voorbije jaren in heel wat reële schaal proeven toegepast. Vaak werden zowel FBG- als BOFDA-sensoren geïnstalleerd, enerzijds ter vergelijking, anderzijds als redun- dantie. In volgende paragrafen worden 2 van deze projecten uitgelicht. DIEPWANDPROEF (ANTWERPEN) De Antwerpse Oosterweelverbinding heeft o.a. als doel de Antwerpse ring te sluiten om zo de doorstroming van het verkeer te bevorderen en een antwoord te bieden op de fileproblematiek. Voor een gedeelte van het geplande tracé is een gestapelde tunnelconstructie voorzien waarvan de wanden als diepwand worden gerealiseerd (Couck et al., 2015). In opdracht van Lantis (de vroegere Beheersmaat- schappij Antwerpen Mobiel, kortweg BAM) voerde WTCB in samenwerking met Loadtest (Fugro Geo- services Ltd) statische belastingsproeven op druk uit op 4 diepwandpanelen ter verificatie van het draagvermogen in de Tertiaire Boomse klei. In de wapeningskooien van deze panelen integreerde Loadtest Osterberg-cellen, verplaatsingssensoren en ‘vibrating wire’ rekstroken (figuur 5). WTCB instrumenteerde het gedeelte van de wapenings- kooien onder de Osterberg-cellen, moten van 2 en 6 m hoog die zich volledig in de Boomse klei bevinden, uitvoerig met FBG- en BOFDA-sensoren. Aangezien de BOFDA-kabel over zijn volledige lengte als sensor fungeert, levert deze technologie ook informatie over het gedeelte van het diep- wand-paneel boven de Osterberg-cellen dat dienst doet als reactiemassief. De instrumentatie van de 4 diepwandpanelen was een succes met 100% overlevingspercentage van de sensoren. Figuur 6a toont temperatuurmetingen met de Raman-technologie tijdens het storten van het beton van een van de diepwandpanelen (lengte testmoot 2m). De voortgang van het betonneer- proces kan zeer goed in deze metingen worden nagegaan (zie ook Spruit. 2015). In dit geval was er bijvoorbeeld een stilstand in het betonneren tussen 100 en 150 minuten sinds het begin van het storten. In figuur 6b is de evolutie van de temperatuur tijdens het uitharden van het beton weer-gegeven voor metingen met zowel de Raman- als de BOFDA-techniek. Beide technieken tonen een zeer gelijkaardig beeld. Ook het vijzel- niveau (tussen -32 en -33 m TAW) is duidelijk te herkennen aan de lagere toename van de tempera- tuur. Dergelijke metingen kunnen bijvoorbeeld nuttig zijn om (grote) defecten tijdens het beton- neren te detecteren. Figuur 7 toont de rekmetingen tijdens de verschil- lende stappen van de belastingsproef op een van de panelen (lengte testmoot 6m). De metingen van zowel FBG’s, vibrating wire rekstroken als BOFDA- sensorkabels zijn weergegeven (gemiddelde van 4 sensoren per niveau) en geven zeer gelijkaardige resultaten. In het gedeelte boven het vijzelniveau 38 Figuur 4 – Illustratie van (a) een temperatuur-en (b) een reksensorkabel. (bron: fibrisTerre Systems GmbH, 2015) Figuur 6 – (a) Temperatuurmeting met BOFDA-systeem tijdens het storten van het beton. (b) Temperatuurmeting met (links) Raman-systeem en (rechts) BOFDA-systeem tijdens het uitharden van het beton. De aangegeven uren zijn het aantal uur na storten van het beton. Figuur 7 – Evolutie van de opgemeten vervormingen (FBG, SG: vibrating wire rekstroken, BOFDA 0.5m gemiddeld) in een diepwandpaneel met een testmootlengte van 6m tijdens de opeenvolgende stappen van de belastingsproef. a b Figuur 5 – Osterberg-cellen geïntegreerd in de diepwanden (diepwandproef Lantis Antwerpen). a bc GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 39 toont de BOFDA-meetkabel mooi het verloop van de vervormingen in het reactiemassief. DRUKPROEVEN OP DIEPE MICROPALEN Een ander interessant voorbeeld waar zowel FBG- als BOFDA-metingen werden uitgevoerd, is tijdens een proefcampagne op 67 m diepe micropalen (Bottiau en Huybrechts, 2019). De micropalen werden uitgevoerd met een vrije lengte van 50 m met de bedoeling de bovenbelasting af te dragen naar dieper gelegen lagen en grote zettingen in de erg samendrukbare lagen tussen ongeveer -35 en -51 m NAP te vermijden. Doel van de proef- campagne was enerzijds om een aantal verschil- lende uitvoeringsmethodes voor de realisatie van deze vrije lengte uit te testen en anderzijds om de effectiviteit van de vrije lengte te controleren. FBG- en BOFDA-sensoren werden na installatie van de micropaal in het verse grout in de centrale holle ruimte van de micropaal geplaatst. Ook hier door- stonden alle sensoren succesvol de installatie. De proefresultaten (vervorming in functie van de diepte) van 2 micropalen uitgevoerd volgens 2 verschillende uitvoeringsmethodes zijn weerge- geven in figuur 8. De metingen in de vrije lengte worden beïnvloed door variaties in de paalsectie (moffen elke 2 m) en door buigeffecten op de sensoren (de positie van de sensoren in de holle ruimte van de micropaal varieert). De metingen laten toe een betrouwbaar normaalkrachten- verloop af te leiden en tonen duidelijk dat de vrije lengte voor het micropaalsysteem in figuur 8a veel effectiever werkt dan voor het systeem in figuur 8b, waar er zelfs bij de maximale proefbelasting geen krachtsoverdracht plaatsvindt naar de wortellengte rond -51 mNAP. Conclusies UITDAGINGEN De 2 gevalstudies tonen het potentieel van opti- sche vezel metingen aan. Toch zijn er nog heel wat uitdagingen bij gemoeid, o.a.: - Het is niet bij elke toepassing even evident om de sensorkabels in de (geotechnische) structuur te integreren. Enerzijds moeten de sensoren/sen- sorkabels de installatie overleven en moet deze dus voldoende robuust zijn. Anderzijds moet de betrouwbare overdracht van de vervormingen van de structuur naar de sensorkabel verzekerd zijn. - Zoals aangegeven in de overzichtstabel (figuur 1) zijn alle optische vezel rekmetingen ook onder- hevig aan temperatuurveranderingen. Bij on- diepe of (gedeeltelijk) bovengrondse toepas- singen dient men dus over de volledige kabel- lengte ook betrouwbare temperatuurmetingen te voorzien. Deze zijn nodig om de rekmetingen te kunnen compenseren voor temperatuureffec- ten op de meting. Zeker bij de distributed tech- nieken (behalve Raman) dient er nagegaan te worden in welke mate de temperatuurkabel daadwerkelijk rekonafhankelijk is. Bij de FBG- technologie zijn er de laatste jaren wel heel wat commercieel beschikbare sensoren bijgekomen die betrouwbare temperatuurmetingen leveren. - Vooral bij de distributed technieken is de kwali- teit van eventuele lassen tussen optische vezel- kabels (‘splices’) en de properheid van connec- toren van erg groot belang om de beste meet- nauwkeurigheid mogelijk te maken. Zeker in werfomstandigheden en bij langetermijnmetin- gen vraagt dit bijzondere aandacht. - De distributed technieken leveren een schat aan informatie, maar ook een enorm volume aan data. Voor een vlot te ver w erking er van botst men al snel op de grenzen van de gebruiksvriendelijk- heid van programma’s zoals Excel en is aange- paste software aangewezen. Ook is het belangrijk zeer nauwkeurig de positie van de kabel te rela- teren aan de afstand op de kabel, wat bijzondere aandacht vraagt tijdens de installatie ervan. KEUZE TECHNOLOGIE In dit artikel werd getracht de belangrijkste eigen- schappen van de meest courante optische vezel sensortechnologieën voor te stellen. De distribu- ted technologieën hebben de voorbije jaren een grote inhaalbeweging gemaakt t.o.v. de FBG (multipoint) technologie, in het bijzonder op het vlak van nauwkeurigheid. Voor vele toepassingen is het dan ook niet altijd even evident te beslissen welke technologie de meest geschikte is. Voor toepassingen waar hoogfrequente metingen vereist zijn (bijv. een dynamische paalbelastings- proef), is de FBG-technologie de enige optie. Ook waar de verwachte vervormingen klein zijn, blijkt uit onze ervaringen dat FBG-metingen vaak geschikter zijn, omwille van de hogere nauw- keurigheid die gehaald wordt. Wel dient er reke- ning mee te worden gehouden dat een FBG-sensor de vervorming lokaal opmeet (sensorlengte typisch 10 mm), waardoor lokale fenomenen de meting kunnen verstoren. Een oplossing hiervoor is de FBG-sensor als extensometer te integreren, waarbij de vervorming over een grotere meetbasis wordt opgemeten. In vele toepassingen volstaan echter laagfrequente metingen en zijn de verwachte vervormingen voldoende groot, waardoor ook de distributed technologieën van nut kunnen zijn. Zeker bij grote afstanden of een groot aantal sensoren loont het de moeite de mogelijkheden van de distributed technieken na te gaan. Niet onbelangrijk om mee te nemen in de kostenbatenanalyse is de kostprijs van de DAQ-unit. Bij distributed sensing technie- ken is deze relatief hoog, al zijn er tegenwoordig ook huuroplossingen op de markt beschikbaar. Referenties - Bottiau, M., Huybrechts, N., 2019. Recent advan- ces in pile design, construction, monitoring and testing. In de proc. van XVII ECSMGE, Geotech- nical Engineering foundation of the futur e, Reykja- vik, 2019. - Couck, J., Van Royen, K., Janssens, B., de Nijs, R., Van Lysebetten, G., 2015. Proefcampagne voor de Oosterweelverbinding in Antwerpen, Vakblad Geotechniek, 19, 2015, Special Geotechniekdag, blz. 10 – 17. - fibrisTerre Systems GmbH, 2015. Distributed fiber-optic Brillouin sensing. The fTB 2505 series. Te c h n i c a l d o c u m e n t a t i o n . A u g u s t u s 2 0 1 5 . - Huybrechts, N., De Vos, M., Van Lysebetten, G., 2016. Advances and innovations in measurement techniques and quality control tools. In de proc. van ISSMGE ETC3 Int. Symp. On Design of Piles in Europe, Leuven, Belgium, 28 en 29 april 2016. - Huybrechts, N., Van Lysebetten, G., 2017. Advan- ced monitoring techniques for a wide range of geotechnical applications. In de proc. van XIX Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng., Seoul, 2017, blz. 2781 – 2784. - Spruit, R., 2015. To detect anomalies in dia- phragm walls. PhD proefschrift, Technische Univer- siteit Delft (https://doi.org/10.4233/uuid:f9f79 420- fa0d-4572-ac24-36c54ae52537). ! Figuur 8 – Ver vormingsverloop bij de verschillende stappen van de belastingsproef op (a) micropaaltype 1 en (b) micropaaltype 2. a b GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 51 GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 Introductie Infrastructuur is wat de hedendaagse maatschappij bij elkaar houdt. Echter, veel infrastructuur is aan- gelegd in de jaren 60 en 70, en nadert nu het einde van haar levensloop. Bijna 75% van de Neder- landse wegen, bruggen, sluizen en andere infra- structuur dient vóór 2030 vervangen of gereno- veerd te worden [1]. Netwerkmanagers dienen de veiligheid in hun verouderende infrastructuur te kunnen waarborgen, worstelend met prioritering, beoordeling van resterende levensduur, data acquisitie en het maken van beslissingen bij onzeker- heden en restricties in het budget. Oplossingen kunnen worden gevonden met een data-gedreven methode. Op dit moment is er een enorme hoeveelheid data dat open en vrij is. In Nederland is sinds 2018 de wet BRO (Basis Registratieondergrond) actief, dit houdt in dat voor overheidsprojecten data uit de BRO gebruikt moet worden, indien data niet be- schikbaar is, dient de data door de uitvoerende partij aan de BRO te worden toegevoegd [2]. Verd er neemt de hoeveelheid en k waliteit van remote sensing data toe. De uitdaging ligt in het efficiënt benutten van deze data voor geotech- nische toepassingen. In dit artikel zijn drie onderzoeken beschreven welke gerelateerd zijn aan data-gedreven metho- des in geotechnische applicaties. Het overkoepe- lende doel is om methodes te ontwikkelen of verbeteren welke kunnen helpen in het bepalen van de conditie en degradatie in tijd van infrastruc- tuur, door het combineren van verschillende data- sets. De langetermijnvisie is om het gedachte- patroon voor de beoordeling van geo-infrastruc- tuur te veranderen. Dit betekent: het verkrijgen en gebruiken van meer data, gecombineerd met betere modellen. Tr a d i t i o n e e l w o r d e n m o d e l - g e d r e v e n m e t h o d e s gebruikt om geotechnische problemen op te lossen. In dit geval wordt er een model gemaakt, gebaseerd op hoe het fysieke systeem werkt en hoe het faalt. Echter is het correct modelleren van het systeem niet makkelijk, vaak zijn de onder- liggende mechanismen niet volledig begrepen. Om de afwezigheid van kennis te compenseren worden vaak modelsimplificaties en assumpties geïntro- duceerd, wat leidt tot verschillen tussen het model en het systeem. Met data-gedreven methodes wordt het systeem gemodelleerd aan de hand van data. Dit betekent dat in werkelijkheid aanwezige patronen geïdenti- ficeerd kunnen worden en niet gesimplificeerd hoeven te worden in modellen. In dit artikel zijn drie data-gedreven methodes beschreven: - Multisensor data-fusion: Multisensor data-fusion is het combineren en analyseren van data uit verschillende bronnen. Data is direct gebruikt om risicovolle locaties in infrastructuur snel te kunnen vinden. Met deze methode worden geen fysieke modellen gebruikt. In dit artikel is beschreven hoe data-fusion is gebruikt om risico- volle gebieden langs een dijksegment in kaart te brengen [3]. - Machine learning: bij machine learning wordt data gebruikt om de nauwkeurigheid van predictie- algoritmes te verbeteren. In dit artikel is beschre- ven hoe machine learning is gebruikt om bodem- opbouw en landdeformatie te voorspellen [4]. - Geostatistische methode: met geostatistische methodes wordt data ruimtelijk geïnterpoleerd. In dit artikel is beschreven hoe er tussen sondeer- data uit de BRO is geïnterpoleerd. Verd ere uitleg en de toegevo egde waarde van de data-gedreven methodes wordt in de volgende secties getoond. Multisensor data-fusion Multisensor data-fusion is het combineren en analyseren van data uit verschillende bronnen, met als doel het verkrijgen van betrouwbaardere resultaten ten opzichte van resultaten verkregen bij het gebruik van data uit één bron. Dit principe is niet nieuw, sinds de oudheid maken mensen en dieren al beslissingen op basis van het combineren van de verschillende zintuigen. Nu er steeds meer data beschikbaar wordt, wordt multisensor data- fusion ook relevant in geotechnische applicaties. Waarin verschillende beschikbare datasets opti- maal kunnen wordt benut om op een structurele manier op grote schaal risicogebieden te lokalise- ren, zonder dat tijdrovende geotechnische model- len opgezet dienen te worden. Data-fusion bestaat op verschillende niveaus. Eén niveau is het combineren van verschillende bronnen die dezelfde eigenschap meten. Denk aan het com- bineren van grootschalige InSar satelliet hoogte- metingen en nauwkeurige zakbaar hoogtemetingen. Waarbij de combinatie kan resulteren in een nauw- keurig grootschalig tijdsafhankelijk hoogte beeld. Een ander niveau van data-fusion is het combine- Aron NoordamGeotechnisch adviseur Deltares DATA-GEDREVEN METHODES IN GEOTECHNISCHE APPLICATIES Figuur 1 – Meest waarschijnlijke WBI- SOS scenario op sondeerlocaties (links); meest waarschijnlijke WBI-SOS scenario langs het dijksegment (rechts) [3]. Bruno Zuada CoelhoGeotechnisch adviseur Deltares In dit artikel verkennen we de mogelijkheden van het toepassen van data- gedreven methodes in geotechnische applicaties. Data-fusion, machine learning en een geostatistische methode, zijn toegepast op verschillende voorbeelden om de actuele staat van de infrastructuur te kunnen beoordelen en voorspellen. De data-fusion methode is toegepast op dijkinfrastructuur, hierbij wordt gebruik gemaakt van hoogtemetingen en ondergrondmetingen met variërende nauw- keurigheden in tijd en ruimte, om de veiligheid tegen instabiliteit op grote schaal nauwkeuriger te kunnen voorspellen. Machine learning is toegepast op weginfrastructuur, waarin remote-sensing, ondergrondmetingen en een zettingsmodel worden gecombineerd om een verbeterde zettingspredictie te verkrijgen. De geostatistische methode is toegepast op sonderingsdata, om de onzekerheid in de ondergrondkarakterisatie te verkleinen. De beschreven data-gedreven methodes blijken waardevol te zijn mits voldoende data met hoge kwaliteit beschikbaar is. ren van kenmerken uit verschillende bronnen. Bij- voorbeeld: met een sondering wordt de conus- weerstand en de wrijvingsweerstand gemeten, dit zijn verschillende kenmerken, maar beide zeggen iets over de laagopbouw van de grond. Door het combineren van de conusweerstand en de wrijvingsweerstand kan de grondopbouw met grotere zekerheid bepaald worden ten opzichte van de grondopbouw bepalen uit enkel de conus- weerstand of enkel de wrijvingsweerstand. Het combineren van conusweerstand en wrijvings- weerstand wordt al jaren breed toegepast, zo zijn er een tal van classificatiemethodes die de grond- opbouw op deze manier bepalen. Vaak stopt hier de bepaling van de bodemopbouw, echter een accurater maar ook grootschaliger beeld van de bodemopbouw kan worden verkregen door de informatie uit de sonderingen op een structurele manier te combineren met lokale metingen uit andere bronnen, zoals waterspanningsmetingen of elektromagnetische metingen. Casestudy Markermeerdijk Als verkennende casestudy is data-fusion toe- gepast op segment 13043 langs de Markermeer- dijk. Langs het segment zijn er 12 WBI-SOS scena- rio’s, 40 sonderingen, een InSar dataset (satelliet zakkingsmetingen tussen april 1992 en oktober 2010) en twee AHN datasets van 2011 en 2016 beschikbaar. Deze informatie is gestructureerd met elkaar gecombineerd om risicovolle gebieden, met weinig moeite, zo accuraat mogelijk te lokali- seren. Hellingsanalyse Met de twee AHN datasets is een hellingsanalyse uitgevoerd langs het segment. De AHN datasets zijn accurate hoogtemetingen met een resolutie van 0.5!x!0.5!m. Met deze datasets zijn op elke halve vierkante meter langs de dijk de hellingshoek en de zakkingssnelheid bepaald. De hellings- hoeken en zakkingssnelheden zijn getoetst aan toetswaardes. Met deze methodiek kan lokaal in kaart worden gebracht in welke gebieden veel zakking en/of steile hellingen plaats vinden, ofwel risicovolle gebieden. Bepaling grondopbouw langs de dijk Vo o r d e b e p a l i n g v a n d e g ro n d o p b o uw l a n g s de dijk zijn de WBI-SOS scenario’s, sonderingen en de InSar dataset gecombineerd. Als eerste stap is de lithologie, bepaald met de Robertson classi- ficatie [5] uit de sonderingen, vergeleken met de WBI-SOS scenario’s. Uit de vergelijking volgt het meest waarschijnlijke WBI-SOS scenario op de locatie van de CPT, hierbij is rekening gehouden met onzekerheden in laagdiktes. Vervolgens zijn er relaties gemaakt tussen de zetting over tijd, wat volgt uit de InSar dataset, en de meest waarschijnlijke WBI-SOS scenario’s op de locaties van de sonderingen. Omdat de InSar metingen beschikbaar zijn langs het gehele segment, kunnen de relaties tussen de zettingen over tijd en de WBI-SOS scenario’s gebruikt worden om de grond- opbouw te bepalen langs het gehele segment. In figuur 1 zijn de meest waarschijnlijke WBI-SOS scenario’s weergegeven op de sondeerlocaties en langs het dijksegment. Fuseren hellingsanalyse en grondopbouw Zoals eerder beschreven, zijn risicovolle gebieden met betrekking tot zakking en hellingshoeken gelokaliseerd. Vervolgens is de grondopbouw langs de dijk bepaald en dus kan risicovolle grond- opbouw worden gelokaliseerd (bijvoorbeeld grondopbouw met een dik slap lagenpakket). Aan de hand van een beslissingsboom kan er lokaal worden bepaald of het gecombineerde risico aanvaardbaar is. Door de hogere resolutie van resultaten wordt het op deze manier makkelijker voor besluitvormers om versterkingen te priori- teren. In figuur 2 is weergegeven hoe het risico in kaart is gebracht langs het dijksegment. Waarbij hoog risico voor macrostabiliteit is weergegeven met een cluster van donkerblauwe punten. De beschreven multisensor data-fusion methodiek kan verbeterd worden door meer onafhankelijke datasets te betrekken (bijvoorbeeld elektromag- netische datasets) voor de bepaling van risico’s, grondopbouw en bodemverplaatsing. Machine learning Bij het eerdergenoemde onderzoek zijn de zettingen bepaald aan de hand van InSar satellietmetingen. Moderne InSar metingen hebben een hoge tijds- resolutie en kunnen landdeformaties monitoren 52 Figuur 2 – Macrostabiliteit risico index voor het gehele dijksegment (links); voor een kleinere sectie van het dijksegment (rechts) [3]. SAMENVATTING GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 53 Figuur 3 – Landdeformatie voor de A4 (mm/jaar): InSar metingen (links), voorspelde met ML (midden), error (rechts) [4]. Figuur 5 – Overzicht van sonderingen in de BRO samen met de geomorfologische kaart. Figuur 4 – Overzicht van sonderingen in de BRO. op millimeterschaal. Echter zijn er altijd gaten in het InSar beeld en is het niet mogelijk om land- deformatie te monitoren op elke locatie. Om deze gaten te dichten kunnen sondering en bijbehorende empirische relaties voor samen- drukbaarheid worden gebruikt om landdeforma- ties te voorspellen. Echter komen de empirische relaties tekort op nauwkeurigheid en geven geen continu ruimtelijk beeld. Om de InSar metingen en de sonderingen optimaal te benutten, zijn deze bronnen gecombineerd met machine learning techniek en om landdeformatie zo nauwkeurig mogelijk te voorspellen. Casestudy A4 In dit onderzoek is machine learning toegepast op het nieuwgebouwde stuk van de A4 snelweg tussen Delft en Schiedam. Langs het traject zijn er 47 combinaties van sonderingen en boringen beschikbaar waarbij de sondering en de boring op een afstand van 6 meter van elkaar liggen, binnen deze afstand wordt aangenomen dat de grond- opbouw gelijk is. Verder is er een dataset beschik- baar met nauwkeurige hoogtemetingen en een dataset met InSar tijdreeksen. Bepaling grondopbouw Als eerste stap is machine learning (Support Vector Machine Classifier - SVM) gebruikt voor het bepalen van de grondopbouw. Voor deze stap is gebruik gemaakt van de sonderingen en boringen. De boringen zijn gebruikt om het machine learning algoritme te trainen, ofwel de grondopbouw volgend uit de boring wordt aangenomen als waarheid. Het machine learning algoritme kijkt voor elke 2 cm in de diepte hoe de conusweerstand (qc), en de wrijvingsweerstand (f s), de totale span- ning en de gemiddelde q c, fs, over een afstand van 1 m van het punt in de diepte zich verhouden met het grondtype volgend uit de boring. Nadat het algoritme heeft geleerd uit de boringen, kan de grondopbouw worden bepaald uit enkel een sondering, waarbij de nauwkeurigheid van de machine learning classificatie hoger is dan de nauwkeurigheid van de gebruikelijke Robertson classificatie. In tabel 1 is in percentages genoteerd hoe vaak de predictie van de bodemopbouw correct is, na het toepassen van de machine lear- ning classificatie en de Robertson classificatie. Ta bel 1 Percentage correctie predictie grondopbouw door machine learning en Robertson classificatie [4] Correcte predictie Veen [%] K lei [%] Zand/silt/ grind [%] Machine 51 83 82learning (SVM) Robertson 36 78 80 Uit tabel 1 blijkt dat vooral het identificeren van veenlagen een stuk nauwkeuriger is bij gebruik van de machine learning classificatie, ten opzichte van de Robertson classificatie. Bepaling landdeformatie Landdeformatie, bodemdaling en heave zijn net zoals de grondopbouw bepaald met behulp van machine learning (Random Forest). Hierbij is geke- ken naar het percentage samendrukbare grond (klei en veen) per meter diepte en er is gekeken naar de toegevoegde of weggehaalde belasting. Het machine learning algoritme leert met lineaire GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 landdeformatietrends uit InSar satelliet metingen. Hoewel het onderzoek nog loopt, blijkt uit de eerste resultaten dat met behulp van machine learning (zie figuur 3), landdeformatie kan worden voorspeld met een gemiddelde fout van 1.0 mm/jaar (zie figuur 3). Hoewel de gemiddelde fout klein is, blijven er problemen in het voorspellen van extreme waardes van deformatie. Naar verwach- ting zijn betere resultaten te behalen door meer data te betrekken, bijvoorbeeld grondwater- standen en gedetailleerdere informatie betreft externe belastingen. Geostatistiek met BRO data Sinds begin 2018 is in de BRO (Basisregistratie Ondergrond) geotechnisch onderzoek (met name sonderingen) beschikbaar. Op dit moment zijn er in Nederland meer dan 90.000 sonderingen beschikbaar (zie figuur 4). Dit biedt de kans om data-gedreven technieken toe te passen met BRO data, met name om de ondergrondschematisatie en karakterisatie te verbeteren. Verder, is er vrije en publieke informatie betreft de ondergrond beschikbaar, o.a. de geomorfologische kaart (beschikbaar via pdok [6]). De geomorfologische kaart geeft de landschapsvormen van het aard- oppervlak weer en de processen die bij het ont staan daarvan een rol spelen of hebben gespeeld. Methodiek Hoewel er in de BRO veel data aanwezig is, is dit voor een project op een specifieke locatie vaak niet voldoende om risico’s in voldoende mate in kaart te brengen. Dit betekent dat aanvullend grondonderzoek gedaan moet worden (inclusief de bijbehoren kosten). Een aanvullende mogelijkheid om de meerwaarde van de beschikbare BRO data te vergroten is het interpoleren van de beschikbare data. Met het idee om de BRO data te gebruiken om de ondergrond beter te karakteriseren, is er een inter- polatieschema ontwikkeld waarbij een geostatis- tische methode en de geomorfologische kaart van Nederland worden gecombineerd. Voor een specifieke locatie zijn alle sonderingen binnen een invloedstraal gedownload uit de BRO en gecombineerd met de geomorfologische een- heden (figuur 5). Vervolgens is een Kriging-inter- polatie methode [7] toegepast, waarmee fictieve sonderingen binnen de invloedstraal (gemiddelde waardes en standaardafwijking) voorspeld kunnen worden. Casestudy De genoemde methodiek is toegepast op een locatie in Delft. Binnen het gekozen invloedsgebied zijn 21 sonderingen uit de BRO beschikbaar. Figuur 6 toont de interpolatie van conusweerstanden op een diepte van 10m, waarbij de locaties van de sonderingen zijn gemarkeerd met driehoeken. De sonderingen gebruikt voor validatie zijn omcirkeld. Te r v a l i d a t i e , i s e r n o g m a a l s g e ï n t e r p o l e e r d w a a r b i j de twee omcirkelde sonderingen niet zijn mee- genomen. Vervolgens is op de locatie van deze sonderingen de predictie vergeleken met de werkelijke waarde van de conusweerstand. In figuur 7 zijn de werkelijke waardes van de conus- weerstand geplot samen met de Kriging predictie met een 95% betrouwbaarheidsinterval. Figuur 7 toont dat Kriging interpolatie resulteert in een goede predictie van de conusweerstanden. De trend in voorspelde conusweerstandswaardes 54 Figuur 6 – Kriging interpolatie van de conusweerstand op een diepte van 10m. Figuur 7 – Vergelijking tussen Kriging interpolatie en gemeten waar- des van de conus- weerstand voor twee sonderingen, (a) sondering links boven; (b) sonde- ring midden. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 55 GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 komt overeen met de werkelijke waardes. Pieken in de waardes worden echter niet herkend, de resultaten uit de interpolatie zijn in het algemeen wat gladder. Maar de variabiliteit die aanwezig is in de sondering wordt gedekt door de standaard- afwijking. Deze techniek kan worden gecombineerd met de eerdergenoemde data-gedreven methodes (data- fusion en machine learning), om de ondergrond beter te karakteriseren. Conclusies In dit artikel is een overzicht gegeven van hoe data- gedreven methodes (multisensor data-fusion; machine learning en geostatistiek metBRO data) gebruikt kunnen worden. Multisensor data-fusion is gebruikt om beschik- bare geotechnische data en satellietdata op een zo optimaal mogelijke manier te gebruiken om risico- volle gebieden betreft macrostabiliteit langs een dijktraject te lokaliseren. Deze informatie is waar- devol voor waterschappen en besluitvormers omdat continue ruimtelijke beoordeling mogelijk wordt, in plaats van de gebruikelijke 2D-beoorde- ling op een beperkte representatieve doorsnede langs een dijktraject. Machine learning kan worden toegepast om de grondopbouw te bepalen en landdeformatie te voorspellen. In het onderzoek is enkel reeds beschikbare data gebruikt. Omdat er geen labora- toriumtesten benodigd zijn en het niet nodig is om geotechnische modellen op te zetten, is het met behulp van machine learning mogelijk om snel en effectief op grote schaal actuele bodemverplaat- singskaarten te maken. Een geostatistische methode is toegepast op BRO data. Er is aangetoond dat er met behulp van Kriging-interpolatie een beter beeld van de onder- grond verkregen kan worden. Omdat de interpo- latie van conusweerstanden uit sonderingen relatief nauwkeurig is, biedt dit kansen om zowel de multisensor data-fusion als de machine learning methodiek te verbeteren. Hoewel het gebruik van data-gedreven methodes in geotechnische applicaties nog in een begin- stadium is, zijn de resultaten hoopgevend. Om de data-gedreven methodes in praktijk te kunnen brengen verde ris aandacht nodig voor de volgende onderwerpen voor de volgende onderwerpen: - Data kwaliteit. Omdat in de toekomst niet alleen meer data beschikbaar wordt, maar ook de kwaliteit van de data beter wordt, moeten we begrijpen hoe de kwaliteit van de datasets de onzekerheid van het resultaat beinvloedt; - Data management. Dit moet serieus worden ge- nomen om te zorgen dat data correcte opslag wordt, en dat het herbruikbaarheid van data en standaardisatie van procedures wordt vast- gestelde. Referenties [1] Deltalife, „Geen partij kan dit alleen oplossen,” Interview het Jean-Luc Beguin, Rijkswaterstaat, 2017. [2] BRO, „Basis Registratieondergrond,” [Online]. Available: https://basisregistratieondergrond.nl/. [3] A. Noordam, B. Zuada Coelho, A. Teixeira en A. Venmans, „Data-fusion in geotechnical applica- tions,” in 3rd International Conference on Informa- tion Technology in Geo-Engineering, Guimarães, Portugal, 2019. [4] M. Sajadian Jaghargh, „Spatial and Temporal Analysis of Land Deformation Based on Remote Sensing and Subsurface Exploration,” MSc thesis, TUDelft, 2019. [5] P. C. K. Robertson, Guide to Cone Penetration Te s t i n g f o r G e o t e c h n i c a l E n g i n e e r i n g , G r e g g D r i l - ling & Testing, Inc., 2015. [6] PDOK, „Publieke Dienstverlening Op de Kaart,” [Online]. Available: www.pdok.nl. [7] N. Cressie, „The origins of kriging,” Mathema- tical geology, vol. 22, nr. 3, pp. 239-252, 1991. ! ONAFHANKELIJK VAKBLAD VOOR HET GEOTECHNISCHE WERKVELD t e c h n i e k eeee tttt n CHNISCHE WTEOGEHET A LIJK VNKEHANAF O n hh cc i e i e ELDVERK CHNISCHE W R OOD VABLKA e ii nn kk e kk eee Adverteren in Geotechniek? Ad hoc of op reguliere basis met een aantrekkelijk publiciteitspakket verbonden aan een van de memberships! Informeer naar de mogelijkheden: Uitgeverij Educom inf o@uitgeverijeducom.nl 010 - 425 65 44 44 Introduction Geotechnical engineering is at its most unpredic- table and uncomfortable when ‘live’ or dynamic loads on foundation systems are significantly higher than in the static or ‘dead’ load condition. Resilient infrastructure requires that the duration of bounce-back, the time to restore functionality after extreme events, is minimised. Codes attempt to deal with this using combination of load and resistance factors that are sometimes drawn from fatigue or repetitive loading experience, however these can result in design solutions that either fail due to a lack of appreciation of the controlling parameters or that are uneconomic and overcautious. The lecture examines dynamic soil structure inter- action under extreme events: catastrophic collapse, wave loading, high speed rail track behaviour and urban seismic interaction using examples drawn from real-world installations. Economy in design can be driven using unified soil-structure inter- action modelling through advanced numerical analysis in which rate effects are explicitly consi- dered. It provides a springboard from which resilient, performance-based design methods can be developed and improved, with the promise of feedback from instrumentation and digital data analytics. For reasons of space, high speed rail track behaviour is not covered in this article. However, a recording of the complete lecture is available at youtube.com/watch?v=44x4KuheZiQ. Dynamic Soil-structure interaction Dynamic soil-structure interaction can be exami- ned using pseudo-static methods (Kausel 2010, Dobry, 2014) although the simplifying assumptions inherent in that approach, both in terms of structural mass participation and soil response to the associated loading in shear, will result in in- efficient, and in extreme cases, insufficient foun- dation systems. The challenge is that extreme dynamic foundation loading situations are gene- rally rare, involving statistically-derived forces with return periods that can be far in excess of 100 years. This means that full-scale testing of such foundations might involve field testing at inap- propriate stress states, the mobilisation of very large lateral forces and moments, or limited to a small range of materials such as unstructured sands and kaolinite. Dynamic loading of appropriately scaled foundation systems can be simulated in the centrifuge (Muir-Wood, 2004, Kutter, 1992) however these present formidable challenges in terms of foundation construction simulation: for example ‘wished-in place’ test foundations in unstructured sands are relatively commonplace but do not adequately replicate reality. This can mean that the results from dynamic centrifuge tests can be dominated by the skill of the operators and the geometric limitations of the centrifuge box. Figure 1 shows the primary components of dynamic soil-structure interaction. Whilst the upper bounds of dynamic structural loading and approximate response can be established by assuming complete fixity at foundation level, the participation of soil in transmitting or responding to dynamic loading is more complex. Of importance is the mass of soil participating in the loading event: often the stiffness and strength of soils at comparatively high rates of strain are underestimated. This leads to premature formation of failure mechanisms, over-damping of soil response and under-estima- tion of the forces involved. It follows that the geotechnical engineer must attempt to model the ground as realistically as possible. At this point, it is underlined that the results of numerical SSI illustrated in this paper are obtained using direct Finite Element (FE) methods (Bollisetti et al, 2015) using Arbitrary Langrange-Eulerian formulation (LSTC, 2017). These methods facilitate the use of non-linear soil and structure models in extreme, large strain events. They give the greatest scope for economy in design and con- struction for situations where the governing design case is that for an extreme event. O’Riordan and Almufti (2015) summarised the desirable attributes of 3D dynamic SSI analysis software as follows: - Pressure- and rate-sensitive non-linear shear stress/strain soil properties - Degrading G/Gmax curves for the soil - Water pressures: recognise volumetric & shear strain rates at excavation/construction and dyna- mic excitation stages - Foundation systems - Interface layers between structural elements and the soil mass that represent disturbed soil - Representation of str uctures, vehicles etc: equi- valent mass, stiffness and damping to capture dy- namic behaviour - Representation of construction installation se- quencing - Soil domain sufficiently large that boundary ef- fects are negligible during dynamic loading - Able to provide a ‘rupture to rafters’ (Ellison et al, 2017) process for seismic load cases Currently, these attributes can potentially be met by LS Dyna (LTSC, 2017), ABAQUS (2013) and ANSYS(2016). Such formulations are comfortable with large strain calculations and discontinuities, for example when material boundaries separate. In a major review paper Bolisetti et al (2013) describe the advantages and disadvantages of a variety of software for dynamic analysis of soil- KEY ASPECTS OF DYNAMIC SOIL-STRUCTURE INTERACTION: EXCERPTS FROM THE 58TH RANKINE LECTURE Figure 1 – Dynamic soil-structure interaction context. Nick O’RiordanArup, London GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 45 structure interaction analysis. Large strain pro- blems can also be analysed using the Material Point Method (Fern et al, 2019) although at the time of writing the computational efficiency of the method over FEM is being quantified. Strain rate effects, drainage and cyclic degradation Increased foundation resistance at high rates of strain is well known. Such increased resistance can be effectively simulated using strain-rate depen- dent soil models. The basis for an integrated soil model is the G/Gmax v shear strain degradation ‘backbone’ curve that originated with Seed and Idriss (1970) and has subsequently been developed by Daren- deli (2001) and others. Figure 2 is redrawn after At- kinson (2000) and shows the leading components that control the location of the backbone curve along the shear strain axis and Figure3 shows how unload/reload behaviour is often simulated using a format originally proposed by Masing (1926). Zhang et al (2005) demonstrated the large scatter in Masing damping for soils. Consequently the assumption of Masing behaviour should be critically examined for soil-structure interaction analysis, and to avoid over-damping soil response. Non- Masing behaviour can be examined through detailed examination of cyclic laboratory tests. O’Riordan and Almufti (2015) demonstrated a direct method for examining the effects of adjacent structures upon braced excavation in areas of high seismicity. They showed that excavation and seis- mic excitation stages could be represented se- quentially so long as the backbone curve was adjusted for shear strain rate. The effect of strain rate on stiffness and strength has been the subject of wide investigation. Many investigators have found excess pore pressure generation is suppressed as shear strain rate increases (Sheahan et al 1996, Biscontin and Pestana, 2001, Diaz-Rodriguez et al 2009) and show that the rate of increase in strength appears to be related to clay mineralogy. Thus low to medium plasticity clays might display a strength increase of about 5%/log cycle of shear strain rate and high plasticity clays closer to 20%. Figure 4 shows typical results for normalised strength variation and shear strain rate at these extremes. Vardanega and Bolton (2013) examined a wide range of soils and concluded that, along with plas- ticity index (as a proxy for soil mineralogy) and overconsolidation ratio (OCR), measured secant shear moduli could be adjusted to a given shear strain rate using the following relationship: Where G is the shear modulus at a given shear strain rate and Z is a reduction factor dependent upon strain rate effect and the frequency of loading. For a clay-like material which displays an increase in secant shear modulus of 5% per tenfold increase in strain rate !., has a frequency of loading of 50Hz (typical loading frequency in a resonant column test), and shows the onset of plastic strains at 10-5, Vardanega and Bolton (2013) found This enables alignment of shear modulus degrada- tion with increasing shear strain using undrained laboratory tests carried out at very different shear strain rates. Typical shear strain rates for a triaxial compression test are at least 3 orders of magnitude slower than a resonant column test, as illustrated using tests on Vallerica Clay by Giorgiannou et al (1991). Figure 4 includes the effect of consolidating specimens at levels well above the Yield Stress (Burland 1990): the effects of such destructuration suppress rate effects and care should be given if soil properties obtained from such tests are to be used for design and analysis (Hight et al., 2007). To e f f e c t i v e l y e s t a b l i s h a p r i o r i w h e t h e r t h e d y n a - mic event is loading the soil next to the foundation sufficiently rapidly for undrained/zero volumetric strain conditions to pertain, closed-form solutions such as Gibson et al (1970) are extremely useful. Gibson et al (1970) uses linear elastic consolidation theory under plane strain and axi-symmetric loading conditions. They conveniently define a time factor T for dissipation of excess pore pressures such that T=2Gkt/ !wb2 Figure 2 – Backbone curve: effects of increasing strain rate, Plasticity Index and Overconsolidation. SUMMARY Figure 3 – Backbone curve and definition of Masing(1926) Damping. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 This article presents a shortened version of the Rankine lecture, an invited lecture for the British Geotechnical Association. Previous speakers included well-known names such as Casagrande, Peck, Bishop, Bjerrum and Leroueil. The 58th Rankine lecture examines soil-structure interaction under catastrophic collapse, wave loading, high speed trains and dense urban seismic loading using examples drawn from real-world installations. It shows how economy in design can be driven using unified soil-structure interaction modelling through advanced numerical analysis in which ra te effects are explicitly considered. Recent improvements in the visualisation of foundation behaviour under extreme events enables us to articulate more effectively extreme event scenarios across disciplines and project stakeholders. The article will provide a springboard from which resilient, performance-based design methods can be developed and improved, with the promise of feedback from digital data analytics. 46 Behaviour is effectively undrained if T<10 -2. If the distance to a zero excess water pressure boundary is greater than the width of the loaded area, then using most plausible combinations of the leading parameters we find undrained behaviour can occur under these loading conditions: > k=10 -4m/s cohesionless ‘sand-like’ soils expe- rience a rate of loading/unloading <1 sec. We can add that sand-like soils are dynamically not parti- cularly strain rate sensitive. < k=10 -9m/s, cohesive ‘clay-like’ soils experience a rate of loading/unloading <10 days. Clay-like soils are dynamically highly strain rate sensitive, parti- cularly at low OCR and high PI. A similar conclusion was reached by Zienkiewicz et al (1980). It follows that any use of Observational Methods, for example large excavations in clay-like soils (Nicholson et al, 1999) needs to explicitly consider the effects of drainage of stages in con- struction durations and the consequences of delays (and indeed acceleration) in construction rate. Collapse and landslide modelling Large strain FEM has been used for the inverse analysis of landslides and associated rockfall containment barriers (Cheung et al, 2018). The design of piled foundations in metastable slopes and in areas prone to karst collapse is particularly challenging. Muir-Wood (2004) considers the situation of piles embedded in an infinite slope where failure occurs along a defined plane, parallel to the ground surface. Treating the problem as pseudo-static and if the soil pressure is related to the relative movement between soil and pile, Muir-Wood was able to establish an exact solution albeit based upon empirically derived parameters. His analysis gives a value of lateral pressure close to the passive limit, K p"v’, when the relative movement between pile and soil is large. Sartain et al (2009) considered failure of residuum around piled viaduct foundations using dynamic analysis and established that the maximum lateral pressure did not exceed 2*K p"v’, as illustrated in Figure 5. The failing soil was unable to sustain stresses anywhere near the passive pressure of the soil. Recognising the kinematic nature of the problem and adjusting the design to follow the numerical analyses has led to the use of foundations that are more economic in karst and land- slide-prone areas. Wave loading and partial drainage As offshore windfarms and deepwater installations proliferate, so the foundation challenges increase particularly when extreme storm loading of struc- tures can potentially lead to liquefaction of the seemingly ubiquitous sand layers that are found at the mudline (deGroot et al, 2006). Sampling of such soils is difficult and the carrying out of cyclic testing to characterise the soils can be highly operator-dependent. In turn, excess pore pressure generation rate varies widely and unpredictably with sand particle size, shape, stress state, mine- ralogy etc, as well demonstrated in the CANLEX project (Robertson et al, 2000) for example. It follows that, as partial drainage of sands can occur during the passage of a single wave, a cautious liquefaction model can be combined with credible storm histories to reduce the theoretical demands on soil and structure. Andersen (2015) shows how repetitive wave loads Figure 5 – Lateral pressures on pile during sinkhole collapse, after Sartain et al (2011). Figure 4a, b, c– Effect of strain rate on stiffness and strength for two clays. Figure 6 – Variation of maximum cyclic shear stress levels (in plan), and excess pore pressu- res(in cross-section and plan) below a 120m diameter offshore gra- vity base structure. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 47 are collected by the structure and then transmitted into the soil. Figure 6 shows the results of a 3D FE analysis of a gravity base structure. As expected the variation of excess water pressure varies widely across the base. In this case the storm event has been modelled according to a modification to the Hans- teen (1980) storm to account for real composition. The Hansteen storm is recreated in a pseudo- random way (O’Riordan & Seaman, 1993, and Dingle et al, 2017) to follow the statistical treatment of storm composition by Longuet- Higgins(1984). Figure 7 compares the cyclic shear stress ratio with the stepwise Hansteen storm. For the six hour, 1 in 100 year return period storm considered the average wave period is 12 seconds. For most sand-like soils, partial drainage can occur during the passage of a single wave. Thus, the re-ordering of waves in a pseudo-random way can be used as a series of pulses of excess pore pressure that decay in coupled analysis. Recognising that at shallow depths the static vertical effective stress is directly proportional to the weight of the gravity structure it is common to find nearly 50% savings in weight can be made if partial drainage is combined with pseudo random storm histories. Similar reductions can result for offshore windfarm foundations by using realistic storm histories and wave compositions. Earthquake loading: urban interaction effects Bolisetti & Whitaker (2015), in a major study of structure soil structure interaction (SSSI) analysis methods showed that significant restraint to foundation movement and ground loss/gapping can occur with an adjacent deep basement. The flipside of this is that the basement sees more load from the adjacent structure as confirmed by recent centrifuge testing of tall buildings adjacent to deep excavations and tunnel boxes by Hashash et al (2018). O’Riordan & Almufti (2015) confirmed that in temporary works, equivalent static methods can substantially underestimate load effects from adjacent buildings and Ellison et al (2017) summa- rise the asymmetric loading that can occur in a deep basement inserted between two very tall towers in San Francisco. O’Riordan et al (2018) examine in detail processes for far-field site response analysis for performance-based design in near-fault situations where velocity pulses can dominate structural behaviour and those where soft soils can produce substantial magnification of bedrock motions at the ground surface. These far-field response analyses can be further refined using data from vertical arrays and form a reliable basis for examining urban effects and SSSI. O’Riordan et al (2018) includes a back-analysis of the Puebla earthquake in Mexico City (19 September 2017). Measurements across the lakebed during the Puebla earthquake highlight the potential for entire city blocks to interact and change the com- position of the shaking of building foundations. Figure 8 shows the shear wave velocity profile across the Mexico Basin at locations west to east. The softest soils are found in the east, and Figure 9 shows the accelerometer recordings at site C. The duration of shaking is around 100 s. Figure 10 shows the measured values at the Aux Station within an urban area 10 km south of site C. The duration of shaking is not only significantly longer in the urban site, the record shows a distinct second phase of shaking, beating at a period of about 2 to 3 seconds. The spectral amplification, and associated double peak acceleration spectra, that have been ascribed to ‘basin effects’ (Reinoso & Ordaz, 1999) in the Mexico City case and other cities on soft soils in areas of high seismic activity may be more likely due to urban, anthropogenic effects. Speculative analytical work by Guegen et al (2002), using observations in the Roma Norte district at the stiffer, western edge of the basin, suggested that urban interaction effects could be anticipated if the kinematic interaction ratio of the buildings to the underlying soil is higher than approximately 0.1. The calculated ratio for the urban area of Aux Station is 0.87, and thus kine- matic interaction at a city block level is almost certain to have contributed to the measured move- ments and, to the west of the urban area, catastro- phic damage of some buildings. On stiffer soils and those prone to liquefaction, the potential for adjacent building damage due to Figure 7 – Comparison of RANWAVE with conventional ‘Hansteen’ approach to excess pore pressure generation, after O’Riordan and Seaman(1993). Figure 8 – Variation of shear wave velocity across the lakebed zone, Mexico City. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 structure-soil-structure interaction (SSSI) effects can also be large. Long term construction works adjacent to large existing structures are particu- larly vulnerable especially when the participating modal masses of the works are large and have widely differing period. O’Riordan & Almufti (2015) who considered the seismic exposure of a tall building to an adjacent multipropped excava- tion. Using earthquake simulations scaled to a return period of between 50 and 100 years, they demonstrated how seismic inertial loading from a tall building adjacent to a deep excavation with four levels of struts can deform the excavation support system sufficiently to produce a perma- nent increase in strut load. They found that strut forces can be nearly twice the force calculated for the slow excavation process itself. Figure 11 contains results from the real-time monitoring for the Transbay Transit Center (McLan- drich et al, 2013) showing the measurement of strut loads in a bottom level strut around the time of the Mw=6.0 Napa earthquake that took place at 3 a.m. on 24 August 2014. It can be seen that the repetitive daily change in force arising from changes in strut temperature is perturbed by a tiny drop in force at the time of the earthquake itself. Also in Figure 11 is the public record (CGS, 2014) of accelerometer and associated displacement time histories taken at 11 locations down an adjacent 12 story building with a 5 level, 18m deep basement. The records show an almost complete attentuation of the inertial response of the superstructure above level 1 by the multi level substructure (traces labelled B1, B2 etc). The response of the strut monitoring system is compa- tible with this measured behavour of an adjacent, multi-basement structure. SSSI effects can also strongly influence the design of buried structures in the permanent condition involving shaking from earthquakes of much longer return periods than those considered for the ‘temporary’ works. O’Riordan et al (2018) examine how appropriate site response analyses are required before embarking upon detailed SSI. Ellison et al (2017) consider the effects of two very tall structures, Salesforce Tower (326m tall) and 181 Fremont (244m tall), located either side of the 20m deep, 60m wide and 500m long Transbay Tr a n s i t Ce n t e r r a i l s t a t i o n b o x i n t h e m i d d l e o f S a n Francisco downtown. These tall towers have foundations socketted into bedrock at about 70 to 80m depth and the Transit Center box is essentially groundbearing, equipped with 1800 tie-downs to deal with buoyancy effects in some parts of the base slab under long term rising groundwater pressures. The first mode period of the Transit Centre is approximately 1.2 sec, as summarised in Figure 12. Modal mass participation of all adjacent structures was considered, mostly using the simplified methods given in ASCE 7-16. It can readily be seen that this is not a ‘green field’ situation and multiple SSSI effects can be anticipa- ted. Ellison et al (2017) describe the process of site response analysis and site characterisation which will not be repeated here. Figure 13 shows the envelope of the shear forces developed in the ground slab of the Transit Center box arising from the participation of Salesforce To w e r i n t h e 1 i n 9 7 5 r e t u r n p e r i o d e v e n t . I t c a n b e seen that the train box behaves rather like a very large beam, ‘held’ by the soil and foundations of Figure 9 – Tr i a x i a l a cce l e r o m e t e r m e a s u r e m e n t s a t N A I M s i t e , Puebla earthquake, 19.09.17. Figure 10 – Tr i a x i a l accelerometer measurements and spectral analysis at Aux. recording station, Puebla earthquake. Figure 11 – Measurements of load at lowest level of strut, Salesforce Transit Center, and comparison with measurements at adjacent 5 level basement. Napa earthquake 24.08.14. 48 GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 49 lower-rise structures, while the Salesforce Tower causes a localised action and reaction across the slab amounting to 30 MN higher than the forces calculated without the tower. The effect of including 181 Fremont diagonally opposite has a restraining effect on the beam-like deflection of the train box and an increase in demand at the eastern extremity is found in ground and mezzanine level slabs. Large scale numerical analyses such as these currently require the processing power of multiple, linked computers and can take a day to reach a conclusion. Nevertheless by systematically creating versatile soil models of the type described in this paper, together with close attention to construction sequence and structural modelling, appropriately optimised, economic design solu-tions can be found to these complex dense urban situations. The physical modelling of SSSI is complex and there have been few successful, published simula- tions of the effects. Until there are more case histories of instrumented building and tunnel response from real earthquakes, the most promising area of research appears to be in the use of seismic centrifuges. There are constraints in the way in which construction sequencing, tall building inertial effects etc can be simulated in the centrifuge and back-analysed using LSDyna (Musgrove et al, 2017, and Hashash et al, 2018). Summary and Conclusions . - Increasing urbanisation has changed the nature of geotechnical engineering. - Everything is connected, and we can ‘instrument the Anthropocene’, beyond mere construction monitoring. - A resilient future will require much greater feedback from performance of foundation systems. - Dynamic numerical analysis can be used to calibrate soil models against extreme events. - These analyses can explicitly include the changes in rate of loading of the ground during sudden, extreme events as well as that in slow, normal service loading. - Transient ‘extreme’ in-situ tests such as the CPT and Pressuremeter, as well as output from verti- cal arrays of seismic accelerometers can be successfully analysed using advanced numerical analysis. - Unified soil models and increasing computing power enable progress towards performance- based design and resilience. - We can look forward to increasing feedback from long term instrumentation systems: ‘Big geo- technical data’. - We now have the tools to articulate to stake- holders the consequences of extreme events on foundation systems. Acknowledgements This represents the work of many colleagues and collaborators within and outside Arup: they know who they are! The author thanks them and various organisations that have enabled publication of this work and all are named in the video version of the lecture. References - Abaqus (2013) Abaqus/CAE User’s guide Release Note 6.13. Dasseault Systemes Simulia Corp. Figure 12 – Salesforce Transit Center, San Francisco: plan showing first mode period of surrounding buildings. Figure 13 – Salesforce Transit Center, San Francisco: plan showing first mode period of surrounding buildings. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 50 Providence RI, USA. - ANSYS (2017) Workbench & Fluent Tutorial Guides. Release 18.0. ANSYS Inc, Canonsburg PA, USA. - Andersen, K. H. (2015). Cyclic soil parameters for off- shore foundation design. The Third ISSMGE McClellan Lecture. [Lecture] International Society for Soil Me- chanics and Geotechnical Engineering, 10th June. - Atkinson J.H. (2000) Non-linear soil stiffness in rou- tine design. 40th Rankine lecture. Geotechnique Vol 50, pp 487-508. - Biscontin, G. and Pestana, J. M. (2001). Influence of peripheral velocity on vane shear strength of an artificial clay. Geotechnical Testing Journal. 24(4), 423-429. - Bolisetti, C. & Whittaker, A. S. (2015). Site Response, Soil-Structure Interaction and Structure-Soil-Struc- ture Interaction for Performance Assess- ment of Buil- dings and Nuclear Structures. MCEER. Report number: MCEER 15-0002. - Brown, S. F. and Selig, E. T., 1991. The Design of Pa- vement and Rail Track Foundations. In Cyclic Loading of Soils, Chapter 6, pp249-305. Blackie.! - Burland JB (1990) On the compressibility and shear strength of natural clays. 30th Rankine Lecture Ge- otechnique Vol 40, pp 329-378. - Burland JB and Twine D (1988) The shaft friction of bored piles in terms of effective strength. Proceed- ings of the Seminar: Deep Foundations on Bored and Augered Piles. Ed. Van Impe. Balkema, Rotterdam. pp 411-420. - Cheung et al (2018) Advanced numerical analysis of landslide debris mobility and barrier interaction. Vol 25, No 2, pp 76-89, HKIE Transactions. Hong Kong. - Darendeli, M. B. (2001). Development of a New Fa- mily of Normalised Modulus Reduction and Material Damping Curves. PhD thesis, The University of Texas at Austin. - de Groot, M. B., Bolton, M. D., Foray, P., Meijers, P., Palmer, A. C., Sandven, R., Sawicki, A. & Teh, T.C. (2006). Physics of liquefaction phenomena around ma- rine structures. Journal of Waterway, Port, Coastal, and Ocean Engineering. 132, 4 (227), 227-243. Availa- ble from: 10.1061/(ASCE)0733950X(2006)132:4(227) - Diaz-Rodriguez, J., Martinez-Vasquez, J. & Santa- marina, C. (2009). Strain-rate effects in Mexico City soil. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering. 135(2), 300-305. Available from: 10.1061/(ASCE(1090-0241(2009)135:2(300) - Dingle H., Humpheson C. and Pillai A. (2017) 3D finite element modelling of the cyclic behaviour of offshore gravity base foundations on sands. Proceedings of the 8th Int. Conf. Offshore Site Investigation and Geotechnics .Society for Underwa- ter Technology, London, UK. - Dobry, R. (2014). Simplified methods in soil dyna- mics. Soil Dynamics and Earthquake Engineering. 61-62, pp 246- 268. Available from: http://dx.doi. org/10.1016/j.soildyn.2014.02.008 - Ellison K, Almufti I, Masroor A, Koutrouvelis I & Huang Y (2017) A ‘rupture to rafters’ approach using advanced numerical analysis for performance-based earthquake design. Ground motions and site effects: Proceedings of PBD III, Earth-quake Geotechnical Engineering, 16-19 July 2017, Vancouver, Canada. - Fern J, Rohe A, Soga K and Alonso E(2019) The Material Point Method for Geotechnical Engineering: a practical guide. CRC Press, 420 pp. - Gazetas G (1991) Formulas and charts for impedance of surface and embedded foundations. Jnl Geotech- nical Engineering Vol 117:9. pp1363-1381. ASCE. - Gibson RE, Schiffman RL & Pu SL (1970) Plane strain and axially symmetric consolidation of a clay layer on a smooth impervious base. Quart Jnl Mech and App- lied Math Vol 23:4 pp 505-520. - Giorgiannou VN, Rampello S & Silvestri F(1991) Static and dynamic measurements of undrained stiff- ness on natural overconsolidated clays. Proc. 10th ECSMFE, Rotterdam pp 91-95. - Gueguen, P., Bard, P. & Chaves-Garcia, F. J. (2002). Site-city seismic interaction in Mexico City-like environments: An analytical study. Bulletin of the Seismological Society of America. 92:2, 794 – 811. - Hansteen OE (1981) Equivalent Geotechnical Design Storm Report 40007-16. Norwegian Geotech- nical Institute. - Hashash YMA, Dashti S, Musgrove M, Gillis K, Walker M, Ellison K & Basarah YI (2018) Influence of tall buil- dings on seismic response of shallow underground structures. Journal of Geotechnical and Geoenviron- mental Engineering. 1434:12. Available from: https://doi.org/10.1061/(ASCE) GT.19435606.0001963. - Hight DW, Gasparre A, Nishimura S, Minh NA, Jardine RJ & Coop MR (2007) (2007) Characteristics of the London Clay from the Terminal 5 site at Heathrow Airport. Geotechnique 57(1), pp 3-18. - Honjo Y., Kikuchi Y., Shirato M. (2010) Development of the design codes grounded on the performance- based design concept in Japan. Soils and Foundations Vo l . 5 0 N o . 6 p p 9 8 3 - 1 0 0 0 . - Kausel (2010) Early history of soil structure inter- action, Soil Dynamics and Earthquake Engineering Vol 30, No9, pp 822 – 832. - Koutsoftas DC and Fisher J A (1980) Dynamic properties of two marine clays. Journal Geotech-nical Eng. Divn., 106:GT6, pp 645-657, ASCE. - Kutter BL (1992) Dynamic centrifuge modelling of geotechnical structures. TRB record 1336 pp 24 – 30. US Transport Research Board. - Longuet-Higgins, M. S. (1984). Statistical properties of wave groups in a random sea state. Philosophical Tr a n s a c t i o n s o f t h e Roya l S o c i e t y . A ( 3 1 2 ) , 2 1 9 - 2 5 0 . Available from: http://rsta.royalsocietypublishing.org/ [Accessed 29th January 2018]. - LSTC (2017) LSDyna Keyword User’s Manual R10. Livermore Software Technology Corp., Livermore CA 94551, USA. - Masing G (1926) Eignespannungen und Verfestigung beim Messing (in German) Proc 2nd Int Congress on Applied Mechanics, Zurich CH pp332-335. - McLandrich, S. M., Hashash, Y. M. A. & O’Riordan, N. J. (2013). Networked Geotechnical near real-time monitoring for large urban excavation using multiple wireless sensors. Proceedings of Seventh Internatio- nal conference on Case Histories in Geotechnical Engineering, April 29-4 May 2013, Chicago. Paper number: 1.10c. - Muir Wood D (2004) Geotechnical modelling. Spon Press, Abingdon, Oxon, UK. 488 pp - Musgrove, M., Hashash, Y. M. A., Dashti, S., Walker, M. & Ellison, K. (2017). Centrifuge and numerical modelling of shallow underground structures adjacent to tall buildings. Proceedings of 16th World Congress on Earthquake, 16WCEE 2017, 9-13 January 2017, Santiago, Chile. Paper number: 1208. - NTC (2017) Normas Tecnicas Complementarias. Ga- ceta Oficial 15 de diciembre 2017, Sociedad Mexicana de Ingeneria Estructural, A.C., Mexico City(in Spanish) - Nicholson DP, Tse Cm & Penney C (1999) The Observational Method in ground engineering-princi- ples and applications, Report 185, Construction Indus- try Research and Information Association, London, UK. - O’Riordan N and Almufti I (2015) Seismic stability of braced excavations next to tall buildings Proc ICE Geotechnical Engineering Paper 1300045. http://dx.doi.org/10.1680/geng.13.00045. - O’Riordan N, Almufti I, Lee J, Ellison K, Motamed R (2018a) Site response analysis for dynamic soil-struc- ture interaction and performance-based design. Proc ICE Geotechnical Engineering Paper 1700209 https://doi.org/10.1680/ jgeen.17.00209. - O’Riordan, N.J. & Seaman, J.W. (1993). Optimization of Underbase Drainage Systems for Gravity Structures on Sand. In: Ardus D.A., Clare D., Hill A., Hobbs R., Jar- dine R.J., Squire J.M. (eds) Offshore Site Investigation and Foundation Behaviour. Advances in Underwater Te c h n o l o g y , O c e a n S c i e n c e a n d O f f s h o r e E n g i n e e r i n g , Vo lume 28. Netherlands, Springer, Do rd recht. pp. 417-432. Available from: https://doi.org/10.1007/ 978-94-017-2473-9_21. - Reinoso E and Ordaz M (1999) Spectral ratios for Mexico City from free-field recordings. Earthquake Spectra Vol 15:2 pp 273-295. - Richart FE (1962) Foundation vibrations. Trans ASCE Vo l 1 2 7 . p p 8 6 3 - 8 9 8 . - Robertson PK, Wride CE, List BR and 30 others (2000) The Canadian Liquefaction Experiment: an over view, summary and conclusions. Canadian Geotechnical Journal Vol 37, pp 499 to 591. - Sartain NJ, Lancelot F, O’Riordan NJ, Sturt R, Storry R & Bounatirou S (2009) Design loading of deep foundations subject to sinkhole hazard. Proc 17th ICSMGE Vol2 pp1267-1270. - Seed HB and Idriss IM (1970) Soil moduli and damping factors for dynamic response analyses. Report EERC 70-10. Earthquake Engineering Center, UC Berkeley. pp 41. - Sheahan, T. C., Ladd, C. C. & Germain, J. T. (1996). Rate-Dependent Undrained Shear Behavior of Saturated Clay. Journal of Geotechnical Engineering. 122(2), 99-108. - Vardanega, P. J. and Bolton, M. D. (2013). Stiffness of clays and silts: normalizing shear modulus and shear strain. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering. 139(9). Available from: 10.1061/(ASCE)GT.1943-5606. 0000887. - Zhang, J., Andrus, R. D. & Juang, C. H. (2005). Normalized shear modulus and material damping ratio relationships. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering. 131(4), 453-464. Available from: 10.1061/(ASCE)1090-0241(2005)131: 4(453). - Zienkiewicz O, Chang C and Bettess P (1980) Drained, undrained, consolidating and dynamic behaviour assumptions in soils. Geotechnique Vol30:4 pp385 - 395. ! GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 ir. Geert WillemsenBeleidsmedewerker Waterkeringen, Hoogheem-raadschap van Delfland ir. Werner HalterPrincipal Consultant, Fugro ir. Franck HogervorstSenior Adviseur Hydrologie, Fugro Inleiding Droge perioden in de zomer en ook in het voorjaar resulteren in uitdroging van de kades en leiden regelmatig tot scheurvorming in de waterkering (zie figuur 1). Vermoed wordt dat deze scheuren een negatief effect hebben op de dijkveiligheid, vooral bij hevige regenval na een periode van droogte. Het Hoogheemraadschap van Delfland maakt scheurvorming in dijken bij voorkeur onge- daan door herprofilering met gebiedseigen grond. Dit is een arbeidsintensieve werkwijze en niet in alle gevallen mogelijk. Daarom wordt in urgente gevallen ervoor gekozen om grote droogtescheu- ren af te dichten met zwelklei. De zwelklei wordt handmatig in de vorm van korrels of pallets aan- gebracht (zie figuur 2). De scheuren verdwijnen hierdoor uit het zicht en de dijk oogt hierdoor stabieler. Deze methode kent echter geen dege- lijke wetenschappelijke onderbouwing. Daarom heeft het Hoogheemraadschap samen met Fugro de afgelopen jaren onderzocht in hoeverre het opvullen van de droogtescheuren met zwelklei daadwerkelijk een geschikt alternatief is, dat leidt tot een veiligere dijk. De focus van het onderzoek lag op typische regionale kades in het beheerge- bied Delfland, ofwel kleikades op een veenonder- grond. Er is vooral gekeken naar de beïnvloeding van de macrostabiliteit, overige risico’s zoals erosie en uitspoeling zijn slechts zijdelings be- schouwd. In eerste instantie is een literatuurstudie uitge- voerd, waarbij ook is gekeken naar de ervaringen met droogtescheuren in het buitenland. Vervol- gens zijn drie locaties geohydrologisch beschouwd en zijn stabiliteitsberekeningen uitgevoerd. In een vervolgstap zijn de eigenschappen van de diverse typen toegepaste zwelklei, zowel in het veld als in het laboratorium door middel van proeven in kaart gebracht. De beïnvloeding van de freatische lijn in de dijk door toevoeging van zwelklei is bepaald met Hydrus 2D-modelsimulaties, die zijn vergele- ken met waterspanningsmetingen. Het onderzoek heeft een verkennend karakter. Het aantal proeven en metingen is te beperkt om alle variaties in kaart te brengen. Droogtescheuren in kleidijken De mate van droogte wordt bepaald via droogte- indicatoren zoals het neerslagtekort of de SPEI. Deze indicatoren geven een maat voor de ver- droging van de grond op basis van neerslag- en verdampingsgegevens. De indicatoren worden gebruikt om het ontstaan van droogtescheuren in dijken te voorspellen. Door droogte neemt het watergehalte in dijkenklei af. Dit leidt tot volume- afname, ofwel krimp. Deze volume-afname leidt tot trekspanningen in de grond. Bij overschrijding van de maximale treksterkte van de grond ontstaan er scheuren. Droogtescheuren worden voornamelijk geassoci- eerd met veendijken. Ze komen echter ook voor in kleikades op een veenondergrond, veel regionale waterkeringen in Delfland zijn zo opgebouwd. Het probleem komt ook in het buitenland voor. Tien procent van de dijken in het Verenigd Koninkrijk vertoont droogtescheuren, vooral in gebieden met van nature sterk plastische klei. Overmatige scheurvorming heeft een belangrijke rol gespeeld bij diverse dijkdoorbraken, bijvoorbeeld langs de Engelse oostkust in 1953 en langs de Mississippi in 1994. De gevoeligheid voor scheurvorming hangt af van diverse factoren. De samenstelling van klei is belangrijk. Slecht verdichte en natte klei zal bij droog weer relatief snel scheuren. Na langdurige droogte kan echter zelfs kwalitatief hoogwaardige klei onder een goede grasmat gaan scheuren. Bomen op dijken zorgen bij droog weer tot meer verdamping en bevorderen scheurvorming. Weste- lijk gelegen dijktaluds waarbij de wind vrij spel heeft, zijn ook droogtegevoelig. Niet alle droogtescheuren hebben een nadelig effect op de dijkveiligheid. Kleine, gelijkmatige scheuren (craquelé) zijn bijvoorbeeld niet risicovol. Droogtescheuren in de langsrichting in het binnen- talud, dieper dan 0,5 m, zijn echter mogelijk gevaarlijk, omdat zij een nadelig effect kunnen hebben op de macrostabiliteit van een dijk. Dit komt doordat zo’n scheur kan vollopen met water en vervolgens een druk op het glijvlak kan uitoefe- nen. Daarnaast kan een scheur leiden tot een voor de stabiliteit minder gunstige ligging van de freatische lijn door infiltratie van water of door verandering van de doorlatendheid van het dijk- materiaal. Degeneratie van grond door uitdroging kan leiden tot een afname van de grondsterkte door perma- nent verlies van organische stof en verlies van contact tussen structuurelementen. In dit artikel 8 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 DROOGTESCHEUREN IN DIJKEN AFDICHTEN MET ZWELKLEI – NUT EN NOODZAAK Figuur 1 – Dijk in Delfland met droogtescheuren (bron: Hoogheemraadschap van Delfland). ing. Wim PonsteenCoördinator Beleid, Onderzoek en Innovatie Waterkeringen, Hoogheemraadschap van Delfland wordt de effectiviteit van het vullen van scheuren met zwelklei beschouwd. De focus ligt op deze maatregel, omdat deze relatief eenvoudig en snel inpasbaar is. Er zijn meerdere manieren om droog- tescheuren in dijken te voorkomen of verhelpen. Voorbeelden zijn het ver vangen van slechte klei- lagen door beter materiaal, taludverflauwing of toepassing van geotextiel. Hier wordt nu niet op ingegaan. Effecten van zwelklei als scheuropvulling op het dijkgedrag Zwelklei is een algemene benaming voor kleisoor- ten of kleimengsels met een groot zwelvermogen. Deze bestaat overwegend uit het kleimineraal montmorilloniet. Het volume van zwelklei neemt sterk toe bij toename van het watergehalte. De bekendste soort zwelklei is bentoniet. Dit ontstaat door geologische en chemische processen op afzettingen van vulkanische asregens in zoute bin- nenmeren. De naam bentoniet is gebaseerd op de eerste winplaats: Fort Benton in de Amerikaanse staat Wyoming. Zwelklei wordt veel gebruikt bij het afdichten van sondeer- en boorgaten en (water)bronnen. Daarbij zijn vooral de waterdichtheid en het zwelvermogen van belang. Over deze eigenschappen is dan ook veel bekend. Voor de dijkveiligheid zijn echter ook andere grondparameters van belang zoals het volumiek gewicht, de sterkte en de erosiebesten- digheid. Daarom zijn enkele laboratoriumproeven uitgevoerd op de zwelkleiproducten Mikolit en Cebogel. Het volumiek gewicht is bepaald op ongeroerde monsters uit zwelklei in droogtescheu- ren (zie figuur 3). De overige eigenschappen zijn bepaald op in het laboratorium geprepareerde monsters van hetzelfde type materiaal met een- zelfde dichtheid, omdat er in het veld onvoldoende zwelklei kon worden verzameld (zie tabel 1). Zwel- klei is door haar specifieke eigenschappen een lastig te beproeven materiaal. Het is bijvoorbeeld niet mogelijk om er Proctorproeven op uit te voeren. Er is veel water nodig om de monsters voldoende te verzadigen voor triaxiaalproeven en samendrukkingsproeven. De eigenschappen blijken afhankelijk van het type zwelklei. Globaal kan worden gesteld dat de sterkte en samendruk- baarheid van de onderzochte zwelklei in dezelfde orde van grootte liggen als natuurlijke (humeuze) klei. Het vullen van een droogtescheur met zwelklei voorkomt dat er waterdrukken ontstaan. Daar staat tegenover dat het zwellen van klei juist tot extra druk leidt. Door de zwelklei verdwijnen de droogtescheuren in het dijklichaam en wordt de samenhang verhoogd. De hechting tussen het scheuroppervlak en het opvulmateriaal is echter doorgaans slecht. Bij een dreigende afschuiving kunnen er door spanningsherverdeling trekscheu- ren ontstaan, die alsnog de samenhang verkleinen. Bovenstaande fenomenen zijn in Plaxis gemodel- leerd (zie figuur 4). Daaruit blijkt dat er door toe- voeging van zwelklei netto geen directe, significante stabiliteitsverandering optreedt. Op lange termijn kan het wel een positief effect hebben. De geleidelijke degeneratie van uitge- droogde grond door oxidatie door blootstelling aan de buitenlucht via de scheuren wordt namelijk gestopt. Beïnvloeding freatische lijn door scheurvulling Het opvullen van een scheur met waterondoor- latend materiaal als zwelklei vormt een barrière voor grondwaterstromen die hierlangs komen. Voor de beïnvloeding van de freatische lijn door een slecht waterdoorlatende scheurvulling moet allereerst de freatische lijn stijgen tot het niveau waarop deze barrière zich bevindt. Het maakt ver- volgens veel uit wat de oriëntatie en continuïteit zijn van de barrière. We beperken ons hier tot diepe langsscheuren langs de kruin in het binnen- talud, zoals die zich voordoen in de kades in Delf- land. In situaties zonder neerslag infiltreert water uit de boezem in de kade en stroomt het bovenste laagje freatisch water langs de freatische lijn richting de polder. In een met water verzadigde zone kan geen krimp optreden. Daarom kunnen scheuren door uit- droging niet tot onder het dan aanwezige niveau van de freatische lijn komen. Alleen tijdens natte perioden, na een stijging van het grondwaterpeil door neerslag, zullen deze scheuren invloed uitoe- fen op het verloop van de freatische lijn. Als een scheur (met vulling) zich bij droogte uitstrekt tot in de waterverzadigde zone kan die niet het gevolg zijn van krimp door uitdroging van gerijpte klei, maar alleen door hellingsprocessen in het talud zoals kruip. Hierdoor kan een scheur ook ontstaan in natte perioden en die kan zich dan ook uitstrek- ken tot onder het laagste freatische niveau. Een volledige scheurvulling kan in een dergelijk geval dus gedurende het hele jaar invloed uitoefenen op het verloop van de freatische lijn. Dit effect is ook terug te zien in Hydrus 2D-simulaties. De freatische lijn stijgt alleen door neerslagover- schot. Het boezemniveau is immers altijd gelijk of zelfs lager in de periode met hogere grond- waterstanden. Onderscheid wordt gemaakt tussen neerslag met lage en hoge intensiteit. Lage intensiteit neerslag infiltreert alleen via de korrelmatrix en de iets grotere bio-poriën (bij- voorbeeld wortels en regenwormen). Het water beweegt voornamelijk verticaal totdat de volcapil- laire zone bereikt is of een omweg wordt gemaakt rondom horizontale scheuren. Daarna volgt het de Figuur 2 – Het vullen van een droogtescheur in een dijk (bron: Hoogheemraadschap van Delfland). SAMENVATTING 9 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 Door droogte kunnen er scheuren ontstaan in een dijk. Extreme scheurvorming is nadelig voor de waterkerende veiligheid. Daarom maakt het Hoogheemraad- schap van Delfland grote droogtescheuren ongedaan door deze af te dichten. De effectiviteit van het dichten van droogtescheuren met zwelklei is onderzocht, waarbij vooral is gekeken naar macrostabiliteit. Het blijkt nuttig als overbruggingsmaatregel. Het afdichten van scheuren is effectief om verdere uitdroging van een dijk te beperken, maar leidt niet direct tot een stabiliteits- verbetering. Hoewel zwelklei weinig water doorlaat, leidt de aanwezigheid ervan in de dijk niet tot een opstuwing van de freatische lijn. drukgradiënt in de waterverzadigde zone, die sterk afbuigt richting de polder. De slecht doorlatende scheurvulling remt het water, waardoor de druk bovenstrooms van de scheur stijgt. Beneden- strooms van de scheurvulling daalt de waterstand door de vertraagde aanvoer. Na bereiken van druk-stromingsevenwicht stroomt meer water onder de scheur door en is sprake van een perma- nent toegenomen verhang over de scheur. Bij openingen of aan het einde van de barrière wordt er ook water door/omheen gedrukt. Alleen bij hoge neerslagintensiteit is waargeno- men dat infiltratie wordt gedomineerd door ma- croporiënstroming en oppervlakkige afstroming. Macroporiën zijn de kleine scheurtjes rondom structuurelementen en die zijn vaak regelmatig verdeeld in de onverzadigde zone. De grote scheuren zijn extreme macroporiën waarbij capil- laire krachten geen rol spelen. De macroporiën zijn over het algemeen groter dan de eerdergenoemde bio-poriën en ze spelen alleen een rol bij de interne afvoer van intensieve neerslag. Hoe hoger het freatische niveau hoe groter de fractie horizontale afstroming, de berging is immers al vol. In die situ- atie kan gedurende korte tijd horizontale stroming plaatsvinden door scheuren met alle gevolgen van dien. Daarbij is vooral de geometrie en connectivi- teit van het macroporiënstelsel van belang. Uitgaande van een situatie na een natte herfst, waarbij alle onregelmatig gevormde droogte- scheuren (zie foto’s) dichtgezwollen zijn door herbevochtiging, is er alleen sprake van matrix- stroming (capillair gebonden water) en stroming door ronde bio-poriën. Immers alle scheuren zijn dichtgezwollen. Scheuren die ook dan nog open staan moeten dan een andere oorzaak hebben. In een dijktalud kunnen hellingprocessen niet worden uitgesloten. Een andere verklaring kan zijn dat sprake is ge- weest van irreversibele krimp zoals dat optreedt bij rijping van onrijpe klei, en na extreme uitdroging zoals dat in extreem droge zomers kan gebeuren. Waterspanningsmetingen rondom met zwelklei gevulde scheur In Delfland is één van de met zwelklei gevulde scheuren voorzien van een waterspanningsmeter (WSM) boven en een onder de scheur (zie figuur 5). Daarnaast is een referentiesituatie zonder scheur dichtbij op dezelfde manier ingericht. Gedurende een winter en lente is bekeken of de scheurvulling een zichtbare invloed heeft op het freatische niveau en verhang. Er is gekozen voor 4 water- spanningsmeters, omdat die vrijwel direct in even- wicht zijn met de drukveranderingen, beter zijn afgeschermd van oppervlakkig afstromend water en zeer lokaal meten. Ze kunnen alleen in de waterverzadigde zone worden geplaatst, omdat ze anders kunnen leeglopen. Een voordeel van peil- buizen is, dat ze een completer globaal beeld geven van de vochttoestand in stationaire condi- ties. Tensiometers (WSM’s voor de water-onverza- digde zone) kunnen de meest extreme freatische piek detecteren. Deze zouden een toevoeging kunnen zijn als de interesse ook uitgaat naar de kortdurende extreem natte situatie na een droge periode. In twee neerslagrijke periodes is inderdaad gedu- rende korte tijd een toename waargenomen van het stijghoogteverschil op korte afstand (zie figuur 6). Echter, in rustigere perioden was er “boven- strooms van de scheur” een structureel lagere waterspanning dan benedenstrooms. Het verhang is zeer onverwacht onregelmatig en suggereert 10 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 Figuur 3 – Ongeroerde monsters uit met zwelklei opgevulde droogtescheuren in boezemkades (bron: Fugro). Figuur 4 – Plaxissimulatie van effect droogtescheuren op macrostabiliteit (bron: Fugro). Ta bel 1 - In het laboratorium gemeten eigenschappen van twee soor ten z w elklei Eigenschap Mikolit Cebogel Premium Vo l u m i e k g e w i cht ( i n - s i t u ) [ k N / m 2 ] 1 4 , 9 à 1 8 , 5 1 3 , 2 à 1 6 , 7 Watergehalte (in-situ) [%(m/m)] 26,7 à 45,8 46,1 à 87,1 Vloeigrens [%(m/m)] 51 609 Uitrolgrens [%(m/m)] 21 46 Plasticiteitsindex [%(m/m)] 30 563 Consistentie-index [-] 0,49 0,96 Zandgehalte [%(m/m)] 3,0 1,1 Gehalte organisch stof [%(m/m)] 1,6 0,0 Kalkgehalte [%(m/m)] 3,0 0,9 Zoutgehalte in bodemvocht [NaCl g/l] 6,7 2,0 Secant hoek van inwendige wrijving bij 2% rek !sec [ 0]25 à 27 31 à 39 Secant hoek van inwendige wrijving bij 25% rek !sec [ 0]17 à 18 20 à 31 Ongedraineerde schuifsterkteratio bij 25% rek S [-] 0,31 0,65 à 1,49 Primaire samendrukkingscoëfficiënt na grensspanning C’ p[-] 10,5 à 12,6 13,6 Secundaire samendrukkingscoëfficiënt na grensspanning C’ s[-] 35,5 à 41,1 36,6 à 38,4 Grensspanning "’p[kPa] 26 à 28 36 Consolidatiecoëfficiënt c v[m2/s] 1,9x10-8 à 5,5x10-8 Niet te bepalen Eénpuntsproctordichtheid [%] Niet te bepalen Niet te bepalen zelfs dat sprake is van freatische stroming vanuit het talud richting de boezem. Daarom werd er getwijfeld aan de betrouwbaarheid van de water- spanningsmeters en is het materiaal en het data- verwerkingssysteem nagelopen om meetfouten uit te sluiten. Alles bleek echter goed te werken. Na terugwinning van de systemen is vastgesteld dat ook de sensorkalibraties prima in orde waren. Doormeten in de droge lente leidde niet tot een verandering van dit algemene beeld. Ook toen was sprake van een opbolling onder de gevulde scheur. Een fysische verklaring voor het stijghoogte- verloop kan zijn dat het talud aan de polderzijde is geconsolideerd. Daardoor zijn er boven de scheur meer en grotere poriën dan onder de scheur. Het is zuiver hypothetisch, dat er onder de scheur sprake is van vertraagde verticale grondwater- beweging. Om dit uit te sluiten, is een groter aan- tal meetpunten nodig. Vooralsnog is echter aan- getoond, dat er op die locatie alleen gedurende intensieve neerslagperioden sprake is van een relatieve versterking van het freatisch verhang in de dijk. Conclusies en aanbevelingen De conclusie is dat het afdichten van droogte- scheuren in boezemkades in Delfland met zwelklei effectief is om verdere uitdroging van de boezem- kades te beperken, doordat de diepere bodem- lagen beter worden beschermd tegen zon en wind. Hierdoor wordt een versnelde achteruitgang van de stabiliteit door structuurvorming, oxidatie van organische stof tegengegaan en is er een verlaagde kans op hydraulische kortsluiting en/of diergrave- rijen. Het afdichten leidt echter niet direct tot een significante verandering van de macrostabiliteit, omdat de zwelklei de samenhang van het dijk- lichaam niet beïnvloedt. Een zorgpunt was, dat de relatief waterondoor- latende zwelklei zou leiden tot opstuwing van de freatische lijn in het dijklichaam en daardoor tot een lagere macrostabiliteit. Dit lijkt op basis van boringen en waterspanningsmetingen echter niet het geval, behalve tijdens korte perioden van intensieve neerslag. Het is daarentegen niet aan- getoond dat dit ligt aan de vulling van de sleuf. Uit de waterspanningsmetingen lijkt wel sprake te zijn van een grotere invloed van verschillende materiaaleigenschappen in de dijk op de vorm van de verhanglijn. Dat benadrukt de noodzaak tot goed toezicht op aangebracht materiaal tijdens de uitvoering van dijkversterkingen. Het vullen van de scheuren met zwelklei is nuttig als overbruggingsmaatregel. Het neemt echter niet een belangrijke oorzaak van de droogtescheu- ren weg, namelijk dat veel dijken in het verleden zijn versterkt met ongerijpte en/of te natte klei. Op lange termijn lijkt het effectiever om de deklaag van scheurgevoelige dijken te vervangen door een kleilaag die beter bestand is tegen weer en wind. De zwelklei voorkomt namelijk niet, dat er nieuwe droogtescheuren ontstaan. Bovendien kan niet worden uitgesloten dat macroporiën in kleilagen aan de onderkant van het dijktalud in elkaar worden gedrukt en op termijn de freatische lijn negatief beïnvloeden. Op de zwelklei in droog- tescheuren lijkt zich geen goede grasmat te ontwikkelen. Dit zou kunnen worden voorkomen door de zwelklei dieper weg te drukken en te ver- dichten en de bovenkant van de scheur te vullen met begroeibare grond of teelaarde. Literatuur - Earth Embankment Fissuring Manual. C.W. Frith et al, Binnie Black & Veatch, 1997. - Gedrag van verdroogde kades. Fase E Synthese. W. Ponsteen en J. Tigchelaar, Hoogheemraadschap van Delfland, 7 april 2014. - Onderzoek dichten droogtescheuren. J. Tel et al, Fugro, 31 augustus 2016. - Aanvullend onderzoek naar de zwelklei als opvul- materiaal in dijkscheuren. W.R. Halter en F. Hoger- 11 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 Figuur 5 – Water- spanningsmeters rondom met zwel- klei opgevulde droogtescheur (bron: Fugro). Figuur 6 – Gemeten waterspanning uitgedrukt als stijghoogte met neerslagsom van het voorafgaande etmaal gedurende de neerslagperioden rond de jaarwisseling van 2017-2018 en april 2018. 12 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 Geometrie De geometrie van de bouwkuip, en daarmee ook van het stempelraam, mag zeker als complex omschreven worden. De herontwikkeling van ‘De Tweeling’ aan de Zuidas in Amsterdam bestond uit het verhogen van toren A met drie extra bouwla- gen. Rondom toren B wordt een meerlaagse nieuw- bouw gerealiseerd, bovenop een nieuw gebouwde drielaagse parkeergarage. Hiervoor was een ontgravingsdiepte tot NAP-6,25m nodig. De buitenafmetingen van de bouwkuip waren grof- weg 90 x 90m. Behalve de bestaande torens waren de volgende belendingen aanwezig rondom de kuip; het WTC (oostzijde), het Atrium (westzijde), de rijweg en tramsporen over de Strawinskylaan (noordzijde). In figuur 1 is de bouwkuip weergege- ven. Royal HaskoningDHV heeft voor dit project de constructieve engineering van de herontwikkeling verzorgd. In samenwerking met Voorbij Funde- ringstechniek hebben zij onder andere de funde- ring en permanente damwandconstructie uitgewerkt: van haalbaarheidsstudie tot definitief ontwerp. Vanaf de star t zijn de risico’s van de werkzaamhe- den op de omgeving onderkend en meegenomen tijdens het doorlopen van de verschillende ont- werpfases. Belangrijke aandachtspunten waren onder andere: de overall stabiliteit van de bouw- kuip en de vervorming binnen het stempelraam in combinatie met de stabiliteit van toren A en B. J.P. van Eesteren heeft het definitieve ontwerp en uitvoeringsontwerp van het stempelraam door Voorbij Funderingstechniek laten uitvoeren, zodat er een goede aansluiting met de uitvoering van de bouwkuip werd gerealiseerd. Als startpunt voor het definitieve ontwerp van het stempelraam zijn in het bouwkuipontwerp duidelijke uitgangspun- ten vastgelegd. Om tot een zo passend mogelijk ontwerp te komen zijn er 9 secties beschouwd. De berekende stempelkrachten varieerden tussen de 230 kN/m en 667 kN/m. Dit is een aanzienlijk verschil dat werd veroorzaakt door onder andere: - Verschillen in maaiveldhoogte: maaiveld Stra- winskylaan (noordzijde) ligt op NAP + 3,4m en de zuidzijde op NAP + 0,9m. De kerende hoogte was respectievelijk 9,65m en 7,15m. - Actieve gronddruk werd beperkt door de par- keerkelder van het Atrium (westzijde). - Verschillende maaiveldbelastingen per sectie. - Variatie van de grondopbouw. Vanwege de asymmetrische beslasting tussen Noord en Zuid en de aanwezigheid van de tram- poren door de Strawinksylaan, is ervoor gekozen om langs deze zijde naast het stempelraam een tweelaagse verankering aan te brengen. Voor de overige zijdes was het plaatsen van ankers geen optie vanwege dichte palenvelden en de be- staande kelders onder de belendingen. Zie in figuur 2 de algemene doorsnede van de bouwkuip en de doorsnede ter plaatse van de Strawinsky- laan. Analyse stempelkracht Ondanks dat de grot e verschillen in stempelkrach- ten goed verklaarbaar zijn, was dit een aandachts- punt in het ontwerp. Er moest immers evenwicht zijn. Daarom is door RHDHV in het bouwkuipont- werp een vergelijk gemaakt voor diverse snedes om de verschillen in stempelkracht inzichtelijk te maken. Daarnaast is over de hele breedte van de kuip een Plaxis 2D berekening gemaakt. Hiermee is de interactie over de lengte en breedte van de kuip, inclusief de bestaande toren en de belendin- gen aan weerszijde, beschouwd. Met deze analyse is het effect van windbelasting op de bestaande toren ook doorgerekend, wat resulteerde in een toeslag op de stempelkrachten. In het Plaxis model is de bestaande betonconstructie met zijn funde- ringspalen gemodelleerd, waarbij de windbelas- ting wordt overgedragen op het grondmassief tussen de palen. Afhankelijk van de (wind)richting ontstaan er hogere gronddrukken op het dam- wand, waardoor de stempelkracht toeneemt. Uit de analyse bleek dat deze toename 11 tot 36% ‘SPANNEND’ STEMPELRAAM Figuur 1 – Overzicht bouwkuip. Figuur 2 – Doorsnedes bouwkuip. Richard ReuringsEngineer Voorbij Funderingstechniek SAMENVATTING 13 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 bedroeg. Wanneer er al gerekend werd met een initiële stempelkracht, door bijvoorbeeld voor- spanning, dan bleef toename beperkt tot 8 á 23%. Niet alleen rondom de bouwkuip waren er vervor- mingsgevoelige objecten aanwezig, in de kuip stond immers ook toren B, waarvan de funderings- palen maar een beperkte vervorming mochten ondergaan. Om de vervormingen van de damwand zo veel mogelijk te beperken, is in het bouwkuip- ontwerp een voorspanbelasting meegenomen. Deze is ontworpen op 50 kN/m en lokaal op 100 kN/m. Hiermee is de eerste vervorming uit het stempelraam zelf gehaald en werd ook de grond achter de damwand opgespannen. Vo o r h e t a a n b re n g e n v a n d e vo o r s p a n n i n g w a re n vijzelvoorzieningen noodzakelijk. Deze voorzienin- gen waren zo getroffen dat er op ieder moment vijzels ingezet konden worden. Indien uit de monitoring van de bouwkuip bleek dat de berekende vervorming van de damwanden rondom de bestaande torens te veel afweek, kon er extra worden gevijzeld. Voor het (extra) vijzelen was ook extra capaciteit nodig in het stempelraam. Met andere woorden: er moest met een hogere fictieve stempelkracht gerekend worden. De toe- slag op de stempelkrachten als gevolg van de extra vijzelkracht was afhankelijk van de initiële stem- pelkracht en bedroeg 15 tot 47%. Samen met de verhoogde stempelkracht uit de windanalyse werd er voor sommige secties een toeslag van 81% gehanteerd. De rekenbelasting voor het stempelraam werd zo 825 kN/m voor de zwaarst belaste doorsnede. De minst belaste door- snede was bijna de helft lager, namelijk 416 kN/m. In het ontwerp van het stempelframe moest reke- ning gehouden worden met deze grote verschillen in belasting en stijfheid. Ten behoeve van het stem- pelraammodel werden de horizontale veerwaarden van de damwand (op stempelniveau) opgegeven. Deze varieerde tussen 30.000 kN/m/m en 40.000 kN/m/m. Ontwerp stempelraam Vo or het uitvoeringsontwerp van het stempelraam is Voorbij Funderingstechniek de samenwerking aangegaan met B.V. Ingenieursbureau MUC. Het ontwerp van het stempelraam bestond uit een gording rondom (buitenring rond de bouwput, als- mede binnenring rondom toren B) met stempels en schoren. Er is gekozen voor een stempelniveau op NAP -1,3m, met uitzondering van de zijde direct naast het Atrium. Hier is afgeweken naar een stem- pelniveau op NAP -1,8m. Voor de gord ingprofielen is er gekozen voor een dubbel H-profiel. Deze profielen variëren tussen 2xHEB1000 en 2x HEB700. In de hoek ter plaatse van het Atrium was zelfs een 4-laags HEM1000 benodigd. Op deze positie vervulde de gording een stempelfunctie waar bovendien ook nog eens diverse schoorbuizen op aansloten. Voor de stempels was een grote variatie nodig en daarbij behorende buisdiameters. Deze verliepen van buizen van Ø711mm met wanddikte 9,5mm tot diameters van Ø1520mm met wanddiktes tot 18mm. Met overspanningen tot bijna 40m, wogen de zwaarste stempelbuizen circa 30 ton. Met deze lengtes en gewichten in combinatie met een bouw- plaats met zeer beperkte ruimte, is er in de ont- werpfase voor gekozen deze stempels uit twee delen te fabriceren. Interactie tussen damwand en stempelraam Te n g e v o l g e v a n d e a s y m m e t r i e v a n d e b o u w k u i p werden er aan de zijde van de Strawinskylaan naast het stempelraam op NAP-1,3m op twee niveaus ankers toegepast, respectievelijk op NAP+1,8m en NAP-2,8m. Ondanks dat deze damwandselectie nu maar liefst drie steunpunten had, was hier wel de nodige inspanning nodig. Dit was om de berekende vervorming uit het bouwkuipontwerp overeen te laten komen met de vervorming van het stempelraam met ankers. De aanvankelijk gewenste geometrie met haakse stempels naar de overzijde bleek geen uitvoerbaar ontwerp. Vanuit het bouwkuipontwerp bedroeg de berekende vervorming ter hoogte van het stempelraam onge- veer 25mm. In de berekening van het stempelraam werd lokaal aan de zijde van de Strawinskylaan een vervorming berekend van 45mm, wat nogal afweek (zie afbeelding 3). De stijfheid van de stempels bleek lager te zijn dan aangehouden in het dam- wandontwerp. Figuur 3 – Berekende vervorming stempelraam. Voorbij Funderingstechniek heef t in opdracht van TBI onderneming J.P. van Eesteren gewerkt aan de stempelraamconstructie ten behoeve van de herontwikkeling van de kantoortorens ‘de Tweeling’ (nu 2Amsterdam), aan de Zuidas in Amsterdam. Provast is namens Commerz Real de projectontwikkelaar. Onderdeel van dit project was de realisatie van een drielaagse parkeergarage tussen (en rondom) de twee bestaande torens. De volgende partijen zijn tevens betrokken geweest bij dit onderdeel van het project: Royal HaskoningDHV, B.V. ingenieursbureau MUC en Civiele technieken deBoer BV. De parkeergarage is gerealiseerd binnen een bouwkuip. Ter stabilisatie van de bouwkuip is gekozen voor een stempelraam met aan één zijde grout- ankers. De bouwkuip en stempelraamconstructie (zie figuur 1) kenmerkte zich voornamelijk door de volgende punten: - Complexe geometrie. - Toren B bevond zich ín de bouwkuip, terwijl toren A direct naast de bouwkuip stond. - Belendingen: WTC, het Atrium, tramsporen over de Strawinskylaan. - Geen symmetrie rondom de bouwkuip met betrekking tot gronddrukken. - Strikte vervormingseisen, met als gevolg het voorspannen van het gehele stempelraam. - Stempelkrachten zijn gefaseerd afgelaten. - Weinig werkruimte. Na analyse van deze verschillen moest de oplossing gezocht worden in de interactie tussen de bereke- ning van de damwand en de berekening van het stempelraam. In beide berekeningen werden na- melijk vereenvoudigde aannames gedaan. Zo werd er in de berekening van de damwanden geen reke- ning gehouden met de complexe geometrie van het stempelraam. Bepaalde aansluitingen van schoren bleken namelijk niet de veronderstelde veerstijfheid te halen. De staaldoorsnede en lengte van de stempelprofielen werden wel meegenomen, maar de hoek tussen de gording en stempelbuis vaak niet. De veronderstelde veerstijfheid viel daarmee lager uit. Een schoor die onder 45 graden aansluit, reageert minder stijf dan een haakse aansluiting. Te v e n s w e r d d e v e r v o r m i n g v a n d e g o r d i n g t u s s e n de aansluitende schoren lokaal onvoldoende mee- genomen. De buigstijfheid van de balkprofielen bepalen de vervorming van de balk, die significant toeneemt bij serieuze overspanningen. De netto vervorming van de gording tussen aansluitende schoren bedroeg hierdoor meer dan bij de aan- sluitingen zelf. Als constructeur zou je in je schematisatie kunnen kiezen om een gemiddelde vervorming aan te houden. Verder werd het effect van de aanwezige ankerrijen niet meegenomen in de berekening van het stempelraam. Met name voor deze sectie was het van belang de interactie van de bouwkuip met de ankers en het stempel- raam integraal te beschouwen. De berekende vervorming van het stempelraam kon namelijk niet optreden, gezien de groutankers dan dezelfde vervorming zouden moeten ondergaan. Om de lagere stijfheid van het stempelraam integraal te kunnen beschouwen, zijn variaties gemaakt op de damwandberekening, waarbij de stijfheid van het stempelraam met lagere waardes is gecontroleerd. Dit varieerde van 30.000 kN/m/m tot slechts 5.000 kN/m/m. Hieruit werd geconclu- deerd dat in het uiterste geval de stempelkracht reduceerde naar slechts 30% van de initiële stem- pelkracht, maar dat de vervorming met +/- 30mm zou toenemen. De waarheid ligt ergens in het midden en kan enkel door meerdere iteratieslagen bepaald worden. Na analyse is ervoor gekozen om de stempelkracht uit het bouwkuipontwerp te handhaven en dit als bovengrens aan te houden. Voor de groutankers is tevens uitgegaan van een extra toeslag in ankerkracht, wat ook weer als bovengrens gesteld kon worden. Bovendien toonde dit voldoende aan dat de berekende vervorming die gevonden werd in de berekening van het stempelraam, nooit zou kunnen optreden in de praktijk. Op de damwanden zijn inclinobuizen aangebracht, om gedurende de uitvoering de vervorming van de damwanden te kunnen monito- ren.Voorafgaand aan de uitvoering zijn signale- rings- en overschrijdingswaarden vastgesteld. Groutankers Voor de tijdelijke groutankers is er uiteindelijk gerekend met een axiale rekenbelasting van 196 kN/m (bovenste ankerniveau) en 405 kN/m (onder- ste ankerniveau). Hiervoor zijn zelfborende ankers toegepast met types 53/26 mm tot 85/48 mm (binnen/buiten diameter) met lengtes variërend van 26,5 tot 32m. De ankers op het bovenste anker- niveau zijn hart op hart 2,8m en op het onderste niveau 3,5m uit elkaar geplaatst. Hiervoor is er een spreidingsgording van HEB600 en HEB700 gebruikt. Omdat de onderste ankerrij onder de grondwater- stand aangebracht moest worden, is er hier voor het ankerdetail voor een zogenaamde ‘vlaggen- mast’ gekozen. Hiervoor moest de gording volle- dig op trek worden verbonden met de damwand. Daartoe zijn in alle damwandkassen strips aange- bracht. Voor de bovenste ankerrij is gekozen voor een traditionele ankerstoel met knieplaten. Zie figuur 4. Detaillering stempelraam Een van de belangrijkste details van het stempel- raam waren de kruisende stempelbuizen welke tussen toren B en de zuidzijde zijn geplaatst en de stempelbuizen van toren A naar de oostzijde. Dit waren de stempelbuizen met de grootste dia- meter, namelijk Ø1520mm en tevens de langste. De maximaal berekende drukbelasting per stem- pelbuis was bepaald op 5300 kN. Vanuit de uitvoe- ring bestond tevens de wens om deze details te prefabriceren in onze eigen lashal, waar wij con- form NEN 1090 tot EXC 3 produceren. Hiervoor is een detail ontworpen waarbij er in de doorgaande stempelbuis twee delen HEB1000 zijn ingesneden. Het detail is zodanig ontworpen dat alles prefab op de bouw aangeleverd kon worden. Zo zijn er extra verstevigingsschotjes en kopplaten aangebracht, zodat de buizen ertussen geprefabriceerd aange- bracht konden worden. De langste stempelbuizen zijn in twee delen aangebracht. Hiervoor is een koppeling berekend bestaande uit kopplaten, welke aan elkaar gebout werden met 13 bouten M30. Vijzelwerk Een bijzonder onderdeel van het stempelraam betrof het benodigde vijzelwerk. Naast het aanbrengen van een initiële stempelkracht (voor- spanbelasting), diende er voor dit project ook (in- dien nodig) tussentijds gevijzeld te kunnen worden. Na het aanbrengen van de -3 keldervloer werd de stempelkracht deels afgelaten. Dit werd gedaan om de uiteindelijke trekbelasting op de -3 vloer te reduceren (waterdichte keldervloer). De initiële stempelkracht (vijzelkracht) was be- perkt, namelijk 50 kN/m en 100 kN/m. Bij een hart op hart afstand van de stempelbuizen van 5m, kwam dit op +/- 500 ton uit. Echter, door de com- plexe geometrie van het stempelraam zou dit betekenen dat iedere stempel een vijzelvoorzie- ning zou moeten krijgen. Bovendien werden er vanwege de complexe geometrie veel verschil- lende hoeken voor de schoren toegepast en bestond er veel variatie in de hart op hart afstand. Ook de fasering voor het aanbrengen van de vijzel- kracht zou enorm complex worden. Daarom heeft Voorbij Funderingstechniek in samenw erking met Civiele technieken deBoer gezocht naar een alter- natieve vijzelmethode, welke ook geschikt zou zijn voor het eventueel tussentijds vijzelen en het aflaten van de stempelkracht. Als alternatieve methode is ervoor gekozen om de vijzelvoorzienin- gen niet bij de stempels aan te brengen maar tussen de gording en de damwand in. Op deze wijze werd tevens een uniform verdeelde belasting maximaal gerealiseerd. Bij het voorspannen van al- leen de stempels werden voornamelijk lokaal grote belastingen aangebracht. De uitdaging lag hem in het correct aanbrengen van de vijzelvoorziening in de beperkte ruimte van de kassen van de dam- wand. Bovendien betekende dit dat er veel vijzels gelijktijdig toegepast moesten worden. Om dit nog enigszins te beperken, is ervoor gekozen om het vijzelen in 4 fasen uit te voeren. Dit was echter een stuk minder fasen dan wanneer er gekozen zou zijn om ter plaatse van de stempels te vijzelen. In dit laatste geval was er een complexe fasering nodig waarbij de stempels één voor één op voor- spankracht werden gebracht en gefixeerd zouden moeten worden. Als vijzelvoorziening is er een overbruggingsplaat geconstrueerd, zodat de damwandsloten niet beschadigd zouden raken. Bovendien werd de belasting zo goed afgedragen naar de stijve delen Figuur 4 – Principedetails ankerstoelen. 14 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 van het damwandprofiel. Om te zorgen dat de vijzelkracht over de twee H-profielen van de gor- ding werd gespreid, is er een verdeelplaat toege- past. Er waren plaatdiktes van 50mm en 60mm benodigd, zie figuur 5. Randvoorwaarde voor het vijzelen op deze manier was dat de ruimte tussen gording en damwand werd uitgevuld door middel van een grout uit- vulling. Enerzijds werd de uitvulling aangebracht vóór het vijzelen, anderzijds werd de uitvulling aangebracht tijdens het vijzelen om zo de voor- spankracht te borgen. Doordat er in iedere dam- wandkas een vijzel aangebracht kon worden, werd de kracht per vijzel beperkt. Tijdens het aanbren- gen van de voorspanbelasting bedroeg deze maxi- maal 140 kN per damwandkas. Om de uiteindelijke trekbelasting in de -3 kelder- vloer te reduceren, heeft RHDHV samen met J.P. van Eesteren voorgesteld om in een tussenfase de stempelkracht beheerst te laten reduceren en de damwand iets te laten vervormen. Door de eerder gekozen vijzelmethode kon dit eenvoudig worden gerealiseerd. Door opnieuw te vijzelen tussen de gording en damwand, zou het mogelijk worden om eerder aangebrachte grout uitvulling te verwijderen. Daarna kon de vijzelkracht worden afgelaten tot de gewenste waarde en kon er een 15 GEOTECHNIEK NOVEMBER 2019 Figuur 5 – Principedetails vijzels. Figuur 6 – Kruisende stempelbuizen vanuit de lucht. VEELZIJDIGE PARTNER IN DRAAGVERMOGEN Voorbij Funderingstechniek is gespecialiseerd in het uit voeren van alle voorkomende funderingswerkzaamheden. Een combinatie van creativiteit en praktische kennis zorgt ervoor dat wij een geschikte partner zijn voor de meest uiteenlopende funderingsprojecten. Wij denken graag mee over ontwerp, alternatieve oplossingen en complexe funderingsvraagstukken. nieuwe grout uitvulling aangebracht worden. Om ruimte te creëren tussen damwand en gording moest de dan aanwezige stempelkracht worden ‘overwonnen’. Hiervoor is gekeken naar de repre- sentatief berekende stempelkracht. Voor de maat- gevende doorsnede was dat 509 kN/m. Om dit te kunnen overtreffen en voldoende overcapaciteit te hebben, is ervoor gekozen om in deze fase 100 tons vijzels toe te passen (in íedere damwandkas). Tijdens deze fase diende er gemonitord te worden wat de vervorming van de damwand was, wat de aanwezige stempelkracht was en wat de reste- rende stempelkracht bedroeg. Hiervoor is een protocol door Civiele technieken deBoer en Voorbij Funderingstechniek opgesteld, met rand- voorwaarden afkomstig van RHDHV. Kwaliteitsborging laswerk Het aanbrengen van de gestapelde 4-laags HEM1000 was bijzonder om te doen. Het is gang- baar om 2-laags gordingen aan te brengen, 4-laags zorgde voor wat uitdaging. Vooral bijzonder was de overspanning, die moest worden overbrugd zonder consoles ertussen. Dit betekende dat de balken deels niet ondersteund lagen en door het eigen gewicht gingen doorbuigen. Door hier een samengesteld profiel van te maken, kon dit worden beperkt. Uiteraard was het aanbrengen van het kruis wel het meest uitdagende onderdeel van dit werk. zie figuur 6 (J.P. mail toestemming) . Het was nood- zakelijk om de grond exact op één hoogte te bren- gen, zodat een schottenplateau tijdelijk onder- steuning gaf aan de geprefabriceerde onderdelen. Dit ‘bouwpakket’ was in onze lashal dusdanig voor- bereid dat dit op het werk alleen nog hoefde te worden gemonteerd. Eerst was het belangrijk het middenkruis exact te positioneren en aansluitend de grote stempelbuizen ertussen te hijsen. Som- mige stempelbuizen wogen 18 ton, dus hierdoor werd het manoeuvreren een hele uitdaging. De stempelbuizen werden aan één zijde op de gording gemonteerd en de andere zijde door middel van een boutverbinding aan het kruis worden verbon- den. De uitvoering hiervan kostte zo’n drie dagen maar alles paste precies zoals bedacht. Kwaliteitsborging laswerk Bij al het staalwerk, maar zeker met deze complexi- teit is een goede kwaliteitsborging noodzakelijk. Zoveel mogelijk onderdelen van het stempelraam zijn geprefabriceerd in de lashal van Voorbij Funderingstechniek. Voor het borgen van de k waliteit van de laswerk- zaamheden zijn o.a. een lasmethodebeschrijving (LMB) en een lasmethodekwalificatie (LMK) nood- zakelijk. De LMB is een beschrijving van de wijze waarop de las gemaakt dient te worden door de lasser, ook wel het recept voor de las genoemd. Hierin staat bijvoorbeeld het type lasdraad benoemd, materiaaldikte, de snelheid, voorbewer- king, benodigde voltage etc. Alle factoren die effect hebben op de kwaliteit van de las. Een LMB is specifiek opgesteld voor een bepaald type project of object. Voorbij Funderingstechniek heeft deze generiek opgesteld voor alle voor- komende laswerkzaamheden aan stempelramen. Met een lasmethodekwalificatie (LMK) kan er aangetoond worden dat de in de LMK beschreven lasmethode conform de norm uitgevoerd mag worden en is een proefstuk door een onafhanke- lijke deskundige zowel destructief als niet- destructief beproefd. De lashal van Voorbij Funde- ringstechniek is gecertificeerd conform de EN 1090 tot een uitvoeringsklasse 3. Wij zijn als Voorbij Funderingstechniek trots op het project en het eindresultaat in de vorm van het ontwerpen en plaatsen van een complex stempel- raam op project 2Amsterdam. Wij zijn meer dan tevreden over de samenwerking tussen de verschil- lende partijen, waarbij alle specialiteiten tijdig bij elkaar kwamen en elkaar op alle fronten hebben versterkt. ! GEOTECHNIEK 16 NOVEMBER 2019 Inleiding De recente ontwikkeling in sensoren, de toene- mende ordegrootte van (landwinnings)projecten en het steeds groeiend belang gehecht aan moni- toring leidt tot een explosie aan geotechnische data. De bestaande systemen voor opslaan en ver- werking van alle informatie is vaak onvoldoende om met die grote hoeveelheid om te gaan. Tegelij- kertijd is er een enorme ontwikkeling in data science, waarvan vele toepassingen ook gratis onder open source licenties beschikbaar zijn. Door gebruik te maken van deze weelde van mogelijkheden, binnen een geotechnisch kader en gecombineerd met de nodige expertise, kan de data efficiënt beheerd worden, kunnen de vele en herhaalde kwaliteits- controles geautomatiseerd worden en kunnen geotechnische projecten tegelijkertijd ook verder geoptimaliseerd worden. Dit alles is dankzij de huidige beschikbare open source software tevens relatief eenvoudig beschikbaar voor iedereen. Te n g e v o l g e v a n d e s c h a a r s h e i d v a n ‘ g o e d e ’ g r o n d voor landwinningen op vele locaties wereldwijd wordt ook meer en meer gebruik gemaakt van minder geschikte materialen (slib, klei, gronden met hoog gehalte aan silt-en kleifractie). Derge- lijke landwinningen hebben veel meer nood aan uitgebreide nazorg, grondverbeteringen en grond- onderzoek. Voor een grote landwinning in Singa- pore werd een nieuw data-framework opgezet voor het geintegreerd gebruik van grondonder- zoek, monitoring en ondersteunende operationele data. Geospationele database en python workflow voor geotechnische data Om een database op te zetten voor heterogene geotechische data met mogelijkheid tot robuuste dataverwerking moet aan een aantal voorwaarden voldaan worden. Het grote merendeel van de geotechnische data is plaatsgebonden. Een geo- spationele database werd daarom opgezet voor het verzamelen van alle data. Om de data ten volle te gebruiken is het ook belangrijk dat de data niet enkel in pdf of ‘raw format’ opgeslagen wordt, gelinkt aan een bepaalde positie, maar dat alle data gestructureerd wordt in een relationele data- base. Ten slotte is het belangrijk dat de database een betrouwbare link heeft met scripts (zoals in Python) voor verdere verwerking. Gezien de onge- ziene vooruitgang in open source software is het bijgevolg ook mogelijk om het volledige frame- work uit te bouwen met open source componenten. PostgreSQL (www.postgresql.org) is een krachtige en populaire open source relationale database met een sterk ontwikkelde GIS extensie voor geo- spationele data (https://postgis.net/). Deze data- base voldoet aan all hierboven opgesomde voor- waarden en is bovendien gratis te gebruiken met een behulpzame gebruikersgemeenschap. De database kan op verschillende manieren behan- deld worden en heeft een breed spectrum aan API’s (Application Programming Interface) om met andere programma’s informatie uit te wisselen. De samenwerking tussen de database (PostGIS) en de dataverwerking (Python) is geschetst in figuur 1. Dankzij de relationele database kan de data efficient gestructureerd worden in gelinkte tabel- len waardoor er gefiltered kan worden in meerdere dimensies. Veel geotechnische data is namelijk niet alleen gelinkt aan een bepaalde locatie, maar ook aan diepte (denk aan sonderingen, monsters uit boringen of piëzometers) en varieert soms ook over de tijd (bijvoorbeeld bij piëzometers). Boven- dien heeft deze data vaak een brede waaier aan metadata: ieder piezometer datapunt is gelinkt aan een sensor, met een installatiedatum, project, methode, sensortype, diepte etc. Om hiermee om te gaan, kan de meeste data gestructureerd worden in twee gelinkte tabellen: POINT en DATA. De POINT tabel bevat de metadata, zoals voor een sondering bijvoorbeeld de locatie (lokaal en globaal als GIS object), de testdatum, het conus- type, het project, etc. De DATA tabel bevat dan alle data gegenereerd door de test zelf: een data-punt per diepte, met de conusweerstand, de locale wrijving, het wrijvingsgetal, de poriewaterspan- ning enzovoort. Ieder datapunt in de DATA tabel is gelinkt aan de POINT tabel via een ForeignKey, wat toe laat om op eenvoudige wijze voor iedere test van de POINT tabel alle testgegevens op te vragen. Dezelfde structuur kan dan gebruikt worden voor piëzometers of extensometers, in dit geval voor datapunten in de diepte en de tijd. De tabellen voor sonderingen zijn weergegeven in figuur 3. Voor boringen en bijhorende laboresultaten is een diepere structuur met meerdere gelinkte tabellen opgezet (zie figuur 4). Om uitwisseling van geo- technische data te verzekeren is de structuur opgezet in lijn met het AGS4 formaat. AGS4 files kunnen zo, dankzij een python script, automatisch geïmporteerd worden in de database. Dankzij de relationele mogelijkheden van SQL kan erg complexe, gelinkte data op eenvoudige manier met elkaar verbonden worden en dankzij ORM (object-relational mapping) is de structuur intuitief op te stellen en flexibel aan te passen. Dit gaat niet enkel om geotechnische data maar even goed om operationele data of topografische data. To e p a s s i n g : z e t t i n g s m o n i t o r i n g en -voorspelling bij landwinning Een grote landwinning in Singapore lag aan de basis voor het ontwikkelen van de beschreven database en bijhorende dataverwerking. Om de 20 AUTOMATISCHE VERWERKING VAN GROTE HOEVEELHEDEN MONITORING DATA EN PARAMETER FITTING VOOR GRONDVERBETERINGSWERKEN MET POSTGIS EN PYTHON SCRIPTS Figuur 1 – PostGIS - Python workflow voor geotechnische data. ir Thomas VergoteGeotechnisch ingenieurPhD kandidaat University of SIngapore GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 toepassingen van de werkomgeving te illustreren wordt de grondverbetering met voorbelasting en verticale drains gebruikt. Om de eindniveaus van de landwinning goed te controleren is het belang- rijk om de zettingen in detail in kaart te brengen en de finale zettingen te voorspellen. METEN VAN ZETTINGEN: ZETTINGSBAKENS, EXTENSOMETERS EN DRONE SURVEYS De zettingen tijdens de landwinning en voorbelas- ten worden op verschillende manieren opgemeten. In de eerste plaats zijn er zettingsbakens die de zettingen van het grondoppervlak direct opmeten. Daarnaast worden extensometers gebruikt om de zettingen over de diepte beter in kaart te brengen. Extensometers zijn ook minder gevoelig aan lokale verstoringen. Een groot aantal meetpunten werd geïnstalleerd en alle data werd automatisch opge- nomen in de PostGIS database. Iedere methode heeft echter een aantal beperkingen. Zo moet alle fysieke instrumentatie worden beschermd en is het risico op schade nooit volledig uitgesloten, waardoor een meting soms wordt onderbroken. Omwille van die beperkingen werd een (Python) algoritme ontwikkeld om topografische surveys, uitgevoerd met drones, te gebruiken om er zettin- gen uit af te leiden. Het verschil in niveau over de tijd kan veel oorzaken hebben: afgravingen, plaat- sing van voorbelasting, compactie van wegen of zettingen. Enkel in dit laatste geval is de meting relevant. Het ontwikkelde algoritme maakt het onderscheid op basis van het huidige niveau van de meting, de locatie en de ordegrootte van het verschil. Deze metingen worden opnieuw in de PostGIS database opgenomen (meetpunten en interpretatie per locatie en tijdstip). De survey- gebaseerde zettingen zijn vooral belangrijk (en het meest betrouwbaar) op het moment dat de landwinning net wordt geplaatst, met beperkte toegankelijkheid en vóór het installeren van alle andere instrumentatie. De metingen illustreren het belang van zettingen onder eigengewicht bij hergebruik van zachte kleigrond. De zettingsmetingen op basis van drone, extenso- meters en zettingsbakens zijn vaak niet identiek omwille van de redenen hierboven en hebben bij- gevolg een complementaire functie. Op basis van alle informatie wordt bijgevolg een gecombi- neerde gewogen zettingsmeting afgeleid. De gecombineerde zettingsmeting kan bijgevolg gebruikt worden om een zettingscontour op te zetten van het project, als is weergeven in figuur 5. Landwinning gebeurt meer en meer met ‘niet-geschikte’ gronden (slib, klei, gronden met hoog gehalte aan silt-en kleifractie) waarvoor uitgebreide grond- verbeteringswerken nodig zijn. Die grondverbeteringswerken gaan gepaard met grondonderzoek campagnes, alsook constructiefeedback en monitoring. Vo o r e e n p ro j e c t i n S i n g a p o re w e rd e e n s ys te e m o p g e z e t d a t d e k r a c ht v a n Python scripts combineert met een GIS database en ORM (Object-relational Mapping) om de verzamelde overvloed aan data efficiënt te gebruiken. Het open source PostGIS-Python framework laat in de eerste plaats toe om de verzamelde data efficiënt te visualiseren op verschillende manieren. De monitoring data wordt gebruikt om via conventionele technieken volledig automatisch de consolidatiegraad te berekenen, bijvoorbeeld via de Asaoka en Hyperbolische methode en de resultaten te exporteren naar rapporten op maat van het project. De werkelijke kracht van PostGIS zit hem echter in de geospatiale capaciteiten: locatiegebonden combinaties worden gemaakt van grondonder- zoek, PVD (Prefabricated Vertical Drains) werken, extensometers, piëzometers, waterpeilmetingen, zettingsbakens en wekelijkse topografische data. Die data kan vervolgens gelinkt worden via een geavanceerde consolidatieberekening, met geautomatiseerd afleiden van de parameters. 21 SAMENVATTING Figuur 2 –Vo o r b e e l d v a n GPS logging data in de Post- GIS database (pgadmin geo- metry viewer). Figuur 3 –POINT en DATA tabellen voor sonderingsdata. Figuur 4 – Extract van PostgreSQL tabellen voor boringen en samendruk- kingsproeven. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 BEPALEN VAN CONSOLIDATIEGRAAD: EXTRAPOLATIEMETHODES OP GROTE SCHAAL Dankzij de gecombineerde data in de PostGIS database is het eenvoudig om voor ieder datapunt een aantal automatische anal yses uit te voeren. De zettingsmetingen hebben onder andere een belangrijke rol in het afleiden van de consolidatie- graad. Hiervoor worden extrapolatiemethodes gebruikt zoals de Asaoka methode (Asaoka, 1978) of de hyperbolische methode (Tan, Inoue and Lee, 1991). Een voorbeeld voor de hyperbolische methode is weergeven in figuur 6, zoals geïmple- menteerd in een Python algoritme. Dit laat toe om voor alle instrumentatie (wat voor dergelijke pro- jecten zeer omvangrijk wordt) op wekelijkse basis en op automatische wijze met de laatste metingen de consolidatiegraad af te leiden en zo te bepalen wanneer de voorbelasting kan worden weggenomen. VOORSPELLEN VAN FINALE ZETTINGEN OP BASIS VAN SONDERINGEN Het is erg belangrijk om niet alleen de zettingen te meten als kwaliteitscontrole, maar ook de zettingen te voorspellen. Vooral bij maximaal hergebruik van zachte kleiige grond is het namelijk kritisch om na grondverbetering niet al te hoog te eindigen met de kleigrond, maar ook niet te laag. Het voorspellen van zettingen in een landwinning met zachte grond is echter niet voor de hand liggend: de gebaggerde grond is vaak erg hetero- geen en (gedeeltelijk) verstoord. De zettingen zijn dan ook niet alleen afhankelijk van de samen- drukbaarheid van de grond, maar ook van de huidige spanningstoestand: een gedeelte van de grond is overgeconsolideerd en zal weinig zetting ondergaan, terwijl een andere gedeelte onder- geconsolideerd is en nog significant zal samen- drukken onder eigengewicht. Om de spanningstoestand in de grond in kaart te brengen werden sonderingen gebruikt: de grond- lagen worden geïdentificeerd aan de hand van correlaties, alsook geprogrammeerde kennis van de lokale geologie. Zo kan een aannemelijke range van dieptes in achter worden genomen van iedere grondlaag op basis van het 3D grond model, met lokale onderscheiding op basis van Robertson’s soil behaviour type index. Deze grondlagen zijn enerzijds gerelateerd aan (intrinsieke) samendruk- kingsparameters en anderzijds wordt voor iedere grondlaag een inschatting over de diepte gemaakt van de overconsolidatiegraad. Eens de spanningstoestand gekend is kunnen de zettingen met de samendrukkingswet van Terzaghi worden berekend, zie formule 1. Met het opgezette algoritme kan nu opnieuw voor ieder CPT punt de zetting worden voorspeld, wat leidt tot een contourplot zoals in figuur 7. Deze toont de significante ruimtelijke variatie van de zettingen: de sterkte van de gebaggerde en geplaatste grond varieert erg sterk vóór grond- verbetering, ondanks gelijklopende intrinsieke eigenschappen van die grond. Sonderingen zijn in staat om die variaties goed in beeld te brengen. Deze voorspelling kan dankzij het data-framework automatisch worden bijgewerkt naarmate meer sonderingen beschikbaar worden. TERUGREKENEN VAN ZETTINGEN OVER DE TIJD EN BIJWERKEN VAN ZETTINGS- VOORSPELLINGEN Figuren 5 en 7 geven respectievelijk de gemeten en de voorspelde zettingen weer. De ruimtelijke variatie van de zettingen is duidelijk gelijklopend bij de metingen en voorspelling, al is de orde- grootte niet altijd identiek. Het is dan ook de moeite waard om een calibratieoefening uit te voeren en te achterhalen welke ontwerppara- meters kunnen verbeterd worden. De totale zakking op ieder punt is het product van gecumuleerde vervormingen over de diepte. Gegeven de ruimtelijke variatie van de grond in drie dimensies is het nuttig om de de vervormingen te evalueren over de diepte aan de hand van exten- someters. Bovendien is de tijdsdimensie ook belangrijk omwille van twee redenen. In de eerste plaats is het belangrijk om de consolidatietijd te voorspellen en te calibreren om te verzekeren dat de grondverbetering ef ficiënt wordt aangepakt. Daarnaast biedt het gedrag over de tijd ook inzicht in de samendrukbaarheid van de grond en laat het 22 Formule 1 Figuur 5 – Gemeten zettingen op basis van automatische combinatie van zettingsbakens, extensometers en drone surveys. Figuur 6 – Voorbeeld van een zet tingscur ve geinterpreteerd met de hyperbolische methode. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 toe om niet alleen zettingsbakens, extensometers en drone survey data te combineren, maar ook waterspanningsmetingen. De metingen over de tijd en over de diepte voor een gegeven locatie laat bijvoorbeeld toe om een onderscheid te maken tussen de zakking onder eigengewicht in het begin van de landwinning tegenover de zakking veroor- zaakt door opbouw van de voorbelasting en zwel- ling na ontlasting. Om het gedrag over de diepte en over de tijd te modelleren op basis van sonderingsinput is een geavanceerder numeriek model nodig. Bovendien is een interface nodig met de PostGIS database en met een krachtige programmataal zoals Python voor verdere analyse. Omwille van die reden werd een axisymmetrisch consolidatiemodel opgezet dat toelaat om dankzij de eindige verschillen methode voor iedere verticaal de consolidatie en zettingen te voorspellen. Het model laat toe om met meerdere lagen en grondsoorten te werken, met en zonder verticale drains, een variatie in de watertafel en een variatie in de bovenbelasting (belasting en ontlasting). Het model is geimplementeerd in Python en kan bijgevolg volledig worden geintegreerd in het PostGIS-Python framework. In deze toepassing steekt de kracht van GIS werkelijk de kop op: voor een gegeven locatie kan nu alle informatie automatisch worden verzameld en gelinkt: - de dichtstbijzijnde sondering ligt aan de basis voor de initiële spanningstoestand en het grond- profiel; -de dichtstbijzijnde topografische data wordt gebruikt voor het afleiden van de bovenbelasting over de tijd; -de diepte en installatiedatum van de dichtbij- zijnde verticale drains bepalen de radiale rand- voorwaarden; - het dichtstbijzijnde gemeten waterniveau over de tijd wordt meegenomen om de hydrostatische waterspanning correct te modelleren; - d e d i c h t s t b i j z i j n d e g e c o m b i n e e r d e z e t t i n g s - metingen (zettingsbakens, extensometers en drone survey interpretaties) worden met het modelresultaat vergeleken; - de dichtsbijzijnde waterspanningsmetingen (op verschillende dieptes) worden eveneens met het modelresultaat vergeleken. Figuur 8 geeft schematisch de verschillende com- ponenten van de analyse weer, met indicatie van ofwel een PostGIS call, ofwel een in-house Python algortime. Zoals het schema suggereert begint alles vanuit de selectie van een sondering. Alle andere componenten worden daarna automatisch opgevraagd en met elkaar vergeleken. Hieruit volgt dan een visualisatie met de vergelijk van zettingsmetingen en voorspelde zettingen over de tijd. Uiteindelijk kan de meting en voorspelling ook met elkaar worden vergeleken en onstaat een feedbacklus waarbij parameters (automatisch) worden bijgewerkt zoals verder besproken. De voorspelde en werkelijke zettingen en water- spanningsmetingen zijn weergegeven in figuren 9 en 10. De waterspanning reageert duidelijk op de voorbelastingsstappen en de voorspelling is vrij goed voor de meeste grondlagen, voornamelijk dan de diepere lagen. De initiële zetting onder eigengewicht komt qua ordegrootte ook goed overeen. Het zettingsverloop over de tijd is echter minder goed gemodelleerd. Voornamelijk de laag tussen -2.2mCD en +0.8mCD veroorzaakte meer zettingen dan gemodelleerd. Om de modellering verder te verbeteren is het mogelijk om een aantal parameters aan te passen, zoals de overconsolidatiegraad, OCR, de samen- drukbaarheidsindex en de consolidatie- coëffi- ciënten. Dit kan uiteraard manueel gebeuren, maar dit is erg arbeidsintensief en op grote schaal is een geautomatiseerde fitting wenselijk. Om dit te bereiken wordt gebruik gemaakt van numerieke optimalisatiealgoritmes die vaak gebruikt worden voor machine learning en waarvoor krachtige open source pakketten beschikbaar zijn voor Python, (Newville et al., 2014). Deze algoritmes gaan op zoek naar een minimum van een multidimensionale foutenfunctie. Het is dus de bedoeling om een objectieve functie op te stellen die de globale afwijking van het model ten opzichte van alle metingen vertegenwoordigt, op basis van een set samendrukbaarheids- en consolidatieparameters over de diepte. De functie die hiervoor werd opgesteld is een gewogen som van eindige verschillen van zowel de waterspanning als de zettingen, met de modeloplossing en de vector van meetresultaten: De functie wordt dan geminimaliseerd door het aanpassen van de parametervector (met para- meters, en overde diepte). Binnen de grond- mechanische limieten van het consolidatiemodel wordt dus machine learning toegepast om de werkelijkheid zo goed als mogelijk te modelleren met de beschikbare data. Hier zijn tal van variaties op mogelijk. Figuren 11 en 12 geven de model- resultaten weer na aanpassen van de parameters. Zo werd de stijfheid en consolidatiesnelheid van de tweede laag verlaagd en van de daarop- volgende laag verhoogd om de fout , vergelijking (2), te minimaliseren. Het model slaagt er in na automatische parameterfitting de poriewater- metingen te interpreteren en de variabele stijfheid en consolidatiesnelheid in kaart te brengen. Het model geeft ook onmiddellijk de consolidatie- graad van de grond over de diepte en de tijd. De optimalisatie maakt op basis van een objectieve globale fout de afweging tussen de fout van zettingen en poriewaterspanningen, en correcte modellering in het begin tegenover het einde van de metingen, o.a. gecontroleerd door de gewich- ten. De optimalisatie illustreert bijvoorbeeld dat Figuur 7 – Vo o r s p e l d e zettingen op ieder sonderingspunt. 23 Figuur 8 – Gecombineerde analyse van sonde- ringen, zettings- metingen en voorspellingen. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019 24 de consolidatie-coëfficiënt niet constant blijkt te zijn maar eerder toeneemt bij verdere belasting voor deze grond. Om hier mee om te gaan zou een complexer model toegepast kunnen worden. Dankzij de integratie van de database, het conso- lidatiemodel en de numerieke optimalisatie in het zelfde framework kan de parameterfitting eenvoudig herhaald voor meerdere locaties of bijvoorbeeld herhaald worden op wekelijkse basis met bijgestelde voorspellingen per locatie. Conclusies Dankzij digitalisering en de opkomst van meer en betere meettoestellen worden ingenieurs meer en meer overstelpt met grote hoeveelheden data. Anderzijds is er tegenwoordig ook zoveel reken- kracht beschikbaar dat het niet alleen mogelijk is om veelvuldig simulaties uit te voeren, maar ook iteraties op die simulaties uit te voeren. Een geïntegreerd GIS datamanagement systeem voor geotechnische data in de ruime zin van het woord, met niet alleen grondonderzoek, maar ook instru- mentatiemetingen, topografische metingen en operationele feedback, laat toe om de beschikbare data optimaal te benutten en automatisch analyses uit te voeren. Dankzij de interactie van een PostGIS database systeem en een krachtige programeer- taal zoals Python is het ook mogelijk om die data direct te vergelijken met simulaties en optimalisa- tietechnieken uit te voeren. In dit artikel werd een voorbeeld uitgewerkt voor het voorspellen en interpreteren van zettings- metingen van een grote landwinning. Hiervoor werden een zestal types metingen samengebracht, goed voor ongeveer 4000 datapunten per locatie, automatisch gefilterd op basis van de sondeer- locatie. Dankzij Python algorithmes en Python- gebaseerd consolidatiemodel kan deze informatie gebruikt worden om het zettingsgedrag te voor- spellen op basis van sonderingen en nadien auto- matisch te optimaliseren naarmate metingen beschikbaar komen. De volledige ontwikkeling van de framework dat hier werd uitgewerkt is gebaseerd op open-source software en maakt aldus geen gebruik van vaak gesloten commerciële pakketten met beperkte functionaliteit. Referenties - Asaoka, A. (1978) ‘Observational procedure of settlement prediction’, Soils and Foundations, 18(4), pp. 87–100. - Byrd, R. H. et al. (1995) ‘A Limited Memory Algo- rithm for Bound Constrained Optimization’, SIAM Journal on Scientific Computing. Society for Indus- trial and Applied Mathematics, 16(5), pp. 1190– 1208. doi: 10.1137/0916069. - Lasdon, L. et al. (2010) ‘Adaptive memory pro- gramming for constrained global optimization’, Computers & Operations Research. Pergamon, 37(8), pp. 1500–1509. doi: 10.1016/j.cor.2009. 11.006. - Mayne, P. W. (1986) ‘CPT Indexing of In Situ OCR in Clays’, in Clemence, S. P. (ed.) Proceedings of ASCE conference on use of in-site tests in geotech- nical engineering. Blacksburg, Va. - Newville, M. et al. (2014) ‘LMFIT: Non-Linear Least-Square Minimization and Curve-Fitting for Python’. doi: 10.5281/ZENODO.11813. - Nocedal, J. and Wright, S. J. (2006) Numerical Op- timization. Second Edi. Springer. Available at: www.xn--vjq503akpco3w.top/literature/Noce- dal_Wright_Numerical_optimization_v2.pdf (Accessed: 6 February 2018). - Tan, T. T.-S., Inoue, T. and Lee, S.-L. (1991) ‘Hyperbolic Method for Consolidation Analysis’, Journal of Geotechnical Engineering, 117(11), pp. 1723–1737. doi: 10.1061/(ASCE)0733-9410 (1991)117:11(1723). ! Figuur 9 – Gesimuleerde en gemeten zettingen. Figuur 11 – Geoptimaliseerde modellering van het zettingsverloop met automatische aangepaste parameters. Figuur 12 – Geoptimaliseerde modellering van het waterspanningsverloop met automatische aangepaste parameters. Figuur 10 – Gesimuleerde en gemeten waterspanningsmetingen. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2019 NOVEMBER 2019

Jaargang 23, 2019 - nummer 3

33 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Old and new Kattwyk Bridge The port city of Hamburg is built in the delta of the Elbe River. There are several bridges to reach the city regarding which the existing Kattwyk Bridge is located on the central railway route between the eastern and western port area. The bridge also has a local but important traffic function including for the connection with the A7. The bridge was built in 1973 and bridges the southern section of the Elbe. It is one of the largest vertical lift bridges in the world. The high lifting towers create a characteristic architectural focal point. The combination of railway and road, however, represents a problem these days due to the relatively narrow bridge. If a train needs to pass the bridge, road users cannot use the bridge since the railway runs over the road lanes. This leads to frequent traffic jams. A new bridge was therefore urgently needed. The decision was taken to build an extra bridge with the same shape that is especially intended for trains. The tender was won by the construction combina- tion Max Bögl-H.C. Hagemann-Heijmans. The new bridge that has a total length of 287 m is being built approximately 60 m to the north of the existing bridge. The bridge will be lifted more than 50 m above the water when it is open, which is the same height as with the existing bridge. There is a distance of 131 m between the piers and they are approximately 75 m from the river bank. The decision has been taken to build a microtunnel between the two piers at a depth of approximately 24.5 m for the cabling to assure a symmetrical movement during the lifting movements of the bridge. The piers themselves have an area of 29 x 14 m2 and a foundation level at 30.0 m below standard zero ('Normalnull'). Geotechnical conditions The soil where the piers are located has been sur- veyed by means of borings and CPT’s. Performing CPT’s, however, was difficult. The reason for this may be a very hard soil or the presence of stones in the top stratum. The soil survey has shown that the soil can be characterised as follows: The soil survey has shown that the soil structure under both the piers shows large differences in this basin area. The location at the south westerly pier is, for example, characterised by a melt water sand layer that is approximately 8 m thick, gritty in nature with possibly larger stones and underneath strongly layered clay and silt formation. At the PNEUMATIC SINKING 2.0, OR ‘HOW DEEP CAN YOU SINK (FROM A GEOTECHNICAL PERSPECTIVE) ’ Figure 1 – New Kattwyk Bridge sinking location, Hamburg. Ir. B.J. Admiraal Vo l ke r Sta a l e n Fu n d e ri n g e n 34 SEPTEMBER 2019 SUMMARY north easterly pier, the sand stratum formed by glaciers is not present, but the clay/silt formation is found at a higher level with a relatively small thickness and underneath a thick older sand layer. Pier construction method Constructing at a great depth in the middle of a busy industrial area sets quite some requirements and preconditions in relation to the design and implementation. The average water depth amounts to approx. 11 m above the river. This increases by more than 2 m during a normal high tide, but this can even increase to nearly 6.5 m when there is a heavy storm or spring tide. There- fore, something to be taken very seriously. The client therefore decided to use a very special construction method. Figure 3 provides insight into the construction method. A cofferdam using combined sheet pile walls was realised for each pier in the river but with the one side still open. On top of this, a steel structure frame was installed with a height higher than 10 m above standard zero. The concrete floor area of the bottom plate inclu- ding the edges of the cuts of the pier was made on a pontoon near the quay at that time and sub- sequently sailed into the cofferdam during high tide (1). The bottom plate was lifted in by means of 24 heavy Gewi bars connected on to the steel structure and the pontoon could, in this way, again be sailed out of the cofferdam during low tide. Once the cofferdam had been fully closed, the construction of the pier could really get started (2). The concrete pier was constructed suspended from the Gewi rods in sections of approximately 5 m alternating and it was jacked downwards (3+4). After the structure was placed on the cleaned up soil, the equipment for sinking could be built and the suspension could be removed in a controlled manner (5). The sketches 5-7 only show the instal- lation of water cannons and a pump as conven- tionally used in caisson sinking. The characteristic access airlocks and air pressure system have been left out in the sketches. A spectacular construction method on the water and the pneumatic sinking had not even started yet! Sinking method Sinking caissons and certainly pneumatically is not a very well-known technique in the world of foun- The New Kattwyk Bridge in Hamburg is currently being realised by the Hamburg Port Authority (HPA). A special construction method was chosen for the realisation of the river piers. The pneumatic sinking technique, among other specialties, was used in relation to this. Pneumatic sinking means working under an overpressure with all the safety measures that this entails. It also means that working hours are seriously limited when sinking up to a water depth of 32 m. Volker Staal en Funderingen (VSF), the subcontractor for sinking the river piers of the New Kattwyk Bridge, has therefore mechanised the sinking process innovatively. The soil under the caissons is excavated in a remotely controlled manner and disposed of while deploying occasionally. This article discusses the implementation concept for the river piers, the development of sinking in a remotely controlled manner and the expected and unexpected challenges that must be resolved during implementation. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Ta ble 1 Description of the soil structure at the pier locations Stratum SW pier NE pier Soil description [m below [m below standard zero] standard zero] River bed -9.8 +/- 0.7 -12.1 +/- 0.5 Backfill material N/A -13.9 +/- 0.3 Sand with mussel shells and with varying peat, silt and rubble content. H2S was clearly released from the samples. River sand -11.2 +/- 0.6 -14.7 +/- 0.6 Varying silt, peat, wood, shells and sludge content. Melt water sand -19.3 +/- 0.9 N/A Possibly strong gravel and stone content with silt layers. Predominantly compacted. Basin silt -30.9 +/- 2.2 -19.1 +/- 0.6 Very different in thickness. Built up from very thin clay and silt layers with a regular sand content. Contains much fine organic material (approx. 10%). Predominantly rigid behaviour and very cohesive. Basin sand -37.3 +/- 0.1 -36.5 +/- 0.5 Fine sand with a varying silt and clay content. Also strata with lignite. Predominantly qc up to 25 MPa. Figure 2 – New Kattwyk Bridge impression. Figure 3 – Building the concrete pier suspended from bars. 35 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL dations. This technique, however, already exists 200 years and, in the Netherlands, since the end of the 19th century. The word 'pneumatic' refers to the application of increased air pressure in the working chamber under a caisson to thus create a dry working space making the controlled removal of soil possible. Until halfway through the last century, serious accidents occurred regularly in relation to workers that were tasked with the job. This is why the term 'caisson disease' (decompres- sion sickness) was used without people knowing the cause, how to prevent it or how to treat it. Legal precaution measures, however, were already taken in the Netherlands at the start of the 20th century. This was known as the Caisson Decision that was part of the Mining Act. Knowledge and in- sight only really changed with the development of diving after World War II, in particular in the navy. And, in the Netherlands, also due to the professio- nal deployment of large hydraulic construction projects such as the well-known Delta Works (in Dutch: Deltawerken) in the 1970s and 1980s for dyke safety along the North Sea. Nowadays, specialised and certified diving doctors are trained. Decompression and treatment tables have been developed with specific procedures for caisson workers. VSF has proven with thousands of 'dry diving' instances at many projects in the Nether- lands that caisson work can be performed safely. However, working under overpressure is far from ideal, even though the risks to health are minimal. The work is labour intensive, in particular in cohesive soil and at a greater depth. A greater depth, after all, means a higher water pressure and therefore a higher air pressure to keep the working chamber dry. This results in seriously restricted working hours. Sinking 2.0 Up to now, sinking in Europe took place by using caisson workers who worked in the working cham- ber under the caisson. After atmospheric locking- in up to the set overpressure, the soil is usually jetted in a targeted manner to remove it using water cannons. The mixture of water and soil is, subsequently, taken outside the caisson in containers or a sludge depot. Sometimes, small excavators are used, in particular in corosic soil of hard strala. The soil is taken outside, in this case, using buckets lifted each time through a material airlock. Workers climb up to the people airlock after ever y shift. Decompression takes place, in steps, in a controlled manner until obtaining atmospheric pressure and by using respiratory equipment with pure oxygen. Outsiders often believe that this is dangerous and dirty work, but those immediately involved believe that they are the greatest project experiences that you can have. Playing with sand and water is fun at any age and, as a geotechnical engineer, it is unique to really see and feel the soil to a great depth! As already said, however, working under an over- pressure with teams is most definitely not ideal. It is labour intensive and therefore less competitive than building in a building pit. The communication with the caisson workers is also difficult because of the sealed chamber and this is at the expense of efficiency. A development to obtain a new sinking version was therefore required. With projects in its portfolio such as the New Kattwyk Bridge and also the lock heads of the New IJmuiden Sea Lock, central to the port of Amsterdam Volker Staal en Funderingen was given the opportunity to give its market leader role in this technique an extra boost. The objective is to remotely control the sinking so that caisson workers only have to work under an overpressure with regard to the installation and maintenance. The entire process of releasing the soil, transporting it in the working chamber and removing the soil from the working chamber is considered in many variants during the develop- ment process but also the drive: hydraulically, electrically or pneumatically for the movements, and cameras and sensors for monitoring. Close collaboration took place with regard to this, an engineering firm and machine builder. A significant pitfall that is known from much practical expe- rience is to want to build a machine that can do nearly everything and is suitable everywhere: What is commonly referred to as expecting the impossible. The trick was therefore to design and build a machine that is suitable for approximately 80% of the contemplated market area that is Figure 4 – Phasing of the bridge pier realisation. 36 SEPTEMBER 2019 new with regard to its type, but that is robust and reliable. In East Asia, they already started to mechanise sinking over 20 years ago. They developed excava- tors that are suspended from rail structures there. Remotely controlled, soil is deposited in buckets that are lifted up from the working chamber through a material airlock, emptied and again locked in. This system works in basically any soil type and is applied on a large scale by Japanese companies in particular. It does, however, have a considerable disadvantage. Productivity is very low. The aspect that needed to be improved was productivity. VSF decided to check what already exists in the field of technology related to earthmoving and dredging soil conditions related to delta regions. This finally led to a concept with cutting head pumps installed on an arm that can be moved in three directions. Turning arms have been developed that can be extended up to 14 m! The reason for this is that this allows the direct dredging of soil material with a reach that is the largest possible. Outside of this reach, there is a combination with powerful remotely controllable jets that are installed on to the ceiling of the GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 5 – Pier sinking situation. Figure 6 – Excavation arm in the working chamber. 37 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL working chamber. Dredging pumps could be used that were already available on the market. The most important criteria when making this choice was limiting the weight, having sufficient pumping capacity for sufficient flow speed in the long pipes and an outlet opening that was the largest possible for pumping gravel. In addition to sensors in the hydraulic drive of the different motors and cables, investments were also made in cameras that are suitable for the special conditions that can occur in the working chamber. It is not just the increased air pressure that is a factor that must be considered, but mist will already be created when small pressure reductions occur. Droplets rain down with soil when jetting and there is a risk that the lighting may disrupt instead of support visibility due to shimmer or glare. In short: compressive strength, cleaning systems and high light sensitivity formed the key conditions when developing the cameras in combination with a good light plan. Extensive testing is, of course, an integral part of such a development. The design process was developed based on extensive reviews by different experts. A testing set-up was made to develop the combination of jets, camera and lighting. When the first machine was delivered, a test location was built to install the equipment airlock and build the arm structure through this. This was done to train employees in operating but also in installing and disassembling in a sealed working chamber. Project experiences And then it really had to happen! The piers had already been installed on the river bed of the Elbe; therefore at approx. 11 m below standard zero. The building of the air pressure equipment in the North-East pier started in January 2018. Next, the equipment airlock could be installed. The equip- ment was introduced into the working chamber in sections with a maximum length of 2 metres and installed. A temporary equipment airlock was installed on the floor for this. This ensured that sinking could be started in pha- ses of at most 5 m. After every sinking phase, the pier could again be built up further after which another sinking phase followed. See figure 3, phases 6 and 7. In total, every pier was sunk in this way in five steps up to the final depth of more than 30 m below standard zero. All equipment was removed in the working chamber at this depth. Next, the chamber was filled with concrete as ballast to prevent uplift during the following construction phase. There were, naturally, a few start-up issues and teething problems, but these remained within what can be reasonably expected. The presence of obstacles and rubble in the top soil layer also led to damage to pumps occasionally. The real delay, however, was caused by the previ- ously mentioned melt water sand layer under the South-West pier. The addition of sand to the name of this layer turned out to be fairly misleading. Significant resistance had already been noticed when the combined sheet pile walls were installed and many stones and rocks came up during pre- drilling. It was reported that an old creeck had been found filled with stones that runs obliquely through the location with a width of approx. 6 m. Mainly sand and gravel but with some stones and rocks. Some delay did then have to be taken into account although pumps with a clearance of 100 mm were specifically selected. 'Some stones and rocks' turned out to be an understatement because, in practice, it was a lot tougher. There was a stratum over virtually the entire area that was nearly 7 m thick consisting of mainly sto- nes and rocks that had consolidated to a significant degree. Jetting the soil loose was not really possi- ble, nor was pumping. In total, nearly 750 tonnes of rock were removed from the caisson by the caisson workers! A very heavy job but they did it! The NE and SW piers were installed on 22-8-2018 and 1-10-2018, respectively, at the final depth. Well within the set tolerances. To c o n c l u d e The sinking of caissons is a fantastic foundation technique intended for structures that must be built at larger depths. Usually, construction takes place at ground level and therefore a deep coffer- dam with the risks that this entails is not required. Te c h n i q u e s t o r e a l i s e d e e p c o f f e r d a m s h a v e e v o l - ved significantly during the past decades. Volker Staal en Funderingen has taken a large step forwards with the development of a remotely controlled sinking method to offer a fully-fledged alternative. A development that was only possible in collaboration with various experts, suppliers and customers. Currently, the lock gate heads of the New IJmuiden sea lock are being realised. These concern caissons with mega dimensions. The outside head measu- ring 26 x 81 m2 is currently installed at a depth of 24.3 m. The inside head measuring 55 x 81 m2 will be the biggest caisson ever built and will be installed at 25.55 m depth in spring 2019. This will also be within unprecedented tolerances such as a torsion of 50 mm and tilting across and in the longitudinal direction of 0.3% but with a target value of <0.1%. That is our goal with sinking 2.0! ! Figure 8 – Stones and rocks - a mountain of obstacles. Figure 7 – Remotely controlled excavation. 39 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Imagine having access to the status of your operational assets from the comfort of your office, whenever you want. This is essentially what you get from Fugro SITE-SPOT: up-to- date digital 3D asset information hosted on a web portal to enable smarter, safer and more productive operations. Fugro is a global survey and asset data specialist founded in 1962 with headquarters in the Nether- lands. The company supports customers in a wide range of sectors by providing integrated solutions in the fields of Geo-data and asset integrity. For network and plant managers, Fugro offers specia- lised digital solutions that give fast and efficient insights both above and below ground. These are based on innovative software and hardware, much of which is developed by a team of in-house experts. In terms of asset management, Fugro supports EPCs (engineering procurement and construction companies) and various owners and operators in the oil & gas, energy and chemical industries, including a number of companies based at the Port of Rotterdam. The company offers integrated tools for visualisation, modelling and analytics to optimise both new-build projects and the upgrade or expansion of existing plants. Crucial asset knowledge Fugro’s Manager Digital Plants Europe Erik Claas- sen explains: “We see more customers opting for integrated digital solutions, because up-to-date and accurate asset knowledge is crucial to safety, cost reduction and maximising asset life.” Since the digital twin provided by SITE-SPOT is built on a high-resolution, 3D laser scanned data- set, a wide range of asset related data and other administrative information can be added to the model. These include date of data capture, asset attributes and historic or planned modifications. Various spatial sur vey tools enable users to make geography-based selections from the central data- base and visualise the results. For example, it is possible to see the location and status of all the inspection points in a particular pipe rack. A bene- fit of this type of web-based solution is that no specialised engineering software is required to access and utilise the data. In the case of a turnaround or regular site mainte- nance, work planners can easily determine precise asset location without leaving the office. Up-to- date insights can pinpoint locations where work is needed and help to ensure it is completed safely and efficiently, for example, by planning suitable access arrangements. This shortens downtime and reduces management and maintenance costs. Once the situation has been captured digitally, any changes to the 3D model can be registered easily and reliably to avoid duplication of data. Digital foundation With information hosted in a central cloud-based database, the user benefits from a single point of truth (SPOT), ensuring that all stakeholders access the same, up-to-date information at any time, from any location. The same user-friendly interface is available to groups such as training and operations departments and approved external partners. Clients list a range of benefits including accelerated response times as well as reductions in site visits, equipment clashes and the need for costly re-engineering. The digital foundation provided by SITE-SPOT puts crucial information and insight at the finger- tips of those responsible for industrial plants and supports a smarter, safer and more productive way of working. More information Erik Claassen +31 6 54391675 e.claassen@fugro.com ANOTHER STEP CLOSER TO A 3D DIGITAL PLANT ABOUT FUGRO Fugro is the world’s leading Geo-data specialist, collecting and analyzing comprehensive information about the Earth and the structures built upon it. Adopting an integrated approach that incorporates acquisition and analysis of Geo-data and related advice, Fugro provides solutions. With expertise in site characterisation and asset integrity, clients are supported in the safe, sustainable and efficient design, construction and operation of their assets throughout the full lifecycle. Employing approximately 10,000 talented people in 65 countries, Fugro serves clients around the globe, predominantly in the energy and infrastructure industries, both offshore and onshore. The company is listed on Euronext Amsterdam. Erik Claassen Inleiding Waarom gebruiken we kunststoffen in de grond? Kunststoffen hebben een aantal plezierige eigen- schappen waarbij de lange levensduur, het inerte gedrag en het geringe gewicht het meest in het oog lopen. Het materiaal heeft legio toepassingen. In het huis-, tuin- en keukengebruik de scheiding van tuingrond en straatzand, antiworteldoek of vijverfolie. In de milieutechniek het afschermen van grondwaterstroming met een onderafdichting van een vuilstort en het voorkomen van indringen van regenwater met een bovenafdichting. In de dijk- en wegenbouw als constructief hulpelement om de grond te versterken in de vorm van gewa- pende grond, funderingswapening of paalmatras- sen, en voor het zettingsvrij ophogen van wegen op slappe grond en toeritten van viaducten. Constructieve elementen voor beschoeiingen en aanlegsteigers, die van gerecycled kunststof kunnen worden gemaakt – zo snijdt het mes aan twee kanten. En natuurlijk liggen er honderduizenden kilometers aan kunststof kabels en leidingen in de ondergrond. Zoals alle constructiematerialen zullen geokunststoffen in de nabije toekomst moeten voldoen aan Europese regelgeving en beschikken over een Environmental Product Declaration (EPD) volgens ISO 14425. EPD’s zijn opgesteld voor een brede range aan constructie- materialen en bieden een standaard protocol voor het maken van een Life Cycle Analysis. Eén kwaliteit die kunststoffen zo populair maakt – de lange levensduur – kan ook in zijn tegendeel verkeren. Verspreiding van afvalplastic in het milieu staat steeds hoger op de agenda. Zo is in november 2018 het Besluit Bodemkwaliteit aan- gescherpt: in hergebruikte grond en baggerspecie mag geen plastic zitten. Dit gaat vooral over de aanwezigheid van eenmalig verpakkingsmateriaal, dat niet in de afvalbak is beland maar is weg- gegooid op straat, in groengebieden of in het water. Het gaat dan om PET-flessen, plastic bood- schappentasjes en boterhamzakjes, maar ook nylon trossen die overboord gaan, visnetten die blijven hangen aan obstakels onder water en weg- waaiend landbouwplastic leiden tot langlevend zwerfafval op de grond, in het oppervlaktewater en in de zee. Onder invloed van water, zuurstof en UV-licht wordt dit plastic aangetast. Doordat toeslagstoffen uitlogen worden de mechanische eigenschappen van de kunststof slechter: het verbrokkelt in grote en kleine stukken. De kleinste brokken zijn de microdeeltjes en nog kleinere nanodeeltjes die in de voedselketen terecht kunnen komen. Ook het uitloogpercolaat kan schadelijke stoffen bevatten. Er is een groot verschil tussen zwerfafval en het gebruik van hoogwaardige constructieve geo- kunststoffen. Daar is toepassing voorzien over een zo lang mogelijke levensduur en functionaliteit door in het materiaal toeslagstoffen te gebruiken die vrijwel niet uitlogen. Het geokunststof verbetert hierbij bepaalde eigenschappen van de grond, zodat een efficiënt en weinig milieu- belastend ontwerp kan worden verkregen. Desal- niettemin zal er oog moeten zijn voor de mogelijk- heden van verwijdering en hergebruik na het einde van de functionele levensduur van een constructie. Dit betekent het verzamelen en afvoeren van het niet meer functionele geokunststof bij ontmante- ling van een constructie. Het kan dan verwerkt worden of gerecycled tot kunststofgranulaat als bron voor nieuwe geokunststof producten. Wat zijn geokunststoffen? Er zijn een aantal verschillende geokunststoffen die – eventueel in combinatie – in folies of weefsels of elementen worden toegepast. CUR 243 (2014) geeft daarvan een uitgebreid overzicht. Folies en weefsels kunnen zelfstandig worden toegepast, maar ook in combinatie met andere constructieve elementen als een betonwand of palen van een paalmatrasconstructie. Daarnaast zijn er samen- gestelde materialen (geocomposieten) als drainage- 68 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 GEOKUNSTSTOFFEN EN HET MILIEU Figuur 1 – Zorgvuldige uitvoering bij het aanbrengen van EPS (let op de draglineschotten tegen het wegwaaien) (bron Kwast e.a., GeoKunst, december 2018). dr. J.K. van DeenDeltares prof. dr. ir. Adam BezuijenUniversiteit Gent en Deltares ir. Wim Voskamp Vo skamp Business Consultancy matten, bentonietmatten en verticale drains. En voor lichtgewicht ophogingen om (rest)zettingen van wegen en aansluitingen bij viaducten te voorkomen zijn er EPS (“piepschuim”) blokken in soorten en maten. De levensduur van deze constructies wordt mede bepaald door het toegepaste polymere basismateriaal: polyester (PET), polypropyleen (PP), polyethyleen (PE), polyamide (PA),. polyvinyl- alcohol (PVA), polystyreen (EPS) (piepschuim) en nog een paar. De polymeren hebben verschillende chemische samenstellingen en reageren daarom verschillend op omgevingsfactoren. Om de eigen- schappen van het polymeer te verbeteren worden additieven aan het polymeer toegevoegd zoals anti-oxidanten, carbon black, thermische stabilisa- toren en andere. Het toevoegen van slechts enkele % van een additief kan grote invloed hebben op de levensduur van een geokunststof. Het belang- rijkste mechanisme voor het verouderen van kunststof is het afbreken of uitlogen van de additieven en daarna chemische afbraak door reacties van het polymeer met zuurstof, water of in het grondwater opgeloste stoffen (oxidatie, hydrolyse). Die processen zijn afhankelijk van de omgevingsfactoren: zit het materiaal onder (grond)water, boven water of op de waterlijn, in welke grondsoort, wel of niet aan de lucht (zuur- stof) blootgesteld en op welke temperatuur. Soms zit het materiaal niet onder de grond en is het blootgesteld aan (zon)licht (UV straling). Tenslotte speelt ook de belasting een rol. Enerzijds korte- termijnbelastingen met name tijdens inbouw/ installatie (en bij verwijderen!), anderzijds lange- termijneffecten als kruip onder invloed van trekkrachten, kruip door samendrukking van drainagematten, en biologische en chemische aantasting. Chemische afbraak betekent ook dat stoffen uit de geokunststof uitlogen en dat er dus vreemde stoffen in het milieu terechtkomen. Een recente literatuurstudie van het IVM-VU gaat daar uit- gebreid op in (Wiewel en Lamoree, 2016). Zij concluderen dat meer onderzoek naar de potenti- ële gevaren gedaan zou moeten worden en suggereren meer gebruik te maken van (natuurlijk afbreekbare) biopolymeren. Voor veel civieltech- nische toe-passingen waar een langdurige func- tionaliteit is vereist is dat niet zo praktisch, maar voor verticale drains die slecht verwijderbaar zijn en maar een beperkte tijd hoeven te functioneren zou dat te overwegen zijn. Op macro-schaal doen leveranciers van geokunst- stoffen uitgebreid onderzoek naar de levensduur van geokunststoffen. Voskamp (2015) beschrijft een aantal testmethoden. De levensduren van geokunststoffen zijn zodanig lang dat real time testen niet erg praktisch is, hoewel er langeduur- testen ( jaren) met geotextiel onder trekspanning gedaan worden. Ook is er het nodige bekend over de effecten van (herhaalde) dynamische belastin- gen op geotextielen, zij het door aardbevingen of onder (spoor)wegen en machinefundaties (EBGEO (2011), sectie 12). Om experimenteel de aantas- tingssnelheid door chemische processen te kunnen bepalen zijn kunstgrepen mogelijk. De tempera- tuur verhogen is een belangrijke methode. Uitgaande van bekende chemische verbanden van reactiesnelheid met temperatuur wordt een oven een soort van tijdmachine. Veroudering over een ontwerplevensduur van 50 of 100 jaar bij 10 !C is daarmee terug te brengen tot een testperiode in de orde van weken of van maanden bij 90 !C. Afhankelijk van welke reactie bepalend is voor de veroudering is een andere optie om de zuurstof- druk te verhogen of in een wateromgeving agres- sieve stoffen toe te voegen. Door metingen te doen bij verschillende temperaturen, zuurstof- drukken en concentraties wordt het verband tussen de factoren duidelijk en kun je extrapoleren naar normale omstandigheden. Al dit onderzoek is primair gericht op het behoud van de functionaliteit van het geokunstststof. Als het gaat om de milieubelasting van het uitloog- percolaat, gaat het er met name om of er zich toxische of andere sc hadelijke elementen uit het anti-oxidant of uit de polymeercompound kunnen afscheiden. Normen daarvoor zijn beschreven in het Duitse Merkblatt über die Anwendung von Geokunststoffen im Erdbau des Strassenwesens (M Geok E, 2016, secties 6.29 en 7.7). Hierin worden de maximale waarden aangegeven die in het percolaat mogen worden gevonden bij testen volgens de Bundes-Bodenschutz- und Altlasten- verordnung voor 17 anorganische stoffen en 10 organische stoffen (BBodSchV, 1999). De produc- ten die in Duitsland gebruikt worden moeten voldoen aan deze eis en dezelfde producten worden ook in Nederland geleverd. We mogen dus wel aannemen dat de meeste producten voldoen aan deze eis. Tijdens de levensduur van de constructie kan de kwaliteit periodiek gecontroleerd worden. Proefstroken die mee in de grond gebracht worden zijn onderhevig aan vergelijkbare omstandigheden als de eigenlijke constructie en na 5 of 10 of meer jaren kunnen de actuele mechanische eigenschap- pen in het laboratorium beproefd worden. Wanneer blijkt dat de eigenschappen sneller 69 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 SAMENVATTING Vroeg of laat worden wij – wordt u – als leverancier of als toepasser van geokunststoffen geconfronteerd met de vraag: al dat plastic dat jullie in de grond stoppen, kan dat zomaar? Wat gebeurt daarmee? Is dat wel veilig? Dit artikel is bedoeld om de voors en tegens van geokunststoffen in de grond op een rijtje te zetten en randvoorwaarden aan te geven voor een verantwoord gebruik. We willen natuurlijk voorkomen dat onze kleinkinderen over 50 jaar zeggen: “Oma, wat heb je nou gedaan?” Figuur 2 – Gronddrukontlasting met geotextiel leidt tot een veel lichtere beton- constructie en navenant geringere CO 2footprint (foto: Huesker Geosynthetic) achteruitgegaan zijn dan volgens het levensduur- model was aangenomen, kan tijdig worden inge- grepen. Ook wanneer eisen veranderen, bij voorbeeld meer of zwaarder verkeer, kan op basis van actuele gegevens een herontwerp gemaakt worden. Beheersbaarheid van de materiaalstroom Opdrachtgevers en leveranciers streven naar een lange levensduur van de geokunststof. Dat is een gemeenschappelijk belang met het milieu waarin je zo weinig mogelijk milieuvreemde stoffen wilt verspreiden: hoe inerter het bouwmateriaal hoe beter. Een constructie wordt voor lange tijd – 50 of 100 jaar – ontworpen en in die tussentijd moet de kunststof de noodzakelijke sterkte behouden. Of verdere verlenging van de levensduur van het materiaal zinvol is, staat te bezien. In veel gevallen zal eerder vervanging nodig zijn door wijziging van de functionele (of esthetische) eisen dan doordat het materiaal ‘af’ is. Bij renovatie is het van belang dat er geen restanten oud materiaal achterblijven. Bij het verwijderen van de oude constructie treden andere, extra belastingen op. Om te voorkomen dat het materi- aal daarbij scheurt of verbrokkelt en alsnog deels in de grond achterblijft moet al bij het ontwerp rekening gehouden worden met de extra belasting die bij het verwijderen (uittrekken of anderszins) op de geokunststof wordt uitgeoefend. Bij het ontwerp zal het ingenieursbureau moeten nadenken over de mogelijkheden voor het ontman- telen van constructies en het scheiden van grond- stoffen (circulair bouwen). In de uitvoering van grondwerk moet de aannemer de werkmethode zodanig kiezen dat hiermee het scheiden en ver- wijderen van bodemvreemde materialen als bijvoorbeeld oude geokunststoffen mogelijk is. Ook zal het geokunststof materiaal zodanig moeten worden ontworpen dat verwijdering mogelijk is. Dit betekent bijvoorbeeld dat aan het einde van de economische levensduur nog voldoende reststerkte aanwezig is. Met een derge- lijke aandacht in het ontwerp- en uitvoerings- proces kan voor geokunststoffen voldaan worden aan het duurzaamheidsprincipe met kringloop van materialen. Ook tijdens het normaal functioneren van de constructie kunnen werkzaamheden de integriteit aantasten. Wanneer onder of in een lichtgewicht ophoging van EPS blokken een riolering vervangen moet worden of een glasvezelnetwerk aangelegd, dan treedt onontkoombaar schade op aan het EPS waarbij losse delen zwerfafval dreigen te worden. Ook hier geldt dat voorkomen beter is dan genezen. Een robuust ontwerp houdt rekening met –voorzienbare– aanpassingen tijdens de levensduur van de constructie. Dat neemt niet weg dat onvoorziene aanpassingen zullen optreden en bij werkzaamheden naderhand die op zich niets met geokunststoffen te maken hebben moet er rekening mee gehouden worden en deskundigheid aanwezig zijn. Daarnaast kan graafschade optreden (bij leidingen een overheersend risico) als bij aanpalende werk- zaamheden door onbekendheid geen rekening wordt gehouden met de aanwezigheid van geo- kunststoffen in de grond. In de “sloop”fase bij renovatie treden soortgelijke risico’s op maar daar is het proces in principe beheerst. Resten geo- textiel kunnen ten gevolge van andere werkzaam- heden in de afgraafstroom terechtkomen. Bijvoor- beeld, een weglichaam wordt gereconstrueerd en er zit een oud textiel in de weg. Of erger nog: pas tijdens de werkzaamheden komt men erachter dat er in het verleden een geotextiel is gebruikt. Bij het hergebruik van grond- en baggerspecie, voor bijvoorbeeld wegen- en dijkenbouw, ophogen van bedrijventerreinen en verondiepen van recreatieplassen, mag vanaf november 2018 nog maar ‘sporadisch’ plastic in de grondstroom zitten en dat betekent dat het verwijderen op een beheerste manier moet gebeuren. Beheerst verwijderen Bij renovatie of gericht verwijderen is documen- tatie cruciaal. Het gaat om de beheersbaarheid van de stofstroom en dus om de boekhouding van het materiaal. Bij civieltechnische constructies, of ze nu van beton, staal of kunststof zijn, is er ooit een ontwerp gemaakt waarin omschreven is wat voor materiaal in welke hoeveelheid op welke plaats moest worden toegepast. In principe is met die informatie na afloop van de technische levensduur het materiaal min of meer volledig terug te winnen. In principe, want het veronder- stelt wel een paar zaken. In de eerste plaats dat er revisietekeningen zijn van de as built situatie die kan afwijken van het ontwerp, verder dat die informatie na 50 of 100 jaar nog voorhanden is, dat die informatie ook geraadpleegd wordt, en last but not least de bereidheid – en dus een budget – om het materiaal op een adequate wijze terug te halen. Dat is minder vanzelfsprekend dan het zou moeten zijn gezien de tienduizenden kilometers buiten gebruik gestelde maar niet-verwijderde leidingen in Nederland. Een gunstige voorwaarde voor het terughalen van materiaal is de mogelijkheid van hergebruik, zodat het materiaal nog een restwaarde heeft. Puin kun je gebruiken als wegfundering maar ook niet onbeperkt, hout gaat de brandstapel op. Metalen als staal en aluminium zijn om te smelten en opnieuw te gebruiken. Kunststof leidingen worden ingezameld en hergebruikt (BIS, 2019). Gerecycled (omgesmolten) plastic wordt gebruikt voor beschoeiingen en aanlegsteigers. Het mooiste zou zijn als je ook geokunststoffen zou kunnen hergebruiken, maar dat heeft nogal wat voeten in aarde. De onontkoombare verontreiniging met zand en klei is een bottleneck voor hergebruik, en ook de veroudering van het materiaal zelf. De polymeren worden bijvoorbeeld aangetast (korter) door UV licht. Het maakt dus uit hoe lang het te hergebruiken materiaal aan de zon is blootgesteld. Positieve milieueffecten Bij het beoordelen van het effect van geokunst- stoffen op het milieu zijn er twee kanten aan de medaille. Er treedt enige uitloging van additieven op, en bij onvoldoende beheersing van de stof- stroom kan materiaal in de grond achterblijven na de functionele levensduur. Zoals opgemerkt is de uitloging bij de toegepaste, goed gestabili- seerde kunststoffen verwaarloosbaar en is het tweede een zaak van goed management. Daar- naast hebben geokunststoffen grote milieuvoor- delen boven het gebruik van de traditionele bouwmaterialen zand, beton en staal als we het alternatief “niks doen” ( je kunt ook geen viaduct bouwen) buiten beschouwing laten. Het alter- 70 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 Figuur 3 – Autoclaaftest voor langeduur- gedrag (bron: Dr M. Boehning BAM 6.6). natief is dan een ander ontwerp: ophogen met zand in plaats van EPS, een betonnen plaat in plaats van een paalmatras, een stalen damwand of betonnen keerwand in plaats van een talud van gewapende grond. Al die alternatieven hebben hun eigen consequenties in termen van ecologi- sche footprint (de productie van cement is een notoir grote bron van CO 2, staalproductie even- zeer), van overlast (elke 10 jaar opnieuw ophogen) en van kosten (construeren in staal en beton is (veel) duurder dan in grond). Het Duitse kenniscentrum voor Geokunststoffen (IVG) publiceerde in 2015 een analyse waarin het energieverbruik en de CO 2emissie bij verschil- lende bouwmethoden wordt vergeleken (Frisch- knecht 2012, IVG 2015). Hierbij zijn berekeningen uitgevoerd voor de milieubelasting van vier verschillende traditionele ontwerpen en ontwer- pen met gebruik van geokunststoffen: een filter- constructie (stortsteen), een wegconstructie (fundering), een drainagelaag op een stortplaats, en een grondkerende constructie. Omdat civiel- technische constructies vaak eenmalig van karak- ter zijn, zijn het noodzakelijkerwijs vergelijkingen op casus-niveau. In alle gevallen was er sprake van (substantiële) winst, het meest bij keerwanden: 75% minder energie, 85% minder CO 2uitstoot. Bij wegfunderingen is de winst minder maar nog steeds orde 30% CO 2. De andere cases zitten er tussen in. In dit verband is het ook belangrijk te constateren dat het gebruik van geokunststoffen een substantiële bijdrage kan leveren aan de Nederlandse-overheidsdoelstelling om in 2030 50% minder primaire bouwstoffen te gebruiken. Conclusie Al met al is de conclusie dat het gebruik van geo- kunststoffen natuurlijk invloed heeft op het milieu. Plastic is een stof die, misschien een beetje maar toch enigszins, schadelijk zal zijn. Nu geldt ook voor het milieu dat de keuze eenvoudig zou zijn als er een goede en een slechte oplossing is, maar zo eenvoudig zit de wereld niet in elkaar. De voordelen van geokunststoffen (minder grondstof- fen- en energiegebruik, goedkopere constructies) moeten afgewogen worden tegen de nadelen (plastic in de bodem, uitloging van additieven). Met elkaar werken aan de beheersbaarheid van de stofstroom kan de nadelen verder verkleinen. Een protocol voor de verwerking van geokunst- stoffen, van installatie tot verwijdering, kan in hoge mate voorkomen dat het materiaal ongecon- troleerd in het milieu terechtkomt. Documentatie, kwaliteitsbewaking bij de verwijdering en het expliciet meenemen van verwijderingskosten bij nieuwbouw/renovatie kunnen daarbij goede elementen zijn. Referenties - BIS, https://www.bureauleiding.nl/bis-buizen- inzamelsysteem, geraadpleegd 20-05-2019. - CUR 243: Greenwood, J.H., Schroeder, H.F., Vo s k a m p , W . , Dur a b i l i t y o f Geo s ynt h e t i c s , s e co n d edition, SBRCUR net, CRC Press, February 2016. - EBGEO (2011), Recommendations for Design and Analysis of Earth Structures using Geosynthe- tic Reinforcements, German Geotechnical Society, Ernst&Sohn GmbH & Co. KG, https://www.scribd. com/document/263370144/EBGEO. - Frischknecht, Rolf, Matthias Stucki, Sybille Büs- ser, René Itten and Holger Wallbaum, Comparative life cycle assessment of geosynthetics versus conventional construction materials, Ground Engineering, October 2012, p 24 - 28. - IVG, 2015, http://www.ivgeokunststoffe.com/ fachinformationen/eagm-studie.pdf - M Geok E (2016): Forschungsgesellschaft für Straßen- und Verkehrswesen, Arbeitsgruppe Erd- und Grundbau, Merkblatt Über die Anwendung von Geokunststoffen im Erdbau des Straßenbaus, Ausgabe 2016. - Voskamp, W., Levensduur van geokunststoffen, GeoKunst, januari 2015, p 50-55. - Wiewel, B.V., Lamoree, M., Geotextile composi- tion, application and ecotoxicology - A review, Journal of Hazardous Materials 317 (2016) 640–655. ! 71 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 Inleiding Waterstroming, wind en regen nemen grond mee (erosie) en laten het elders weer los (sedimen- tatie). Een natuurlijk proces dat ons land heeft gevormd en nog steeds doet veranderen. Soms kunnen we dit proces niet zijn gang laten gaan en moeten we ons land beschermen tegen de erosie. De klimaatverandering maakt de problemen langs oevers, kust en door regen bovendien steeds groter. Doordat de zeespiegel de komende decen- nia fors zal stijgen is een enorme versterkings- operatie nodig voor de kustverdediging. Door (extreme) regenval en stromend water kan ook in het binnenland erosie optreden. Constructies met geokunststoffen spelen een belangrijke rol bij bescherming tegen erosie: als filter bij steenzettingen die dijken beschermen tegen erosie, of rechtstreeks als bescherming tegen erosie door waterstroming of regenval. Om de kennis over erosiebescherming met geokunst- stoffen te delen organiseerde de NGO hierover een studiedag, de achtste alweer, op een onstui- mige maar zonovergoten dag op het strand bij Kijkduin. Filters met geokunststoffen In een eerste presentatie vertelde Adam Bezuijen over filters, een belangrijk onderwerp in de water- bouw. Geokunststoffen spelen daarin een grote rol, zo belangrijk zelfs dat men geotextiel vroeger ‘filterdoek’ noemde. Adam schetste de ontwikke- ling van geokunststof-filtertoepassingen in de waterbouw aan de hand van drie voorbeelden: de Haringvlietsluizen, gebouwd in de jaren ‘60, de Oosterschelde Stormvloedkering uit de jaren ‘70 en de Mose-kering bij Venetië, waaraan nog wordt gebouwd. Bij de Haringvlietsluizen werd alleen nog een dikke laag granulaire filters gebruikt, geokunststoffen waren nog niet aan de orde. De filters werden laag voor laag opgebouwd in een tijdelijke polder waarin de sluizen in den droge zijn gebouwd. Voor de Oosterscheldekering was het niet mogelijk zo’n polder te maken en werden matten met granulair materiaal en geokunststof- fen afgezonken in de Oosterschelde. Er was echter nog onvoldoende bekend over de levensduur van geokunststoffen om deze al echt toe te kunnen passen als filter. Daarom bestond de mat uit een granulair filter dat was ‘ingepakt’ in geokunststof. Pas bij de Mose-kering was er voldoende kennis ontwikkeld over de levensduur van geokunststof- fen en konden ze echt als filter in de constructie worden opgenomen. Dit maakte een veel dunnere en goedkopere filtermat mogelijk. Bij het ontwerp van een filter zijn de doorlatend- heid en de openingsgrootte van belang, in verhou- ding tot de korrelgrootte van het granulaire materiaal dat moet worden vastgelegd. De door- latendheid van een geokunststof constructie wordt sterk beïnvloed door het granulaire mate- riaal dat boven en onder het geokunststof wordt toegepast; in veel gevallen wordt de doorlatend- heid van geokunststof hierdoor veel kleiner dan de gemeten doorlatendheid van alleen het geo- kunststof. Voor stabiliteit is ook het gewicht van een oeverbekleding belangrijk. Niet altijd kan een granulaire laag ‘straffeloos’ worden vervangen door een veel lichtere geokunststof constructie. Adam liet met een aantal proeven zien hoe zandkorrels gaan bewegen als niet aan de regels voor de filter-functie wordt voldaan (figuur 2). Als extreem voorbeeld gebruikte hij een open 3D structuurmat op schoon grofkorrelig zand. Het Figuur 1 – Erosie met geulvorming [Provincie Limburg, België]. Figuur 2 – Erosie-proeven. Links: foto van 3D erosiemat op schoon zand. Rechts: grind op geokunststof filter op zand. 62 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 dr. ir. Suzanne van EekelenVo o r z i t te r N GO Co m m i s s i e : Inno vatie en Kennisoverdracht (I&K), Deltares prof. dr. ir. Adam BezuijenGent universiteit, Deltares ing. Rijk GerritsenLid NGO Commissie I&K, Low & Bonar / Enka Solutions ir. Wim Voskamp Vo s k a m p B u s i n e s s Consultancy ing. Piet van DuijnenLid NGO Commissie I&K,Geotec Solutions ing. Paul ter HorstLid NGO Commissie I&K,Tensar ing. Edwin ZengerinkLid NGO Commissie I&K,TenCate EROSIEBESCHERMING MET GEOKUNSTSTOFFEN Figuur 3a – De Nederlandse kust: dynamisch kustbeheer [Technisch Rapport Duinafslag TRDA, 2006]. Figuur 3b – Zeewering met filterconstructie, Midden-Oosten [Low & Bonar]. Figuur 3c – Duin- voetbescherming met geokunststof zakken, North Carolina USA [PIANC 2011]. Figuur 3d – Krib, kern gemaakt van geokunst- stof zakken. Maroochy, Queensland, Australia [Restall et al., 2002]. 63 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 K, bleek dat deze mat nauwelijks hielp om het zand tegen erosie te beschermen. Normaal worden deze structuurmatten gevuld met grond, steentjes en/ of bitumen en toen later op de dag bij de proefjes buiten dezelfde structuurmat werd gevuld met teelaarde, bleek dat wel een zeer erosiebestendige combinatie te zijn. Geokunststoffen in de kustwaterbouw Wim Voskamp startte met enkele vormen van kusterosie en zeeweringen en schetste de ontwik- kelingen in Nederland in de afgelopen decennia. De Nederlandse zandkust kent een evenwicht tussen duinafslag tijdens hoog water en storm- vloeden en het afzetten van het afgeslagen zand op het strand en de vooroever bij rustig weer. Op het strand zal het zand opdrogen en weggeblazen worden door de wind tegen de duinen. Het duin herstelt zich en nieuwe duinen zullen zich vormen: dynamisch kustbeheer. Als ergens langs de kust zandtekorten ontstaan, kunnen deze worden Op een onstuimige maar zonovergoten dag op het strand organiseerde de NGO haar achtste studiedag/creatieve sessie. De focus lag dit keer op geokunststoffen als middel voor erosiebescherming. Drie sprekers legden een theoretische en praktische ondergrond als basis voor de studiedag. Ruim dertig deelnemers van opdrachtgevers, aannemers, ingenieursbureaus, leveranciers en kennisinstituten voerden proeven uit en bedachten vernieuwende constructies met geokunststoffen als bescherming tegen erosie door regen, golven en waterstroming. SAMENVATTING Foto 3e – Geotextiele tubes als taludbekleding [PIANC 2011]. Foto 3f – Afdekking van een Geotube Te n C a t e U SA . aangevuld met kunstmatige zandsuppleties. De huidige zandzuigers hebben een voldoende grote capaciteit om zo de kust regelmatig op een economisch verantwoorde wijze op te kunnen hogen. Dit is de huidige strategie om de zee- spiegelstijging bij te houden. Of we zo een meter zeespiegelstijging kunnen opvangen zal de tijd leren. Geokunststoffen kunnen een belangrijke bijdrage leveren aan de kustbescherming. Sinds de eerste toepassingen bij de Deltawerken worden geo- kunststoffen in steeds meer vormen toegepast in de kustwaterbouw en offshore, in de vorm van matten, zakken, buisvormige elementen en geocontainers (figuur 3). Ze worden toegepast in filterconstructies op taluds bij zeedijken, of om ontgrondingen tegen te gaan en zijn vaak een onderdeel van een zink- of kraagstuk. Ook zijn er toepassingen van (grote) zandzakken, bijvoorbeeld bij het maken van kribben, golfbrekers, kust- beschermingen en bescherming tegen ontgron- dingen naast vaste constructies. Ook kunnen pijp- leidingen op de zeebodem met blokkenmatten of betonmatrassen afgedekt worden. Tegenwoordig worden ook vaak geocontainers gebruikt om onderwater golfbrekers te maken. Deze golf- brekers dempen de golfhoogte en zorgen voor vermindering van kustafslag. Binnenlandse erosiebescherming bij waterkeringen en taluds Ook binnen Nederland kennen we erosieuitda- gingen door extreme regenval en hoge rivierwater- standen. Rijk Gerritsen vertelde hoe de grond het water bij extreme regenval niet zo snel kan opnemen, waardoor dit afstroomt over waterkeringen en grondtaluds. Bij een lage erosiebestendigheid kan dit geulerosie veroorzaken (figuur 1). Dit kan zeer bedreigend zijn voor de taluds (progres- sieve erosie/afschuiven) en/of aangrenzende con- structies. De erosie-condities zijn maatgevend om te bepalen welke typen 3D-erosiematten of geocellen toe- pasbaar zijn. Erosiematten inzaaien geeft een groen talud en een grote erosiebestendigheid. ‘Hydromulching’ kan de graszode vorming versnel- len. Hierbij worden erosiematten gevuld met een mengsel van zaden, gronddeeltjes en, voedings- stoffen (figuur 4a). Voor zwaardere condities bestaan erosiematten gevuld met steenslag, gebonden met bitumen (figuur 4b). Rijk bena- drukte het belang van een juiste samenstelling 64 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 Foto 4a – 3D-erosiemat (Enkamat) met hydromulching; verankering met het wortelstelsel [Profile]. Foto 4c – Gewapende 3D-erosiemat (Enkamat R45) op een steil talud met verankering (Low & Bonar). Foto 4d – Betonblokkenmatten op een geotextiel 3D-lussendoek EnkaLoopPile (Low & Bonar). Foto 4b – Zware 3D erosiemat (Enkamat A20) gevuld met steenslag/bitumen en begroeiing door de mat (Low & Bonar). 65 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 Figuur 5 – De proefopstelling met golfgoot en proefbak met een van de proefmodellen. Figuur 6a-b – Links: de proefbakken, rechts: het winnende team: André van Hoven (Deltares), Perry Groenewegen (RHDHV) en Folkert Reitsma (Provincie Fryslân). Figuur 7 – Golfbelasting. van zadenmengsels, en de correcte toepassing en installatiewijze van de erosiemat. Op zeer steile hellingen kunnen erosiematten worden verankerd met pennen of speciale ankersystemen, indien nodig tot in een stevige grondlaag (figuur 4c). In nog zwaardere erosie-condities, zoals bij rivieren, kanalen of meren, zijn zwaardere maatregelen nodig, zoals bijvoorbeeld geotextielmatrassen gevuld met zand of beton. Deze systemen worden toegepast op locaties waar ontwikkeling van vegetatie moeilijk is, zoals warme, droge gebieden met weinig vruchtbare grond. Een andere moge- lijkheid is de toepassing van betonblokkenmatten (figuur 4d). Proeven Het ontwerpen van afdichtingen is één, de prakti- sche toepassing is twee. Zes teams van deelnemers werden uitgedaagd om zelf een dijkbekleding te bouwen (figuur 5 t/m 8). Hiervoor had Piet van Duijnen van tevoren zes proefbakken en een golfgoot in elkaar geklust. Opdracht was om een erosie-bestendige en golf-oploop-remmende dijk te maken. Om het uitdagend te maken waren de beschikbare stukken geokunststof klein (30 cm x 30 cm), zodat er nagedacht moest worden over de overlappen. Vervolgens werden met een golf- goot en tien emmers water drie grote golven geproduceerd. Een spectaculair gezicht. Hoe minder water er over de dijk sloeg, en hoe beter de dijk zich hield onder de drie heftige golven, hoe beter. Opvallend was dat de zes heel verschillende dijken heel illustratief waren in het bevestigen van verschillende theorieën. Zo vermindert een ruw talud met grind, de golf- oploop echt significant. Dat was goed te zien: de modellen met een grindbekleding (figuur 8b en d) hadden aanzienlijk minder golfoverslag dan de modellen met een glad talud (figuur 8a en c). Schoon strandzand erodeerde heel sterk. In de erosieproeven van Adam (2) zagen we al dat los zand door een open structuurmat heen erodeert. De golfproeven lieten zien dat de structuurmat echt gaat werken als er teelaarde doorheen werd gewerkt. Terwijl de losse zandkorrels door de stroming in beweging werden gezet, was de cohesie in de teelaarde voldoende om deze niet uit de structuurmat te laten spoelen en zo erosie te voorkomen. Het model in figuur 8a liet dat goed zien: het gladde talud dat bestond uit een structuurmat met teelaarde bleef perfect heel, maar de golven spoelden enthousiast over de gladde dijk heen. Verschillende groepen gebruik ten een glad geo- membraan (folie). Dit schuift van het talud af onder golfbelasting. De taludbekleding van het win- nende team (8b) bestond uit een glad folie en daar- boven een laag grind. Ook bij hen gleden het grind en het folie van het talud, maar het talud bleef met drie golfbelastingen wel staan. Dit folie passen we in de praktijk niet toe, maar wel een glad geo- textiel. Dit wordt meestal aan de bovenzijde en onderzijde verankerd door een sleuf te graven, het geotextiel erin te leggen en de sleuf weer te vullen. Een alternatieve verankering is een teenconstructie aan de onderzijde van het talud, met daarboven stenen op het geotextiel. De stenen steunen dan af op de teenconstructie. Een teenconstructie kan bestaan uit een met palen gefixeerde betonnen balk. Het verstevigen van het talud met geotextiel zandgevulde elementen was in de proeven weinig succesvol. Twee dijken waren met zandzakken beschermd; boterhamzakjes gevuld met zand. Als folie onder de zakken was toegepast, schoven de zakken over het talud naar beneden (figuur 8d). In de situatie met alleen zandzakken, grind en grond, spoelde het zand onder de zakken weg (figuur 7, links). Uitwerken cases Na het uitvoeren van de proeven gingen de zes teams intensief aan de slag met twee cases die Rijk Gerritsen en Edwin Zengerink aan hen voorlegden. Onder leiding van dagvoorzitter Wim Voskamp zijn de cases tenslotte met de hele groep bediscussi- eerd. Case 1 De eerste case betrof een erosieprobleem in Limburg. Er is sprake van een steil talud, extreme regenval, wisselende waterstanden, een sterke stroming in de Maas en een historische woning bovenaan het talud die wordt bedreigd door erosie van het talud en van de rivieroever. De teams moesten geokunststof oplossingen bedenken, letten op natuurlijke inpassing, raakvlakken beheersen, en de communicatie van de oplossing tijdens een bewonersavond verzorgen. Te a m 1 b e o o r d e e l d e h e t t a l u d a l s s t a b i e l , t e n s l o t t e groeiden er oude bomen op. De erosie gingen ze te lijf met een geokunststof composiet bestaande uit een gewapende 3D structuurmat. Deze werd bovenaan het talud verankerd en met lokale vegetatie ingezaaid, zodat het goed in de om- geving paste. Team 2 ving aanvullend ook nog het regenwater bovenaan de helling op, wat de oorzaak van taluderosie deels wegneemt. Te a m 3 e n 4 m a a k t e n e r e e n s t e i l e - w a n d - c o n s t r u c t i e van met gewapende grond. Team 3 creëerde hier- door iets meer ruimte voor de bewoners. Team 4 koos voor een aanpak met terrassen en aanplant met wijnranken. Team 3 plaatste onder aan het talud in de rivier een betonmatras onder water. Te a m 4 k o o s d a a r v o o r e e n o n d o o r l a t e n d e m a t met een polymeer gel. Te a m 5 k o o s v o o r e e n g o e d k o p e s t e i l e o p l o s s i n g : een antiworteldoek met veel ankers en daar- overheen een hedera (klimop). Onderaan het talud legden ze een drainagebuis met een steenbestor- GEOKUNST SEPTEMBER 2019 66 Figuur 8a – Te e l a a r d e i n 3 D mat: talud bleef heel, wel veel overslag. Figuur 8d – Zandzakken en grind Figuur 8b – Grind op folie. Figuur 8c – Effect combinatie geotextiel en 3D mat zonder goede verankering van de kleine proefstukken van 30 x 30 cm onderling. ting erop. Team 6 verhuisde het historische pand 50 tot 100 meter om ruimte te creëren voor een flauwe helling en beschermde de Maasoever met een blokkenmat met geokunststof onderlaag. Wim Voskamp merkte op dat de 3D structuur- matten op dit steile talud alleen werken als ze 100% op de ondergrond aansluiten. Lucht tussen mat en grond maakt het de vegetatie onmogelijk goed te wortelen. Gewapende grond vraagt veel afgraving en voor het laten begroeien van een wand kan de helling niet steiler worden dan ongeveer 70 graden. Een trapsgewijze aanleg kan dan helpen. Case 2 De tweede case betrof een erosieprobleem in een kustgebied. De duinen worden bedreigd door het water en dreigen te verdwijnen (figuur 10). De erosie van de kust is groot door de dynamische belasting van golven en stroming en de zeespiegel- stijging. Zandsuppleties zijn noodzakelijk, maar zand wordt schaars in deze regio. Omdat het een strandgebied is mogen er geen stenen worden gebruikt. De teams moesten beheersbare innova- tieve geokunststof oplossingen bedenken, zand besparen en communiceren met de stakeholders. Alle teams braken de golven door een geotextiele tube of container in zee aan te leggen. De tube breekt de golven en zo raken we veel energie kwijt. De zandafslag zal verminderen en bovendien zal zich tussen tube en kust meer zand afzetten, mogelijk ook slib in plaats van zand. Enige afstem- ming met stakeholders zoals vissers, beroepsvaart en recreatievaart is daarom geboden. Sommige teams brachten een klein laagje stortsteen aan over de tubes. Deze oplossingen met elementen in zee wordt in de praktijk regelmatig toegepast, maar vooral in gebieden waar nauwelijks getij is, zoals bij Cannes in Frankrijk. Daar liggen tubes op 80 cm onder de waterlijn. Er zijn ook onderwater golf-brekers toegepast bij de 2e Maasvlakte, in Israël, Australië en de US. De invloed van het getij op de werking van tubes of containers is goed te onderzoeken in een golfgoot. Enkele teams legden ook geotextiele tubes aan in de duinen. Deze worden bedekt met zand en helm- gras, zodat de bescherming tegen erosie optimaal is. Andere teams gaven de voorkeur aan ‘building with nature’, en gingen voor dynamisch kustbe- heer. Enkele teams plaatsten een onderwater berm. Team 6 plaatste aanvullend een damwand, zodat er aan de voorkant minder ontgronding zal plaats vinden. Team 6 verwachtte dat hier wel onderhoud nodig zal zijn, maar de hoeveelheid zand die nodig is zal afnemen. Dit damwand-idee genereerde een levendige discussie over de voor- en nadelen van een damwand op een dergelijke locatie. De winnaars Na rijp beraad besloot de jury om team 1 te huldigen als de winnaar van de dag. Hun model toonde weinig golfoploop door de toepassing van een grindbekleding en hun dijk bleef behoorlijk heel. Bovendien losten ze de cases goed op! Opvallend was dat één van de teamleden vorig jaar ook al bij de winnaars hoorde. Wij willen team 1 hierbij nogmaals feliciteren! Disclaimer Dit artikel doet verslag van een creatieve sessie waarbij is gebrainstormd over toepassingen van geokunststoffen. De oplossingen die worden genoemd zijn niet allemaal haalbaar of praktisch. De cases zijn opgesteld met een knipoog naar werkelijke situaties, maar zijn geenszins bedoeld als weerspiegeling van de praktijk of oplossingen daartoe. Dankwoord Piet van Duijnen en Paul ter Horst bedachten de golfgoot-proeven, maakten de houten kisten en stelden deze beschikbaar. Low&Bonar, Huesker en Tensar leverden geokunststoffen en andere materialen voor de taludbekledingen en proef- kisten. Deltares en de Universiteit van Gent lever- den de cilinders en de opstelling voor de erosie- proeven. Rijk Gerritsen, Adam Bezuijen en dag- voorzitter Wim Voskamp waren de stuwende krachten achter de organisatie van de inhoudelijke kant van deze leerzame dag. De bestuursleden van het NGO willen hen allen bedanken! ! 67 GEOKUNST SEPTEMBER 2019 Figuur 9 – Case 1. Erosieprobleem in Limburg. Figuur 10 – Case 2. Erosie kustgebied. Introduction Tr a d i t i o n a l l y , d r i v i n g o f p r e c a s t p i l e s h a s b e e n among the more popular foundation methods in the European market, partly supported by the high quality and reliability of both the pile as well as the input method. However, because of regula- tions and environmental considerations the various methods that form the pile in the ground have grown in popularity. The downside of these me- thods is that they are more susceptible to quality variations in the piles (which are cast in situ), while these bored piling systems also tend to be more cost intensive. Pushing instead of driving high- quality concrete piles into the soil combines the benefits of precast piles with a vibration-free and virtually silent pile pushing method, reducing nuisance for the surrounding area to a minimum. This is particularly welcome when installing foun- dations in inner city areas. Drukpaal.nl is a company within the IJB-Groep. The pile pushing rig that Drukpaal.nl uses is supp- lied by Heerenveen-based A.P van den Berg GeoTechnology, the sole European distributor of hydraulic pile pushers built by China's T-Works. In Asia, this method has been used on a large scale for over a decade now. T-Works specialises in hydrau- lic pile pushers that deliver maximum pushing forces ranging from 600 kN to 12,000 kN. A.P. van den Berg adapts these rigs to ensure conformity to European legislation and regulations, particularly in terms of meeting European safety and environ- mental requirements, while also fitting T-Works’ rigs with a data acquisition system. Since late 2016, a 320-tonne hydraulic pile pusher with a maximum pushing force of 3,200 kN has been used successfully in over 20 projects across the Netherlands with 3,000 pushed piles on a total lenght of 50,000 m. This article will go into expe- riences with the pile pushing method in the Netherlands so far, as well as into specific design aspects of using this new silent piling method with conventional precast concrete piles. Description of the pile system and the hydraulic pile pusher The hydraulic pile pusher is made up of a body frame with long side beams and short cross beams and a rail structure over which the body can move. This combination of side and cross beams allows the rig to move forwards, backwards and sideways, and even to rotate 360 degrees around the pile position. The two side beams measure 11.8 m by 1.25 m, which, given the total rig weight of 320 tonnes, results in ground pressures of approx. 110 kPa per beam. While manoeuvring, the rig always rests on either the cross or side beams as the other beams are repositioned to move the rig. Besides the weight of the basic rig itself, counterweights are used to be able to get the maximum pushing force out of the rig. The rig is able to deliver this maximum force when a pile is pushed down through the centre of the rig. The pile pushing mechanism consists of four hydraulic cylinders and a hydraulic clamp that grips the pile. Owing to the relative simplicity of the design, the hydraulic pile pusher requires low-maintenance. An additional pushing system (the so-called side piler) can be fitted on the front end of the machine body. However, the maximum pushing force that the side piler can deliver is only about 50% of the centre piling system. The pushing mechanism ( jack) can push a pile roughly 2 meters, followed by an interruption to move the clamp box up and grip the pile at a higher position. During the pushing process, depth and total pushing force are recorded automatically and continuously. 46 SEPTEMBER 2019 PILE PUSHING METHOD THE BEST OF BOTH WORLDS GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Sandro KaterbergA.P. van den Berg GeoTechnology Harrie DieterenCRUX Guido MeinhardtCRUX Tahl TekofskyDrukpaal.nl So far, this new piling method has been used to push square 250 mm to 350 mm precast piles with lengths ranging from 6 to 22 m. Based on current insights, the pushing method will also be able to handle piles of up to approx. 25 m long, as well as segmental piles. The use of a steel extension piece will furthermore make it possible to push piles to ground level or even below. Load-bearing capacity calculation At present, official pile load factors for this pile system (i.e. the type of pile combined with the installation method) are not yet available. In the absence of load test results, it is common practice to classify the ‘new’ pile system based on compa- risons to pile systems that are already covered by the Dutch standard. Analyses of several pushed piles from the early days of this technique and from projects that have been concluded show that exis- ting pile load factors used for driven precast piles lend themselves well for use with this ‘new’ pile system. During the design phase, the calculation of the bearing capacity of a pushed precast concrete pile is, therefore, approached as if it concerned a driven pile using values from Tables 7c and 7d of the NEN 9997-1 (2016). It should be noted, however, that given current knowledge on pushed piles, a pile base coefficient (!p) of 0.7 seems to be on the low side (Van Baars 2018). Nonetheless, this value is still used until official load factors have been established based on pile load testing in accordance with NPR7201 (2017). Pushing force prediction Given the piling method, it is important to accura- tely predict beforehand how deep into the soil piles are expected to be pushed. To do this, a CRUX-developed program is used to predict the pushing force needed to push a pile down to the required depth. In principle, the force needed to statically push a pile into the ground equals the expected value for pile tip resistance plus shaft resistance. Based on past analyses of recorded pushing forces, the maximum pile tip resistance is calculated using a pile base coefficient ( !p) of 1.0 instead of 0.7, while pile tip strain (qb;max) is not capped at 15 MPa. 47 SEPTEMBER 2019 SUMMARY In late 2016, Drukpaal.nl and A.P. van den Berg were the first companies in the Netherlands to start using the pile pushing method in combination with conventional precast concrete piles. Instead of traditional pile driving using a hammer, this system pushes precast concrete piles into the ground. This results in proven high-quality foundations that are installed without the usual noise and vibrations.Measurements performed so far (as every pushed pile is basically a compression test in its own right) seem to corroborate that the pile base coefficient ( !p) is 1.0 (instead of the factor of 0.7 used in the Dutch standard). Thanks to continuous recording of data, the pile pushing method offers excellent opportunities for quality improvement or responsible application of safety factors. For example, the fact that this piling method measures resistance from the moment of entry into the soil and throughout the pile pushing process, much like a cone penetration test, makes it possible to correlate the load-bearing capacity, cone penetration curve, and readings from the pushing force recording system to a demonstrable safety level through expert assessment. In other words, continuous pushing force recording will in future have to be considered a kind of (verification) cone penetrat ion test that would make it possible to set the correlation factors ( ") at 1.0. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 1 – Hydraulic pile pusher (Source: A.P. van den Berg). Figure 2 –Calculated pushing force in sand (Rc;k;sand ) versus design value bearing capacity (Rc;d) for a set of cone penetration tests and various pile tip levels. The influence zone below and above the pile tip is chosen between 2D/4D and 4D/8D. Although 4D/8D is a safe option for the design compressive resistance, it is potentially an overly favourable approach for the maximum expected pushing force, because the influence of unfavourable layers with diminishing cone resistance values is less significant. From the moment of insertion into the soil (at ground level), the pile is subjected to resistance on the tip and along the shaft. In light of this, skin friction (shaft friction) is also factored into the clay and unfavourable layers, from which, in line with the load-bearing capacity calculation, no shaft friction is derived. The pile load factor to use for the shaft in these unfavourable layers is determi- ned based on Table 7d of NEN 9997-1:2016. In determining the maximum pile shaft resistance, cone resistance is not capped at 12 or 15 MPa, but actual values measured for cone resistance are used. Given that the principle of pushing precast con- crete piles into the soil is based on local displace- ment of soil under the pile tip, the partial resistance factors ( #band #s) and correlation fac- tors ( ") are set at 1.0. The total pushing force (Rc;k;total) needed is determined per level based on: R c;k;total = R pile tip + R shaft It needs to be clear in advance which piles cannot be pushed through the centre of the rig, as this has great implications for the maximum pushing depth and is consequently a crucial factor to consider when designing the piling plan. Assessment of pushing force As specified above, the pushing force prediction takes shaft friction into account from the moment of entry into the soil. When determining the design value bearing capacity, this is normally done from the top end of the zone where positive shaft friction is factored in, i.e. the foundation sand layer. To e s t a b l i s h a r e l a t i o n b e t w e e n t h e a c t u a l p u s h i n g force achieved (force data recording) and the loadbearing capacity calculated, shaft friction down to the foundation sand layer must be deducted from the total pushing force calculated. Plotting the load-bearing capacity (R c;d i.e. exclu- ding negative skin friction) out against the calcula- ted required pushing force in the sand (designated as R c;k;sand ) for each sub-area/CPT (Cone Penetra- tion Test) and pile size will produce an equation as shown in figure 2. This should preferably be done for each sub-area/CPT over a length from at least pile tip level to approx. 2.5 m above that to obtain a more realistic comparison than when looking only at the pile tip level. It is important here that the variation coefficient over this length does not exceed 12% and that the load-bearing capacity increases as the pile is pus- hed deeper into the soil. The equation thus derived can only be used to make an assessment of the force recorded if the predicted force matches the actual value mea- sured. Therefore, figure 3 plots the pushing forces measured (force data recording) for two piles out against the predicted pushing force. According to the prediction the pushing force in the sand at pile tip level would be approximately 1,590 kN with an average value of approximately 1,280 kN over the final 3 metres. For two piles that were installed nearby, piles 105 and 106, values of 1,330 kN and 1,550 kN respectively were measu- red at pile tip level and values of 1,210 kN and 1,310 kN respectively along the pile length above the pile tip. Especially for the bottom section of the graph, the prediction is well aligned with ac- tual values measured. Load-bearing capacities cal- culated along this length have a variation coefficient of 5% to 10%, as also reflected in the pushing forces measured (recorded data) in the sand. Based on the extrapolated comparison in figure 2, a reliable indication of the load-bearing capacity can be given for piles 105 and 106, namely approxi- mately 780 kN and 900 kN respectively. The nega- tive friction, as determined based on the design CPT’s, can (depending on the soil composition) subsequently be deducted, given that the pushing force graphs do not give grounds to adjust this value. Experience gained in previous projects Every pushed pile basically constitutes a kind of compression test, as also shown by the example of assessment of readings from the pushing force recording system in this article and the example in figure 4. Based on projects completed so far, the pile base coefficient ( !p) with this piling method is more likely to be 1.0 rather than the 0.7 from the Figure 3 – Calculated versus measured pushing force (top: total; bottom: in the sand). 48 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL SEPTEMBER 2019 Dutch standard. This is despite the fact that a large number of pushed piles are over 8 metres in the sand. It is noted, however, that the tip-to-shaft ratio has not yet been determined exactly using sister bars/strain sensors, but is instead based on assumptions. This can be a subject for follow-up studies. Design and execution aspects The pile pushing method (i.e. installation of precast concrete piles using the pushing method) combines the quality benefits of precast concrete piles with the silent and vibration-free characteris- tics of auger piling systems. These latter systems do, however, require extra effort in terms of qua- lity monitoring, because they involve foundation elements that are cast in situ. Continuous total force recording during pushing gives this piling method further quality benefits. Focus points to consider with this piling method are the weight required and the dimensions of the hydraulic pile pusher, accurate prediction of the achievable pile tip level (also in relation to the required load-bearing capacity) and incorporation of this system in foundation designs at an early stage. These aspects will be addressed succes- sively. Rig weight affects the load-bearing capacity of the subsoil, as well as the possible influencing of objects in the immediate surroundings (such as adjacent buildings, embankments, sheet piling, and cables and pipes) and requires expert assess- ment through a risk analysis. In principle, the rig can push a pile positioned as close as approxima- tely 0.8 m to an adjacent building (pushing force of approximately 50%). If the subsoil requires the use of dragline mats, it is advisable to align the piling pattern with the mats. During the design phase, there should also be extra focus on compacted to highly compacted sand layers, because these are difficult to pass. If the maximum allowable pushing force is reached above the required pile tip level, the pile will have to be cut off before work on the next pile can start. A robust assurance concerning feasibility of the piling depth (pile tip level) is therefore recommen- ded. Consequently, it may be advisable to, based on the pushing force prediction, use more shorter piles with possibly larger diameter rather than fewer but longer piles. Performing extra CPT’s when facing varying soil conditions will also reduce the risk profile with regards to the feasibility of the required pile tip level. The hydraulic pile pusher is suited particularly for projects of some scale (>50 piles). For projects with a regular piling pattern (for example, line infra- structure such as tunnels, approach slabs, noise barriers) or house and utility building projects, where early alignment of piling plans with this new piling method is possible, the pushing method offers clear benefits in combination with the absence of inconvenience caused by nuisance and vibration, a high speed of construction and proven high quality. ! Figure 4 – Calculated versus measured pushing force (top: total; bottom: in the sand). 49 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL 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. De vinger, de duim of de duimnagel Bij de identificatie en classificatie van kleimonsters wordt in het terrein of in het laboratorium vaak gebruik gemaakt van het begrip’consistentie’ van het materiaal. In het spraakgebruik wordt de ‘consistentie van grond’ meestal gedefinieerd als de, door cohesieve en adhesieve krachten bij diverse watergehalten veroorzaakte, waarneem- bare verschijnselen, die worden gekarakteriseerd door het relatieve gemak waarmee de grond tot vervorming en/of bezwijken kan worden gebracht; in eenvoudiger bewoordingen’een gedefinieerde manier om de vastheid of de stevigheid van de grond onder diverse vochtcondities te beschrij- ven’. Manipulatieve proefjes De termen die voor de beschrijving van de consis- tentie worden gehanteerd zijn doorgaans ontleend aan simpele manuele proeven, die beschreven staan in een identificatie- en/of classificatie- systeem. De aanduiding van de consistentie komt in de meeste gevallen tot stand door kwalitatieve bepaling van de kracht die nodig is om het mate- riaal met de vinger, de duim of de duimnagel in te drukken; zie figuur 1a+b+c. Daarbij worden meestal consistentie-aanduidingen en proefbeschrijvingen gebruikt zoals weerge- geven in de tabel van figuur 2. Er bestaan talrijke nationale en internationale identificatie- en clas- sificatiesystemen met soortgelijke kwalitatieve sterkten of consistenties, respectievelijk proef- beschrijvingen. Omdat de consistentie-aandui- dingen en proefbeschrijvingen van systeem tot systeem kleine of grote verschillen kunnen vertonen is vermelding van het gebruikte systeem zeer aanbevelenswaardig. Consistentie-index = relatief watergehalte In de geotechniek wordt naast de kwalitatieve term’consistentie’ meestal de term’consistentie- index’ gehanteerd ofwel’relatief watergehalte’, dat wil zeggen het watergehalte ten opzichte van twee gedefinieerde watergehalten, de vloeigrens wLen de uitrolgrens w Pvan de betreffende klei. Beide grenzen representeren een watergehalte en zijn afhankelijk van de kleisoort; ze worden in het laboratorium bepaald op basis van specifieke proefprocedures. De consistentie-index I C [-] wordt gedefinieerd als: IC= (w L- w) / (w L- w P) Daarin is w het natuurlijke of aangetroffen water- gehalte van de klei. Soms wordt in plaats van de consistentie-index I Cde liquiditeitsindex I Lge- bruikt; de definitie daarvan luidt: IL= (w- w P) / (w L- w P) = 1 - I C Beide grootheden I Len I Ckunnen worden opgevat als’relatief watergehalte’, dat wil zeggen waterge- halte ten opzichte van de referentie-watergehalten vloeigrens en uitrolgrens. In figuur 3 is het natuurlijk watergehalte van een klei schematisch uitgezet tegen het bijbehorend volume. Ingeval van een kleisuspensie met een hoog watergehalte is ook het kleivolume groot. Tijdens geleidelijke uitdroging van het materiaal nemen deze waarden lineair af, waarbij achtereen- volgens diverse cruciale stadia van vochtigheid worden bereikt: - de vloeigrens (Engels: liquid limit) w L, ofwel het watergehalte dat de overgang markeert van de vloeibare fase naar de plastische fase; - de kleefgrens (Engels: sticky limit) w St, ofwel het watergehalte dat de overgang markeert van de kleverige fase (de relatief natte klei blijft plakken aan de werktuigen) naar de werkbare fase (de relatief droge klei plakt niet meer aan de werk- tuigen) - de uitrolgrens (Engels: plastic limit) w P, ofwel het watergehalte dat de overgang markeert van de plastische fase naar de halfvaste fase; - de krimpgrens (Engels: shrinkage limit) w S, ofwel het watergehalte dat de overgang markeert van de halfvaste fase (waarbij het kleivolume nog afhangt van het watergehalte), naar de vaste fase. In de vaste fase blijft het kleivolume con- stant, maar vullen de poriën zich deels met lucht, waardoor krimp en scheurvorming ontstaan. De watergehalte-range van vloeigrens tot uitrol- grens representeert de zogenoemde plasticiteits- index I P; evenals de vloeigrens en uitrolgrens is de grootte daarvan afhankelijk van de kleisoort. Onder figuur 3 is schematisch in beeld gebracht welke verbanden er bestaan tussen het (relatieve) watergehalte en de diverse condities waarin de klei kan verkeren: - de fase: de wijze waarop de klei zich in de uitvoe- ringspraktijk manifesteert - de sterkte: de ongedraineerde schuifsterkte bij 18 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 COLUMN Figuur 1 a-b-c Manipulatieve proefjes: indrukken van de vinger, de duim of de duimnagel in een klei-oppervlak. Piet Lubking PRIKKEN IN KLEI (5) GROND IN DE HAND HOUDEN Figuur 2 – Voorbeeld van de bepaling van de consistenties aan de hand van manipulatieve proeven. vloei- en uitrolgrens - de toestand: de fysische conditie waarin de klei verkeert - de consistentie: de getalswaarden van de con- sistentie-index, respectievelijk de bijbehorende kwalitatieve consistentie-aanduidingen Correlatie van consistentie en ongedraineerde schuifsterkte In het algemeen kan worden aangenomen dat van een bepaalde kleisoort de ongedraineerde schuif- sterkte c uis gerelateerd aan het heersende water- gehalte w volgens de betrekking: w + B. log c u= constant. Daarin is B een constante. Diverse onder- zoekers hebben aangegeven dat bij de vloeigrens (de overgang van vloeibaar naar plastisch) de on- gedraineerde schuifsterkte c uvoor alle kleisoorten gelijk is: c u! 1,5 - 2 kPa. Voorts is vastgesteld dat de sterkte bij de uitrolgrens (de overgang van plastisch naar halfvast) globaal 100 maal groter is dan de sterkte bij de vloeigrens: c u! 150 - 200 kPa. Daardoor geldt: w L+ B. log c uL= w P+ B. log 100 cuL , waarin c uL de sterkte bij de vloeigrens voorstelt. Hieruit volgt dat B = 0,5 (w L- w P) = 0,5 I P, zodat w + 0,5 I P. log c u= constant. Dat betekent dat er voor elke specifieke kleisoort (met een bepaalde plasticiteitsindex I P) een half- logaritmisch verband bestaat tussen relatief water- gehalte (watergehalte ten opzichte van vloeigrens en uitrolgrens) en ongedraineerde schuifsterkte. Het relatieve watergehalte wordt daarbij uitge- drukt als de consistentie-index of als de liquidi- teitsindex. Een en ander kan worden afgebeeld door een curve die het verband tussen sterkte en consistentie (of liquiditeit) weergeeft: bij de vloei- grens (I C= 0 of I L= 1) bedraagt de ongedraineerde schuifsterkte circa 1,5-2 kPa, bij de uitrolgrens (IC = 1 of I L= 0) circa 150-200 kPa. In figuur 4 is een aantal van dergelijke betrekkin- gen uit de literatuur ingetekend; zie de getrokken rode lijnen. In de geotechnische praktijk blijken de meeste verstoorde, normaal-geconsolideerde, na- tuurlijke kleien een verband te vertonen tussen sterkte en consistentie als weergegeven in het groen-gekleurde gebied van figuur 4. Ta bellen met correlaties Binnen de geotechnische, bodemkundige en geo- logische disciplines bestaan voor klei talloze offi- ciële en inofficiële correlaties van kwalitatieve sterkte-aanduidingen of consistenties en kwanti- tatieve sterkte-ranges; zie bijvoorbeeld de tabel- len van figuur 5a+b. Ten opzichte van elkaar laten dergelijke tabellen kleinere of grotere verschillen zien voor wat betreft omschrijvingen respectieve- lijk getalswaarden van ongedraineerde schuif- sterkte of consistentie. In sommige modernere systemen zijn de beschrijvende consistentie-aan- duidingen als’soft’ of’stiff’ vervangen door kwali- tatieve sterkte-aanduidingen, die de relatieve grootte van de sterkte-range vertegenwoordigen, bijvoorbeeld:’extremely low’ (c u< 10kPa),’very low’ (c u= 10-20 kPa),’low’ (c u= 20-40 kPa), ’medium’ (c u= 40-75 kPa),’high’ (c u= 75-150 kPa) en’very high’ (c u=150-300 kPa). Bovendien wor- den de tabellen soms aangevuld met kwantitatieve sterkte-ranges in termen van penetratieweer- stand, bijvoorbeeld van de conusweerstand q cin kPa (zie tabel van figuur 5b), de SPT-waarde in blows/foot of de CBR-waarde in %. In het algemeen laten de tabellen zien dat de omschrijvingen van de kwalitatieve ongedrai- neerde sterkte-aanduidingen van klei in de diverse classificatiesystemen lang niet altijd identiek zijn. De bijbehorende numerieke sterkteranges kunnen van systeem tot systeem eveneens verschillen vertonen. Het is daarom altijd belangrijk om bij opgegeven sterkte-aanduidingen of consistenties te vermelden welk classificatiesysteem is gehan- teerd. Deze en andere onderwerpen die voor de prak- tiserende geotechnicus interessant en belangrijk kunnen zijn, komen aan de orde in de door PAO Te c h n i e k e n M a n a g e m e n t a a n g e b o d e n c u r s u s CGF-M (Masterclass ‘Handen aan de grond’) en worden behandeld in het bijbehorende boek 19 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 COLUMN Figuur 3 – Verband tussen volume en watergehalte van een klei, inclusief de condities waarin de klei kan verkeren op basis van het watergehalte. Figuur 4 – Verbanden tussen co nsistentie- (of liquiditeits-)index en ongedraineerde schuifsterkte voor verstoorde natuurlijke kleien. Figuur 5a-b – Voorbeelden van tabellen met correlaties van co nsistentie en sterk te. Een korte inleiding over de Oosterweelverbinding Om de mobiliteit, de verkeersveiligheid en de leefbaarheid in en rond Antwerpen te verbeteren voorziet het Masterplan 2020 een derde Schelde- kruising (naast de bestaande Kennedytunnel en de Liefkenshoektunnel) die de linker- en rechteroever verbindt. Dit plan is nu geüpdatet tot een gemeen- schappelijk gedragen Routeplan 2030 en het is multimodaal: het pakt het mobiliteitsprobleem aan met projecten rond wegen, openbaar vervoer en waterwegen. De Oosterweelverbinding, als deel van het Route- plan 2030 maakt de Antwerpse Ring rond. Het bouwproject bestaat uit verschillende onderdelen, waarin we 4 grote blokken kunnen onderscheiden (figuur 1): • Scheldetunnel (1) • De werken aan de Oosterweelknoop (2) • De kanaaltunnels (3) • Werken aan de Noordelijke R1 (Ring van Antwer- pen) (4) Op Rechteroever wordt de ring ondertunneld en ingesleufd (afbraak viaduct van Merksem) zodat een maximale overkapping wordt mogelijk ge- maakt. Het onderwerp van dit artikel bevindt zich in zone 4 (figuur 1). Situering van het project Voorafgaand aan de hoofdwerken van de Ooster- weelverbinding dienen een aantal voorbereidende werken uitgevoerd. Dit omvat o.a. het op grote diepte heraanleggen van nutsleidingen en leidin- genkokers die het Viaduct van Merksem kruisen, zodat de R1 hier tijdens de hoofdwerken van Oosterweel verdiept kan worden aangelegd in sleuf en tunnels. De waterloop van het Groot Schijn wordt eveneens verlegd zodat ruimte wordt gecreëerd voor een nieuw aansluitingspunt met de Ring. Bij de uitwerking van deze werken is telkens nagegaan of deze konden gecombineerd worden met andere werken van het Masterplan of van de partners (werken-met-werken combineren). In dit geval werden de voornoemde voorberei- dende werken gecombineerd met de heraanleg van de Noordersingel. In dit artikel wordt gefocust op de voorbereidende werken ter hoogte van de Noordersingel en het Sportpaleis!en in het bijzonder over het verleggen van de bestaande Schijn-Schelde verbinding (de verbinding tussen de waterloop het Schijn en het Lobroekdok) doorheen een koker van 4 op 2,5 meter (op figuur 2 aangegeven in het geel). Het nieuwe!tracé!van de aan te leggen kokers kruist echter de bestaande!Ø!3,2m!centrale! toevoerleiding van!het!Aquafin!zuiveringsstation, dat het afvoerwater van een groot deel van Antwerpen moet zuiveren (roze op figuur 2). Dit blijkt allerminst eenvoudig… Meer nog kan de bestaande afvoer niet buiten dienst gesteld worden, waardoor er dus onder de leiding gewerkt zal moeten worden!terwijl deze in dienst blijft. Tijdens de uitvoering is veiligheid en risicobeheersing dus een absolute must. Om de risico’s optimaal te beheersen is een gron- dige kennis van de ondergrond noodzakelijk. Grondlagenopbouw Figuur 3 toont de meest relevante sondering ter hoogte van de bouwput. Hierop worden de vol- gende lagen onderscheiden [1]. De bovenste lagen zijn aangevulde lagen en de bovenlaag van het quartair. In deze zone bedroeg de dikte ongeveer 1,5 meter voor de aanvulling en 4 meter voor het Quartair. Het quartair rust hier op de formatie van Lillo. Daaronder bevindt zicht de Formatie van Kattendijk, die op zijn beurt rust op de Formatie van Berchem. De formatie van Lillo is overwegend zandig en wordt gekenmerkt door een grote rijkdom aan schelpen en een glauconietgehalte van 8 a 9 % [5]. De Formatie van Kattendijk bestaat uit donker- groen tot grijsgroen, meestal fijn tot middelmatig fijn, glauconietrijk (rond 25%) zand en werd ge- vormd tijdens het Plioceen. De Formatie van Berchem bestaat vooral uit groen tot zwart zand met een hoog glauconietgehalte. De formatie bestaat uit de Zanden Van Antwerpen, De Zanden van Kiel en de Zanden van Edegem en dateert uit het Midden en Onder-Mioceen. Problematiek van de uitvoering Om de kruising van de Schijn-verbinding met de bestaande aanvoerleiding van het Aquafin 22 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 OM DE WATERAFVOER VAN ANTWERPEN NIET IN HET GEDRANG TE BRENGEN… RISICOBEHEERSING EN OPTIMALISATIE VAN DE UITVOERING VAN EEN SIFONCONSTRUCTIE OP DE NOORDERSINGEL TE ANTWERPEN Figuur 1 – Overzicht van de voorkeursvariant voor de Oosterweel- verbinding. Bron: www.ooster- weelverbinding.be Ir. Stéphane MarichalVe r a ntw o o rd e l i j ke St u d i e d i e n s t I n f r a s t r u c t u u r ,BESIX Infra zuiveringsstation mogelijk te maken werd in het oorspronkelijke ontwerp een sifonconstructie voorzien!in de kokerleiding!onder de!Aquafin- leiding!zelf, uit te voeren binnen damplanken.!Om de waterdichte aansluiting onder!en rond!de leiding!te kunnen realiseren!werd!VHP-grouting voorzien. Gelijktijdig met de koker voor de Schijn-Schelde verbinding (blauw op figuur 4) wordt er ook een tweede koker uitgevoerd, die de afwatering van de Ring moet voorzien (rood op figuur 4). Deze laatste moest door de opgelegde fasering als eerste klaar zijn omwille van een strikte deadline, waardoor het noodzakelijk was om de rode koker als eerste aan te leggen. De impact van de werken op de mobili- teit is immers enorm! De aanleg van de tweede leiding op voorhand beperkt natuurlijk aanzienlijk de beschikbare ruimte!!Daar komt bij dat aan de andere zijde van de sifon een gasleiding Ø500mm ligt die onmoge- lijk verplaatst kan worden. Dit alles wordt samen- gevat op figuur 4. Rekening houdend met al deze randvoorwaarden op figuur 4 is de uitvoering van een sifonconstruc- tie op die schaal allerminst evident, zeker daar de aanvoerleiding van het Aqaufin zuiveringsstation te allen tijde in dienst moet blijven. Er zijn bovendien!een heel aantal, voornamelijk geotechnische,!problemen die komen kijken!bij de uitvoering van deze specifieke!sifonconstructie:! De invloed van de grondwaterbemaling tot wel!bijna 12 meter diep, met de naastliggende Aquafin-gebouwen,!de ring rond Antwerpen!en de naastgelegen spoorwegen.! De aanwezigheid van!glauconiethoudende!zan- den (zie inzet), waar de voorziene damplanken moeilijk/onmogelijk tot op grote diepte in te brengen zijn [2].!Door hun hoog ijzergehalte bestaat er een risico van het verstoppen van de bemaling door roestafzettingen. Glauconiet is een kleimineraal dat onder de vorm van donkergroene korrels in heel wat mariene zanden voorkomt. De korrels hebben nagenoeg dezelfde afmetingen als de deeltjes van de zandmatrix waarin ze voorkomen. Doordat glauconiet echter uit klei- mineralen bestaat zijn ze veel zachter dan het kwartszand. Glauconietkorrels kunnen dan ook gemakkelijk vervormd en verbrijzeld worden. Dit heeft een belangrijke impact op de geotechnische 23 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 SAMENVATTING Bij de voorbereidende werken voor het Oosterweelproject in Antwerpen dient de afvoer van de rivier Het Schijn naar het Lobroekdok verlegd te worden doorheen nieuw aan te leggen kokerleidingen. Dit nieuwe kokertracé gaat onderdoor de bestaande aanvoerleiding van het Aquafin zuiveringsstation dat een groot deel van het afvoerwater van Antwerpen moet zuiveren. In het ontwerp werd de realisatie van de kruising voorzien d.m.v. een sifon. Gelet op de beperkende randvoorwaarden (de Aquafinleiding diende tijdens de werken in dienst te blijven, gelijktijdige uitvoering van tweede naastliggende kokerleiding, nabijheid gasleiding, specifieke grondgesteldheid, beperking impact op omgeving) werd de constructie geoptimaliseerd. Hierbij speelden geotechnische randvoorwaarden een belangrijke rol. SAMENVATTING Figuur 2 – Overzichtsplan van de werken aan de Schijnpoort en de Noordersingel. ©ROTS Figuur 3 –Grondlagen- opbouw ter hoogte van de sifonconstructie: A: Aanvulling B: Quartair (Formatie van Arenberg) C: Formatie van Lillo D: Formatie van Kattendijk E: Formatie van Berchem / Zanden van Antwerpen. Rode lijn: oorspronke- lijke beschoeiings- diepte. Roze lijn: aangepaste beschoei- ingsdiepte door optimalisatie. eigenschappen en het gedrag van zandgronden met een significant gehalte aan glauconiet. Mechanische bewerkingen op glauconiethoudende zanden die resulteren in een verbrijzeling van de glauconietkorrels, zoals tunnelboringen, verdichtings- werken, heiwerken, kunnen heel wat problemen op- leveren. Het gedrag van de grond evolueert immers van zandig tot uitgesproken kleiig, en vereist dan ook aangepaste uitvoeringsmethoden [3]. De gefaseerde uitvoering van de bouwput, ter- wijl de naastliggende koker reeds in dienst is. De bouwput wordt aan twee overstaande zijden beperkt in breedte door deze koker en een bestaande gasleiding. De waterstanden in de buis!zijn enkel bij droog weer voldoende klein en!de afvoer!moet!te allen tijde gewaarborgd worden. Overpompen van een buis Ø3200 mm is!hier!economisch niet haalbaar.! De gesteldheid van de Aquafinbuis is op voor- hand niet gekend en falen van de riolering moet te allen tijde vermeden worden (bij breuk is de economische schade niet te overzien)! De waterdichting onder de bestaande!Aqua- finleiding!is niet eenvoudig te realiseren. De problematiek van bemaling in glauconiet- houdende zanden (mogelijke verstopping van de afvoerleidingen van de bemaling door ijzerafzet- tingen). Deze problemen dwingen tot een bijzondere uitvoering.! De praktische uitvoering • EEN!UITVOERING!OP MAAT Een uitvoering op maat!moet de!verschillende onzekerheden en risico’s in het project!kunnen ondervangen zodat geen grote economische gevolgschade kan optreden. Bij de aanpak van het project werd dan ook eerst!een uitgebreide risicoanalyse uitgevoerd en!alle beschikbare informatie geraadpleegd om de situatie ter plaatse zo goed mogelijk in kaart te brengen.!Op basis hiervan wordt getracht om alle mogelijke scena- rio’s te analyseren en te bekijken hoe deze op te vangen tijdens de effectieve uitvoering.! Zo werden oplossingen bedacht voor de verschil- lende!hierboven genoemde!problemen en andere eventuele restrisico’s die zouden kunnen voort- komen uit de gekozen uitvoeringsmethode. De meest relevante worden samengevat in tabel 1. Rekening houdend met de risico’s werden verschil- lende technieken tegen het licht gehouden evenals geotechnisch en economisch geanalyseerd. Zo zou een oplossing!met jetgrouting eventueel mogelijk!geweest!zijn!als de koker en de gasleiding niet aanwezig waren,!maar!deze uitvoering!is! economisch allerminst voordelig: door de uitgra- ving tot 12!meter diep!en de onmogelijkheid om de!grouting!volledig!te wapenen,!zou de! grouting!behoorlijk!breed moeten zijn om zowel water-!als!grondkerend!te zijn.!Het is ook niet een- voudig om de zone net onder de buis waterdicht te maken door diepe ligging en de grote diameter. (Ø3200mm!)!(Zie de gele zone op figuur 4). Insijpeling!van water uit onderliggende lagen tussen de verschillende lamellen zou!ook!mogelijk zijn.!De!aanwezige!overwegend zanderige gron- den!in combinatie met!de moeilijke waterdichting maken!het beperken van de invloed van de bema- ling naar de omgeving toe een must.! Daar komt bij dat de bestaande afvoerleiding van Aquafin niet!toegankelijk!is!omwille van!het grote debiet en de mogelijke aanwezigheid van gassen. Het was dus!onmogelijk om de staat van de buis op die!locatie op voorhand te bepalen, los van het!lokaliseren!van de leiding van bovenuit. Omdat er onder de buis door gewerkt moet worden is het naar veiligheid toe zeer belangrijk dat ook dit mee in rekening gebracht wordt bij de uitein- delijke uitvoering!! Ook bij palenwanden zou dezelfde problematiek van de waterdichtheid onder de leiding een belangrijke rol spelen. • BEPERKEN VAN DE INVLOED VAN DE BEMALING Omdat uit de analyse bleek dat de waterdichtheid (althans niet economisch) kon worden gegaran- deerd en er dus ook invloed optreedt naar buiten toe, is een beperking van de invloed van de bema- ling een must. De uiteindelijke oplossing bestond erin om!een speciale put te bouwen rond de bestaande leiding terwijl deze in dienst bleef. Door de afwatering van de Schijn-Schelde verbin- Figuur 5 – De invloed van de bemaling vóór (rood) en ná (groen) de optimalisatie ©Google . De grafiek toont de maximale te verwachten zettingen voor verschillende aannames van de doorlatendheids-coëfficiënt k. 24 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Figuur 4 – Dwarsprofiel en bovenaanzicht van de uit te voeren kokers met aanduiding van de problematiek. ding (blauw)!zonder sifon uit te voeren, kon de uitgravingsdiepte met 2,5 meter of iets meer dan 20% beperkt kon worden.!Door de te keren hoogte te verlagen,!vermindert ook!de!benodigde!wape- ning in de bouwput, de wapening van de construc- tie, de!invloed van de!grondwaterverlaging, etc.!Vooral dit laatste is een belangrijke!factor door de nabijheid van het!Aquafin!zuiverings- station en de ring rond Antwerpen. Het effect van de bemalingsdiepte op de verwachte zettingen wordt getoond op figuur 5, waar de te verwachte zettingen uitgezet werden voor beide situaties in functie van verschillende waarden voor de door- latendheid k (uitgaande dat de verticale door- latendheid identiek is aan de horizontale door- latenheidscoëfficiënt). Het hoekig verloop valt te verklaren door het beperkte aantal rekenpunten en de stopcriteria voor de zettingsberekeningen. De alternatieve!uitvoering zonder sifon bood een antwoord op de bovenstaande problematiek, terwijl de risico’s!geotechnisch!beperkt werden. Bovendien werd een sifonconstructie vermeden zodat er geen speciaal onderhoud nodig zal zijn. Wel was deze constructie niet eenvoudig te realiseren. Hieronder wordt dieper ingegaan op de speciale uitvoeringsmodaliteiten die werden toegepast tijdens de uitvoering. Speciale uitvoeringsmodaliteiten • OPZUIGEN VAN GRONDEN Ondanks de optimalisatie van de constructie blijft de uitvoering niet evident.!De beperkte beschik- bare ruimte maakt het moeilijk om de graafwerken uit te voeren met grote machines. Kleine machines beneden in de bouwput plaatsen was nagenoeg onmogelijk. Dankzij de aanwezigheid van zande- rige grond was het echter wel mogelijk om de grond te laten opzuigen. Dit vereenvoudigde en versnelde de uitgraving onder en rond de!Aquafin- leiding!(figuur 6). • SOILMIXMOTEN DEELS ONDER DE BUIS De waterdichtheid onder de koker kon niet gega- randeerd worden, maar door de uitvoering van de bouwput met!soilmixmoten!(figuur 7) werd het wel mogelijk om de opening onder de koker te beper- ken. De!cuttersoilmixmachine!is immers in staat om ook op diepte zijdelings te bewegen.!Voorzichtig- heid is wel geboden bij het omhoogtrekken van de mast! De onderkant is immers breder dan de bovenkant. • EEN AANGEPASTE BOUWWIJZE EN FASERING Gezien de strakke deadline en de complexiteit van de uitvoering werd de fasering van de uitvoering op voorhand zeer duidelijk vastgesteld (figuur!8).! De strikte fasering was nodig om de uitvoering van de constructie na!het verwijderen van de!Aqua- finleiding!mogelijk te maken. Figuur 6 – Het wegzuigen van de zanderige grond vergemakkelijkt de uitvoering bij plaatsgebrek. Figuur 7 – Bij de soilmixmoten is het mogelijk om beperkt horizontaal onder de buis te mixen. (Met de nodige voorzichtig- heid!) 25 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Figuur 8 – De fasering van de constructie. 26 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 • VERANKEREN VAN DE LOSSE BUISELEMENTEN De bestaande buis werd doorgezaagd en verwij- derd in één!stuk. Hiervoor was het nodig om de bestaande losse buiselementen aan elkaar te bevestigen. Het verwijderen van de buis zelf is weergegeven in!figuur 9. • UITVOERING VERSNELLEN DOOR PREFAB ONDERDELEN (TER PLAATSE GEMAAKT) Na het verwijderen werd een ter plaatse geprefa- briceerde koker in de put!neergelaten!en aange- stort. Dit alles werd uitgevoerd bij droog weer, zodat het risico van de afvoer van het!riolerings- water beperkt bleef (figuur!10). • ZONES MET BEPERKTE WAPENING VOOR DE KOKERS Om de kokers aan te kunnen sluiten op de nieuw uitgevoerde constructie (zie fasering op figuur 8) was het nodig!dat de beschoeiing bouwput op die plaatsen doorbroken werd. Ook hiermee werd rekening gehouden tijdens het ontwerp van de bouwput.!De zones waar de kokers aangesloten moeten worden, werden beperkter gewapend (figuur 11). De andere zones bevat ten meer wapening. Ook werd de ruimte rondom de geplaatste betondelen opgevuld met zandcement. Op deze manier werkte de constructie zelf deels als scho- ring, zodat de wapening in de beschoeiing geredu- ceerd kon worden. De wapening in de constructie zelf moest niet aangepast worden omdat de constructie in de uiteindelijke situatie door de grote diepte en de hoge waterstanden veel grotere lasten moest opnemen dan tijdens de bouwfase zelf! Besluit Door rekening te houden met de geotechnische randvoorwaarden, het strakke tijdsframe en de Aquafinleiding die in dienst moest blijven, was het toch mogelijk om de constructie op een verantwoorde manier uit te voeren. Dit is enkel mogelijk geweest door de uitgebreide voorberei- ding, de risicoanalyse en de goede samenwerking tussen de verschillende partijen in het project. Speciale dank gaat uit naar de mensen van BAM en de THV Schijnpoort voor hun inzet vóór en tijdens de werken. Referenties [1] Samenstellen van het geotechnisch dossier voor de sluiting van de Ring rond Antwerpen (Mas- terplan Antwerpen) - Geotechniek – Oktober 2008 - Gauthier Van Alboom et al. [2] Full-scale field test (sheet)pile drivability in Antwerp (Belgium) - R.E.P. de Nijs, F.J. Kaalberg, G. Osselaer, J. Couck, and K. van Royen - Geotech- nical Engineering for Infrastructure and Develop- ment. January 2015, 1085-1090. [3] Glauconiethoudende zanden – Geotechniek – April 2012 – Gauthier Van Alboom, Jan Maertens, Hilde Dupont, Koen Haelterman. [4] G. Osselaer, J. Couck, K. Van Royen – paper on XVI ECSMGE 2015, XVI European Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Edinburgh 13-17 September 2015. [5] Geologie van Vlaanderen – Michael Borremans, 2015, Academia Press, Gent, 492p. ! Figuur 9 – Aanduiding van de zaagsneden en verstevigings- elemeneten op de bestaande buis. De zaagsneden werden uitgevoerd onder een kleine helling om vast- klemmen te voorkomen. Figuur 10 – Het hijsen van de prefab U-bak. De lastenverdeling door het kader maakte een slanke uitvoering in één stuk mogelijk. Foto J. Lathouwers Figuur 11 – De zone waarin de wapening zoveel mogelijk werd beperkt om het aansluiten van de kokers doorheen de wanden later zo eenvoudig mogelijk te maken. 14 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Inleiding Parameterbepaling is een wezenlijk onderdeel van de geotechniek. Daarbij is het zaak een veilig, maar reëel beeld te geven van de sterkte van de ondergrond. Hierbij moet men wel in gedachten houden dat niet alleen de parameters an sich een rol spelen. Binnen het spoor “actuele sterkte” of “probabilistisch rekenen” is ook de verdeling van de sterkteparameters van belang. Aan de andere kant speelt de introductie van de proevenverzame- lingstool op de site van Helpdeskwater een rol. Na invoer van de data worden automatisch alle bijbehorende statistische eigenschappen per grond- soort gegenereerd. Hier ontstaat een paradox met de onderzoek sporen die nu lopen. Aan de ene kant ontstaan er tools die al het analyse werk uit handen nemen, zodat de mens steeds minder analyses hoeft te maken. Maar aan de andere kant wordt juist het (data) analysewerk steeds belangrijker. Daardoor worden vragen als “welke keuzes zijn gemaakt” moeilijk te beantwoorden. Dit artikel gaat in op het gebruik van Bayesiaanse statistiek binnen de geotechniek. Specifiek is gekeken naar de bepaling van gedraineerde sterk- teparameters bij lage effectieve spanningen (0 tot 20 kPa) voor een regionale proevenverzameling, zoals bij regionale keringen. Bij dergelijke situaties speelt de cohesie een centrale rol. Echter geeft de tool vaak lage cohesies of zelfs negatieve waarden. Deze parameter is echter wel essentieel voor de taludstabiliteit, zonder deze is het moeilijk om een talud met een helling van 1:2, of steiler, veilig te verklaren. De vraag “welke keuzes zijn gemaakt”, is dan ineens een wezenlijke vraag. Hoe kan het dat een theoretische benadering (statistiek), niet aansluit bij de praktijk (cohesie groter dan nihil). Dit is gedoopt tot “het cohesie probleem”. Bayesiaanse statistiek is onder andere beschreven in [Lit. 1] en [Lit. 2]. De daar beschreven methode heeft als nadeel dat deze alleen toepasbaar is voor puntwaarden. In dit artikel is de Bayesiaanse sta- tistiek uitgebreid met regressie. Daarnaast zijn met de mogelijkheden binnen de Bayesiaanse statistiek steeds stappen gezet om de fysieke situatie mee te nemen en zo het gat tussen theorie en praktijk te dichten. Daarmee is een aangescherpte, maar verantwoorde, waarde gezocht voor de schuif- sterkte en daarmee de cohesie. ‘Het cohesie probleem’ Gedraineerde sterkte wordt in de Nederlandse praktijk bepaald door middel van laboratorium- proeven, zoals triaxiaalproeven en DSS-proeven. De analyse hiervan is beschreven in [Lit. 3]. Samen- vatting is dat de proefresultaten een puntenwolk geven. De specialist trekt vervolgens een gemid- delde lijn door de puntenwolk. De helling van deze lijn is “tan !” ook wel de sinus van de hoek van inwendige (sin "’). De intercept van de lijn is “a”. Deze leidt tot de cohesie (c’ = a / cos "’). Omwille van de eenvoud spreekt dit artikel verder over “helling” (a 1) en “intercept” (a 0). De vervolgstap is het bepalen van veilige waarden, lees: karakteristieke parameters. De proeven- verzamelingstool past lineaire regressie toe. De vergelijking is weergegeven in EQ1. Het bepalen van karakteristieke parameters gaat aan de hand van de bijbehorende statistiek. Deze bestaat uit twee delen. Naast de meest waarschijnlijke trendlijn bestaat nog een scala aan alternatieve trendlijnen. Die hebben alle een iets andere helling en intercept, maar gaan allemaal door het midden van de puntenwolk met proefresultaten. Dit scala aan alternatieve trendlijnen vormt samen het betrouwbaarheidsinterval. Het betrouwbaarheids- interval is EQ2 met als invoerwaarde #2= 0. Geen van de voorgaande trendlijnen gaan exact door alle meetpunten. Er bestaat rondom iedere trend- lijn nog een onzekerheidsmarge. Het scala van alle trendlijnen met ieder zijn onzekerheidsmarge vormt gezamenlijk het voorspellingsinterval. Het voorspellingsinterval is EQ2 met als invoerwaarde #2= 1. EQ1 Lineaire regressie: EQ2 Statistisch interval Vanuit de vigerende richtlijnen is weinig aandacht voor trendlijnen en de statistiek daarop. Er is dan ook geen definitie voorhanden van de karak- teristieke ondergrens bij lineaire regressie. Bij een regionale proevenverzameling is conform [Lit. 4] sprake van een reductie van de spreiding (#2= 0,25). Dit artikel definieert de karakteristieke ondergrens voor een regionale proevenverzame- ling met spreidingsreductie als vergelijking EQ2 met als invoerwaarde #2= 0,25. Zodra gebruik wordt gemaakt van lineaire regres- sie, is de analyse gebonden aan de kaders van lineaire regressie. Deze neemt alle mogelijke trendlijnen mee, ook als die een negatieve schuif- sterkte geven. Daarnaast heeft iedere trendlijn een foutterm die constant is. Dit zorgt ervoor dat de karakteristieke ondergrens, per trendlijn, een parallelle lijn is aan de gemiddelde lijn, maar dan omlaag verschoven. Daardoor wordt onzekerheid alleen in mindering gebracht op de cohesie. Soms zoveel dat de cohesie negatief wordt, dus lager dan het fysische minimum. Vaak wordt de 5% ondergrens bepaald. Wanneer de 1% ondergrens, BAYESIAANSE REGRESSIE TER BEPALING VAN K ARAK TERISTIEKE STERK TES Figuur 1 – Stappenschema binnen Bayesiaanse statistiek. Per stap staan de variabelen waarmee de statistiek dichter bij de fysische realiteit is gebracht. Ir. B.T. van Meekeren Antea Group, Heerenveen, Geotechnisch adviseur. SAMENVATTING 15 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 of de 0,1% ondergrens wordt bepaald, dan wordt de cohesie nog verder gereduceerd. De vraag is dan ook niet of de cohesie negatief kan worden met lineaire regressie, maar wanneer dit optreedt. Er is gezocht naar een alternatieve vorm van statis- tiek die zowel rekening houdt met regressie als toepasbaar is voor regionale proevenverzamelin gen. Zodat op deze manier invulling kan worden gegeven aan “het cohesie probleem”. Deze zoek- tocht is uitgekomen bij de Bayesiaanse statistiek als mogelijk alternatief. Bayesiaanse statistiek Bayesiaanse statistiek bouwt voort op de ‘regel van Thomas Bayes’ (1702-1761). Centraal staat het begrip voorkennis en conditionele kansen. Met de introductie van software pakketten die het reken- werk overnemen, neemt de toepassing en ge- bruiksvriendelijkheid van Bayesiaanse statistiek toe. Voor dit artikel is gebruik gemaakt van het software pakket R en daarbinnen de plug-in RSTAN [Lit. 5]. Deze maakt gebruik van de Markov Chain Monte Carlo (MCMC) methode. In deze context kan de MCMC methode zo geïnter- preteerd worden dat de software een arbitraire helling en intercept neemt. Als de arbitraire waar- den goed passen bij de data, dan worden deze bewaard. Zo niet, dan worden de waarden verwor- pen. De methode geeft na enige iteraties (ca. 1 minuut) een set trendlijnen (ca. 4000) die passen bij de data. Deze trendlijnen vormen samen het betrouwbaarheidsinterval. Iedere trendlijn heeft een onzekerheidsmarge. De combinatie van alle trendlijnen met de onzekerheidsmarges geeft het voorspellingsinterval. De statistiek bestaat uit drie stappen: prior, gene- rative model en posterior. Binnen deze stappen zijn er meerdere variabelen die gewijzigd kunnen worden (zie figuur 1). Met het aanpassen van deze variabelen is stapsgewijs meer voorkennis en fysische realiteit opgenomen in de statistiek. Baysesian updating De prior bevat de informatie die op voorhand bekend is, dus voordat naar de data is gekeken. Als er geen enkele informatie op voorhand bekend is, dan is de uitkomst gelijk aan de “klassieke” lineaire regressie. De informatie in de prior is op te delen in twee delen: systeemkennis en specifieke kennis. Systeemkennis bestaat uit het toevoegen van kaders die logisch zijn vanuit de fysieke situatie. Zo kan de cohesie nooit kleiner zijn dan 0 kPa. De hoek van inwendige wrijving kan niet kleiner zijn dan 0° en niet groter zijn dan 90°. Afhankelijk van de modelleursvisie kan de systeemkennis verder aan- gescherpt worden, bijvoorbeeld: "’ < 45 0. Specifieke kennis betreft het toepassen van Bayesian updating, zoals het gebruik van kennis uit andere proevenverzamelingen. Dit is reeds be- schreven in [Lit. 1]. Statistische herstructurering Het generative model is het model waar de para- meters in worden verwerkt. Een voorbeeld daarvan is EQ1 die hoort bij lineaire regressie. Deze kan aangepast worden als daar behoefte aan is. Bij lineaire regressie geeft de werkwijze van EQ1 soms vreemde resultaten. Bijvoorbeeld dat de cohesie gemiddeld 1 kPa is met een standaarddeviatie van 5 kPa. De karakteristieke waarde is dan structureel negatief. Dit komt doordat de standaarddeviatie groter is dan de gemiddelde waarde. Dit probleem komt echter structureel voor bij grondsoorten met een lage waarde voor de cohesie, zoals zandige klei. Er is gezocht naar een andere structuur voor het generative model die dit voorkomt. Statistiek op de sterkte eigenschappen van zand gaat uit van zo’n andere structuur. Daar bestaat de sterkte alleen uit de hoek van inwendige wrijving. Daardoor zit de onzekerheid alleen in de hoek van inwendige wrijving en niet in de cohesie. De rekenwijze hiervan is weergegeven in EQ3. Omdat bij zand de onzekerheid zit in de hoek van inwen- dige wrijving, verandert de onzekerheid met de effectieve spanning. Alternatief binnen regressie is om niet alleen onzekerheid te definiëren op de intercept ( $0), maar net als bij zand, ook bewust op de helling ( $1). Dit is weergegeven in EQ4. Dit is een herstructurering van de statistiek. Dit is onoplosbaar binnen lineaire regressie, maar inpasbaar binnen Bayesiaanse statistiek. EQ3. Regressie bij zand: EQ4. Alternatieve regressie: Binnen Bayesiaanse statistiek zijn de onzeker- heden gekozen als een percentage van de intercept en helling. Daardoor sluit de analyse op twee vlakken beter aan bij de fysieke situatie. 1. Veiligheid wordt behaald door het verlagen van de cohesie en de hoek van inwendige wrijving. 2. Onzekerheid is gedefinieerd als percentage van Figuur 2 – Vergelijking tussen lineaire regressie en Bayesiaanse statistiek. Bij parameterbepaling komt het voor dat de karakteristieke waarden lager zijn dan het fysische minimum, zoals een schuifsterkte lager dan nul. Daarom is afgeweken van de lineaire regressie statistiek om te kijken of de Bayesiaanse statistiek een oplossing biedt. Bij de toegepaste (Bayesiaanse) statistiek is de range van variabelen van te voren ingeperkt. Er zijn alleen maar fysisch realistische variabelen geaccepteerd. In een rekenvoorbeeld scheelt dit een factor 2 op de cohesie en 45% op de schuifsterkte. de gemiddelde waarde. In deze analyse is de standaarddeviatie van de cohesie begrensd op 50% van de gemiddelde waarde. Dit minimaliseert negatieve parameters. Karakteristieke waarden De posterior is het resultaat van de Bayesiaanse statistiek. Dit bestaat hier uit 4000 trendlijnen. Doel van deze dataset is het bepalen van de karak- teristieke ondergrens voor een regionale proeven- verzameling. Daarbij mag spreidingsreductie worden toegepast met #2= 0,25. Binnen de Bayesiaanse statistiek wordt alleen gewerkt met het voorspellingsinterval ( #2= 1). Het blijkt dat de 15% ondergrens van het voorspellingsinterval overeenkomt met de karakteristieke ondergrens (zie EQ5). Deze werkwijze is geverifieerd met de lineaire regressie. De afwijkingen zijn verwaar- loosbaar (<0,3 kPa). EQ5. 15% ondergrens: Rekenresultaten De impact van voorgaande is in beeld gebracht in een rekenexercitie. Dit is gedaan voor acht proeven op Antropogene klei. Deze proevenverzameling heeft een hoge gemiddelde cohesie. In figuur 2 zijn de proefresultaten weergegeven. Met lineaire regressie is een trendlijn bepaald met een karakte- ristieke onder- en bovengrens. Dit is ook gedaan voor de Bayesiaanse regressie. De analyses hebben de volgende eigenschappen: • Lineaire en Bayesiaanse regressie: a0gem = 8,1 kPa, a1 gem = 0,40 ! "’= 24 o. • Lineaire regressie: a0lin;kar = 2,1 kPa, a1 lin;kar = 0,40 ! "’= 24 o. • Bayesiaanse regressie: a0bay;kar = 5,4 kPa, a1 bay;kar =0,35 ! "’= 20 o. Te z i e n i s d a t d e g e m i d d e l d e t r e n d l i j n v o o r l i n e a i r e regressie en Bayesiaanse regressie hetzelfde is. Het interval met karakteristieke waarden verschilt tussen beide statistiekvormen. Het interval van Bayesiaanse statistiek is smaller bij lage spannin- gen en breder bij hoge spanningen. Het omslag- punt ligt halverwege de meetdata. Uit de analyse van de karakteristieke ondergren- zen blijkt dat bij lineaire regressie de helling niet is gereduceerd. Alle veiligheid is behaald door het verlagen van de intercept. De intercept is daardoor slechts 26% (=2,1/8,1) van de gemiddelde waarde. Bij Bayesiaanse statistiek is de karakteristieke ondergrens bepaald door het aanpassen van de helling en de intercept. De karakteristieke helling is daardoor 85% (=0,35/0,40) van de gemiddelde waarde. De karakteristieke intercept is daardoor 66% (=5,4/8,1) van de gemiddelde waarde. Ver s ch i l t u s s e n b e i d e m e t h o d e s i s z i cht b a a r b i j lage en hoge spanningen. Het traject van het “cohesie probleem” ligt bij lage spanningen. Dit deel is doorslaggevend bij stabiliteitsbereken- ingen waar de glijvlakken zich ondiep bevinden. Daar biedt de Bayesiaanse statistiek de meeste winst ten opzichte van de klassieke statistiek. De karakteristieke cohesie ligt bij de Baysesiaanse statistiek een factor 2 hoger. Bij effectieve span- ningen van %’ = 10 kPa ligt de karakteristieke sterkte daardoor 2,8 kPa hoger, wat een toename is van 45% in de sterkte. Er is een stabiliteitsbere- kening gemaakt voor een regionale kering met een 1:2 talud en 2,6 m kerende hoogte. Bij het rekenen met de Bayesiaanse parameters neemt de stabili- teitsfactor toe met 33% (van SF = 0,80 naar 1,07). Er is een vervolganalyse gedaan voor meer duiding van het verschil. Deze bestaat de volgende twee analyses: 1. Bayesiaanse analyse met alle aanscherpingen. 2. Analyse met uitgangspunten analoog aan line- aire regressie. Het ontstaan van negatieve waarden voor de cohe- sie heeft te maken met de waarschijnlijke trend- lijnen en met de foutmarges per trendlijn. De eerste is aangescherpt door aanpassingen in de prior. De resultaten staan in figuur 3. Daarin staan de helling en de intercept van de waarschijnlijke trendlijnen. Te zien is dat met regelmaat cohesies lager dan nul voorkomen bij lineaire regressie (ca. 4% van de resultaten) net als extreme waarden (>20 kPa). Bij Baysesiaanse statistiek is deze bandbreedte ingeperkt. Een negatieve cohesie is ook waarschijnlijk als de standaardfout van een trendlijn groter is dan de 50% van de cohesie van de trendlijn. Bij lineaire regressie is dat het geval bij meer dan de helft van de mogelijke trendlijnen (2274x van de 4000 rekenresultaten). De onzekerheid is bij Bayesi- Figuur 3 – Helling en intercept van alle 4000 trendlijnen volgens lineaire regressie en Bayesiaanse statistiek. 16 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Ta bel 1 - Karak teristieke sterk teparameters bepaald met meerdere statistische methoden Nr. Kansverdeling Bron standaard- C’ kar "kar Schuifsterkte deviaties [kPa] [°] bij %’v= 10 [kPa] 1Bayesiaans Direct uit data 5,8 20,5 9,5 2Normaal Direct uit data 2,4 24,0 6,8 3a Normaal Alsof -8,3 7,4 -7,0 data 3b Lognormaal multistage is 0,3 12,7 2,5 4a Normaal Uit 2, 1,8 20,5 5,6 met 4b Lognormaal extrapolatie 3,8 20,6 7,5 5a Normaal Uit 2, 4,2 20,5 8,0 zonder 5b Lognormaal extrapolatie 4,9 20,6 8,6 17 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 aanse regressie verdeeld over de intercept en de helling, daardoor is de standaardfout van de cohesie afgenomen tot gemiddeld 30%. Verg e l i j k i n g m e t a n d e re m e t h o d e s Het bepalen van de karakteristieke schuifsterkte kan op meerdere statistische manieren. In tabel 1 zijn de karakteristieke waarden voor de cohesie en de hoek van inwendige wrijving weergegeven met meerdere methoden. De eerste twee zijn reeds eerder weergegeven, maar zijn nu conform [Lit. 3] formeel vertaald naar een cohesie en een hoek van inwendige wrijving. Parameters zijn ook bepaald met niet-regressie methoden. Deze methoden hebben als nadeel dat ze “hulp” nodig hebben om een vertaalslag te maken vanuit de laboratorium- data. Maar deze methoden hebben als voordeel dat de statistiek eenvoudiger is en dat de lognor- male verdeling toepasbaar is. Bij methode 3a en 3b zijn de data per drie gegroe- peerd en geïnterpreteerd alsof het multi-stage proeven zijn. Op basis daarvan is een gemiddelde waarde en een standaarddeviatie bepaald voor zowel de intercept als de helling. Bij methode 4a en 4b zijn de data geanalyseerd middels lineaire re- gressie. In Excel geeft het commando “Linest” voor de intercept en de helling de gemiddelden en stan- daarddeviaties. Deze gelden ter plaatse van het smalle deel van het interval van figuur 2 (ca. %’v= 65 kPa). Bij extrapolatie wordt het interval breder, dit is meegenomen in een correctie op de inter- cept. Bij methode 5a en 5b is hetzelfde gedaan als bij 4ab, maar zonder correctie. Uit tabel 1 blijkt dat de methoden een range aan resultaten geven. Daarbij geeft Bayesiaanse re- gressie hogere sterkten dan de andere methoden. De verschillen lopen uiteen van zeer groot met de methode van 3a en 3b (>> 100%), tot beperkt bij methode 5a en 5b (18% en 10%). Conclusie Parameterbepaling voor gedraineerde parameters gaat in de regel uit van lineaire regressie. Met re- gelmaat komt het voor dat de karakteristieke waarden lager zijn dan het fysische minimum, zoals een schuifsterkte lager dan nul. Dit komt doordat lineaire regressie een aantal onderliggende uit- gangspunten heeft. Dit leidt per definitie tot zeer lage schuifsterktes bij lage spanningen. De Bayesi- aanse statistiek is ten opzichte van CUR2008-2 uit- gebreid naar een vorm, waarbij ook rekening wordt gehouden met een regressie analyse. Met deze vorm van statistiek zijn de uitgangspunten die standaard gelden bij lineaire regressie genuan- ceerd. Dat wil zeggen dat alleen fysisch realistische variabelen zijn geaccepteerd. In het rekenvoor- beeld scheelt dit een factor 2 in de cohesie en 45% in de sterkte bij lage spanningen. Dit levert grote voordelen op bij stabiliteitsberekeningen. Een vergelijking met andere vormen van statistiek geeft dat Bayesiaanse statistiek bij lage spannin- gen structureel scherpere resultaten geeft. Alleen normale regressie heeft een (iets) grotere waarde voor de hoek van inwendige wrijving. Daardoor geeft deze bij hoge spanningen hogere sterktes. Deze zijn in de regel niet relevant in stabiliteits- berekeningen. De Bayesiaanse rekenwijze is opgenomen in een R-script. Dit is op aanvraag (kostenloos) verkrijg- baar bij de auteur. Literatuurlijst [Lit. 1] Calle, E. Et al (2008) Representatieve waar- den voor grondparameters in de Geotechniek; Geotechniek April; blz. 24-29. [Lit. 2] CUR (2008) Van onzekerheid naar betrouw- baarheid; CUR2008-2; ISBN: 978-90-376-0509-9 [Lit. 3] TAW (1988) Leidraad cel- en triaxiaal- proeven; par 2.4. [Lit. 4] TAW (2001) Technisch Rapport Water- kerende Grondconstructies; bijlage 1, par 1.5. [Lit. 5] Stan Development Team (2018). RStan: the R interface to Stan. R package version 2.17.3. http://mc-stan.org. ! Excel in creating sustainable solutions for a better world BESIX Nederland is als multidisciplinair bouwbedrijf ruim 25 jaar aanwezig op de Nederlandse markt en heeft succesvol deelgenomen aan tal van! innovatieve en toonaangevende projecten die het Nederlandse landschap mee vormgeven.!BESIX Nederland heeft mee gebouwd aan projecten zoals de 2de!Coentunnel, Renovatie van de Velsertunnel, Lammermarkt- en Garenmarktgarages, de Hogeschool Utrecht, Traverse in Dieren, de Prinses Beatrixsluis, Neeltje Jans Radartoren, Theemswegtracé in de haven van Rotterdam, de A6 in Almere, de Maastoren, de Montevideo toren en nog zo veel meer.!Wij bieden een unieke integrale aanpak o.a. dankzij ons eigen ingenieursbureau met ruim 180 experten in domeinen zoals geotechniek, structuren, uitvoeringsmethodes, digitalisering, betontechnologie, …. Dankzij deze know-how kunnen we snel inspelen op de dynamiek in de markt en de noden van onze klanten. Trondheim 22 - 24 Barendrecht www.besix.nl /company/besix-nederland/ +31 (0)180 64 19 90 nederland@besix.com Lammermarktgarage Inleiding Micropalen werden voor het eerst toegepast in de jaren ’50 in Italië door Dr. Fernando Lizzi van Fondedile onder de naam “Pali radice” ofwel wortelpalen. De eerste toepassingen waren voor- namelijk voor funderingsherstel van monumentale bouwwerken die in de 2e wereldoorlog beschadigd waren. Later werden de micropalen ook toegepast voor hellingstabilisering, de stabilisering van kade- muren en in andere grondversterkingsprojecten. Via toepassingen in Engeland, Frankrijk en Duits- land kwamen de micropalen tenslotte naar Neder- land. Waal-Compact palen worden als één-staps- hogedruk-injectie micropalen voornamelijk voor funderingsherstel en in renovatieprojecten gebruikt, en vaak in situaties waar toegang en werkhoogte beperkt zijn. Paalopbouw en -installatie De Waal-Compact palen en de andere hoge druk in- jectie micropalen, waarop proefbelastingen zijn uitgevoerd, bestaan uit een schroefbuis (figuur 1 links) die de grond ingeschroefd wordt en opge- bouwd is uit, middels schroefkoppelingen verbon- den, buisegmenten (figuur 2). Deze segmenten hebben variabele lengtes, afhankelijk van de werkhoogte die beschikbaar is op de locatie waar gewerkt wordt. Standaard wordt voor de WCP een 1,2 m segmentlengte gebruikt. De buitendiameter van de buizen die toegepast werden voor de palen in de besproken paalbelastingproeven varieert van ø = 88,9 tot 114,3 mm en de wanddikte van 12,5 tot (22,6) 26 mm (Tabel 1). De schroefpuntconfiguratie onder aan de schroefbuis, voor de diverse onderzochte palen is verschillend. Voor de proeven bij Wijde- wormer en bij De Waag in Amsterdam zijn schroef- punten gebruikt (figuur 2), waarbij de diameters 150 en 200 mm bedroegen. De uitstroomopening van het grout bevindt zich hierbij direct boven de schroefpunt, waarbij een terugslagklep er voor zorgt, dat bij de hoge grout- drukken grout en/of grondwater bij het afpersen niet in het groutsysteem terugstromen. De schroef- buis met aan de onderzijde de schroefkop, wordt na inbrengen tot de einddiepte door het onder hoge druk (80-100 Bar) inbrengen van grout, omgeven door een groutlichaam (figuur 1 rechts). Het groutlichaam wordt gevormd over de gehele lengte van de schroefbuis in de zandlaag of zand- lagen waarin gefundeerd wordt. De stalen schroefbuis, het omringende grout- lichaam en de groutopvulling binnen de buis, vormen tezamen het in de grond gebrachte fun- deringselement, dat op druk en trek belast kan worden. De installatieprocedure voor de palen in de besproken paalbelastingproeven is voor alle palen globaal dezelfde. Bij het inbrengen van de stalen buis met de schroefmachine (figuur 3) tot de einddiepte wordt een relatief dun groutmengsel toegepast, waarbij de grout aangeleverd wordt middels een meng- en pompinstallatie (figuur 4). De grout- samenstelling wordt weergeven als een water- cement-factor (w/c-factor): volume water/gewicht cement [liter/kg]. Voor de groutsamenstelling in het traject door de overliggende klei- en veenlagen en tot de einddiepte in de zandlagen (figuur 1a) wordt over het algemeen een w/c-factor van ca. 0,8 toegepast. Bij het op diepte komen wordt voor het afpersen een groutmengsel met grotere dichtheid met 8 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 PAALBELASTINGPROEVEN OP ÉÉN-STAPS-HOGE-DRUK-INJECTIE MICROPALEN Figuur 1 – Paalinstallatie van de Waal-Compact paal. Links: Inschroeven van de paal met lage dichtheid grout en lage groutdruk, waarbij grout-grond mengsel ge- vormd wordt; Midden: Groutinjectie met hoge dichtheid grout met groutdruk tot ca. 15 bar tot klei- en veenlagen, die een hydrologische barrière vormen; Rechtes: Vorming van groutlichaam onder hoge groutdruk van 80 tot 100 bar met een toe- nemen van de diameter. Figuur 2 – Buizen en paalpunt, zoals gebruikt voor de palen bij Wijdewormer en de Waag, Amsterdam. dr ir Floris SchokkingGeoConsult BVDirecteur ing Patrick IJnsen MBA, IEngHektec BV, Directeur ir Jan van der WielHektec BV, Senior Geotechnisch Ingenieur SAMENVATTING 9 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Hoge-druk-injectie micropalen zijn in eerste instantie funderingselementen die drukkrachten uit constructies op kunnen nemen en, indien nodig, ook trekkrachten. De indeling van deze palen in de Eurocode 7, Nationale bijlage en in CUR 236 in de groep van ankerpalen heeft tot gevolg, dat de parameters voor de draagkracht ongunstiger uitvallen dan in de praktijk in paaltesten waargenomen is. Onder meer om deze redenen is besloten om een aantal in het verleden uitgevoerde paalbelastingproeven te herinterpreteren en met name in het licht van bovengenoemde normgevende documenten. Het lijkt, dat door de specifieke installatiemethode, waarbij onder drukken tot 80 à 100 bar grout wordt geïnjecteerd, een horizontale deformatie van de grond optreedt tot ca 50 % van de schroefd iameter, die resulteert in een schacht- wrijving die ca. 80 % van het draagvermogen levert bij een geringe verticale verplaatsing. In dit gedrag vertonen de palen sterke overeenkomst met de in de jaren ’80 in Frankrijk geïntroduceerde IRS-type palen. Echter bij de beoordeling van de paaltesten blijken de waarden voor de schachtwrijving berekend volgens Eurocode 7 tot 65 % lager. De oorzaak hiervan ligt ener- zijds in de voorgeschreven afsnuiting van de conusweestand, die gezien de resultaten van deze en andere proeven tot overdimensionering lijkt te leiden. Anderzijds wordt een deel van de lage berekeningswaarden veroorzaakt door de voorwaarde om ter verificatie een paaltest uit te voeren. In het geval trekproeven op grondankers kan dit praktisch gezien haalbaar zijn. Voor de op druk belaste funderingspalen is dit over het algemeen moeilijk, en zeer kostbaar om te realiseren binnen veelal kleinschalige projecten. Om de nadelen van deze beide aspecten te ondervangen is een eventueel voor het ontwerp alternatief te gebruiken Eindige Elementen Modellering onder- zocht, die toe te passen is in samenhang met een innovatieve monitorings- procedure voor het controleren van de minimale dimensies van het grout- lichaam tijdens de installatie van de palen. In een volgend artikel zullen deze laatste twee aspecten beschreven worden. w/c-factor van ca. 0,40 à 0,45 gebruikt, eerst met een groutdruk tot ca. 1,5 bar tot de grout de zachte klei-en veenlagen bereikt, die als een hydrologi- sche barrière de verdere stroom van de grout naar boven verhinderen (figuur 1 midden). Daarna loopt de grout druk geleidelijk op waarbij de buis met het maximale draaimoment stationair blijft rote- ren. Bij het afpersen neemt onder de hoge injectie- druk van ca. 80 tot 100 Bar de diameter van het grout-lichaam toe en treedt gaandeweg water uit het mengsel, waardoor de w/c-factor van het groutmengsel sterk afneemt tot ca. 0,2 en de weer- stand op de draaiende schroefpunt toeneemt (figuur 1 rechts). Bij een steeds oplopende grout- druk, wordt de schroefbeweging van de buis uiteindelijk gesmoord en komt de buis tot stilstand. Bij het bereiken van de maximale grout- druk wordt de grouttoevoer gestopt en is na uit- harding van de grout de paal gereed. Afmetingen van het groutlichaam Na het uitvoeren van de paalbelastingproeven bij de Betuwelijn en bij Wijdewormer werden een aan- tal palen uit de grond verwijderd door deze te overboren met een grote diameter boorbuis en na uit spoelen van de grond binnen de buis de paal vervolgens te trekken. De bovenkant van het groutlichaam, te definiëren als het punt waar de diameter van de groutschil groter wordt dan de diameter van het schroefgat, blijkt voor alle palen te liggen op de overgang van de klei- en/of veenlagen met de er onder liggende zandige afzettingen waarin het groutlichaam gevormd is. Het verloop van de diameter van de palen met de diepte is voor vier palen bij de Betuwelijn en voor drie palen bij Wijdewormer gemeten. De resulta- ten daarvan zijn weergegeven in figuur 5 en 6. Bij de palen van de Betuwelijn is de diameter over het gehele groutlichaam vergelijkbaar ontwikkeld, maar deze vertoont lokaal wel wisselingen in grootte. De op druk belaste palen met D gem = 263 mm (Paal 3 en 6) laten een gelijkmatiger beeld te zien met variaties tot ca. 3,8 % van de diameter, terwijl de op trek belaste palen met D gem = 258 mm (Paal 2 en 5) variëren met ca. 6,2 %. Bij de palen van Wijdewormer neemt de diameter van de palen toe met de diepte, terwijl dat bij de Betuwelijn niet is waargenomen. De waarschijn- lijke oorzaak van dit verschil is, dat door de geringe diepte en de daarmee samenhangende geringe gronddruk grout heeft kunnen weglekken naar de oppervlakte. Hierdoor is de diameter alleen in het onderste deel van de palen sterk toegenomen. De gemiddelde diameter van de drie geïnstal- leerde palen bedraagt hier D gem = 198 mm met een variatie van 5,4 % tussen de drie palen. Indien de gemiddelde diameter van alle palen van de Wijdewormer en van de Betuwelijn wordt beschouwd wordt een sterke relatie met de dia-meter van het oorspronkelijke schroefgat duidelijk. Uitgedrukt in een !-waarde, waarbij Figuur 3 – Paalschroefmachine. Figuur 4 – Grout meng- en pompinstallatie. Ta bel 1 - Schroefbuis- en schroefkopeigenschappen van de palen Buiten Ø Binnen Ø Wanddikte Schroefkop Ø Schroefkop- Grout schroefbuis schroefbuis [mm] [mm] vorm uitstroom- [mm] [mm] openingen Betuwelijn, 97,4 tussen 53 22,2 tussen 175 Kruis 1 zij Giessen en 105 t.p.v. en 26 t.p.v. 2 onder ribbels ribbels Olympisch Stadion, 88,9 glad 63,9 12,5 150 Ronde plaat 4 onder Amsterdam met kruis Wijdewormer 88,9 glad 63,9 12,5 150 Driehoeks- 1 onder, blad centraal De Waag, 114,3 glad 200 Driehoeks- 1 onder, Amsterdam blad centraal 10 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 gemiddelde diameter groutlichaam/diameter schroef- gat (D gem / D schroef ), blijkt deze tussen de 1,30 en 1,52 te liggen. Een vergelijkbare waarde werd geïntroduceerd door Bustamente & Doix (1985), Franse onderzoekers van het Laboratoire Central des Pont et Chaussés, die als eersten een groot on- derzoek deden aan onder hoge druk geïnjecteerde micropalen. Voor het type palen geïnjecteerd volgens de methode “Injection Répétitive et Sélective” (IRS), met groutdrukken tot ca. 40 bar, in fijne tot grove zanden, vonden zij waarden van 1,4 à 1,5. Bij deze methode wordt na het gedeelte- lijk uitharden van de groutschil over de gehele lengte van het te maken groutlichaam grout onder hoge druk ingebracht middels de “tube-à-man- chette” methode. Deze druk is gelijk aan of hoger dan de Ménard pressiometer “pression limite” (p l), de druk waarbij in de Ménard test door de opge- legde vervorming plastische deformatie op gaat treden. Het belang van de overeenkomst van de Dgem /Dschroef waarden bij de twee verschillende typen methode van injectie ligt in het verschijnsel, dat in beide gevallen een opgelegde deformatie van de grond rond de paal optreedt door de vorming van het groutlichaam, en die qua orde van grootte vergelijkbaar is waar het de relatie met het boorgat cq. de schroefdiameter betreft. Deze opgelegde deformatie speelt een belangrijke rol bij de grond-paal interactie, die later in dit artikel beschreven wordt. De opgelegde deforma- tie van de grond veroorzaakt een toename van de horizontale spanning rond de paal en een toename van de sterkte en elastische eigenschappen van de zandlagen. Het belasting-vervormingsgedrag van de beide typen palen is daardoor vergelijkbaar, waarbij volgens de waarnemingen van Bustamente & Doix, 1985 vóór het geotechnisch bezwijken ca. 85 % van de belasting opgenomen wordt door de schachtwrijving. In tegens telling tot de diverse in de Nederlandse Nationale bijlage van Eurocode 7 genoemde, sterk van elkaar verschillende, typen micro-palen, vertonen de palen uit dit artikel en de IRS-palen qua afpersdruk bij installatie en geotechnisch gedrag grote overeenkomst. Uit het beschrevene in dit onderdeel kan geconclu- deerd worden, dat de lengte en de diameter van het groutlichaam voor dit type palen voorspelbaar zijn en consistent binnen acceptabele grenzen. Omdat deze parameters een directe relatie hebben tot de schachtwrijving, die ca. 85% van het draag- vermogen van de micropaal uitmaakt, kan het draagvermogen met aanzienlijke zekerheid be- paald worden. Paalbelastingproeven De resultaten van statische paalbelastingproeven die in de periode van 2000 tot 2013 zijn uitgevoerd op Terra-Compact en Waal-Compact palen zijn nader geanalyseerd. Een overzicht en de belang- rijkste karakteristieken van deze proeven zijn weergegeven in Tabel 2. Voor alle op druk belaste palen ( Tabel 2) is de zakking van de paalpunt relatief gering, wat impli- ceert, dat de schachtweerstand het grootste deel van het paaldraagvermogen levert. Met de bereke- ning van de schachtweerstand R s;test door vermin- dering van het gemeten draagvermogen met de optredende puntweerstand volgens grafiek 7. Uit NEN 9997-1:2016 blijkt de percentuele bijdrage van de schachtweerstand tussen de 71 en 89 % te liggen. Dit is in lijn met de waarnemingen van Bustamente & Doix, 1985 die een waarde van ca. 85% vonden. De hoogste percentages worden gevonden voor de proeven bij Wijdewormer waar de palen in Holocene zanden met relatief lage sterkte geplaatst zijn en waar de in de Tabel 2 Figuur 5 – Diameters groutlichamen Betuwe- lijn, Giessen, overeen- komstige sonderingen en foto van teruggewonnen palen. Figuur 6 – Diameters groutlichamen Wijdewormer, overeenkomstige sonderingen en foto’s van teruggewonnen palen 11 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 gegeven waarden juist vóór het bezwijkpunt liggen. De laagste waarden worden gevonden voor de palen in de proeven bij de Waag waar de Pleistocene zandlagen gemiddeld een lagere conusweerstand hebben, ten opzichte van de andere palen die in Pleistoceen zand aangebracht zijn. Dit komt overeen met de waarneming van een relatief grote zakking van de paalpunt aldaar in vergelijking met de proeven bij de Betuwelijn. Indien men de gevonden gemiddelde schachtwrij- ving "s;gem uitzet tegen de gemiddelde conus- weerstand in de grafiek, zoals samengesteld door Bustamente & Doix blijkt dat de berekende waar- den in de spreiding vallen die gevonden is voor de met de IRS methode geplaatste micropalen in zand- en grindlagen (figuur 7). Omdat alleen bij de paalbelastingproeven van Wijdewormer het geotechnisch bezwijkpunt overschreden werd zullen de waarden voor de ander proeven in werke- lijkheid hoger liggen dan hier aangegeven. Schachtwrijving conform Eurocode 7 De berekende schachtweerstand is tevens verge- leken met de berekende schachtweerstand con- form Eurocode 7 NEN 9997-1:2016, waarbij in Ta bel 2 zowel een !s(c.q. !t) van 0,008 als van 0,012 (te gebruiken indien met paalbelastingproe- ven bevestigd) is toegepast en bovendien met toe- passing van niet afgesnoten conusweerstanden. Voor de palen bij Wijdewormer, geplaatst in de zandlagen met conusweerstanden van gemiddeld 6 MPa, blijkt dat met de waarde van !s= 0,012 minder dan de helft van de optredende schacht- weerstand berekend wordt. De palen bij de Betu- welijn laten bij een berekening met afsnuiting en een !s= 0,012 een lagere schachtweerstand te geven dan in werkelijkheid optreedt, terwijl de niet afgesnoten waarden met !s= 0,012 dicht liggen bij de gemeten schachtweerstand. Hierbij dient in aanmerking genomen worden dat het geotechnisch bezwijkpunt in de test niet bereikt was. Een belangrijke indicatie, dat dit inderdaad het geval is blijkt uit de belasting op trek van deze palen. Hierbij blijkt de gemeten schachtweerstand hoger dan de berekende waarde met !t= 0,012 en zonder afsnuiting van de conusweerstand. De verklaring voor deze afwijkende waarden voor de schachtweerstand moet gezocht worden in de grond-paal interactie, die optreedt tijdens de installatie van de paal bij het afpersen. Tijdens de injectie van de grout onder hoge druk wordt de grond rond de paal opgespannen door de opgelegde vervorming, neemt de horizontale gronddruk toe en tevens de dichtheid en daarmee de sterkte van de grond. In Moller & Winding (1969) (in Littlejohn, 1980) worden ontwikkelde K h-waarden genoemd van 4 tot 9 voor grondankers. Indien de gevonden schuifweerstanden worden teruggerekend met de Slip-formule (CUR 98-9, 1998) worden voor de op druk en trek belaste palen K h-waarden gevonden die variëren van 2 tot 3. Bij deze terugrekening is niet in aanmerking genomen, dat de sterkte van de grond is toegenomen bij de opspanning van de grond. Voor de berekening van de effectieve hoek van inwendige wrijving zijn de niet afgesnoten waarden gebruikt. De interpretatie van de paalbelastingproeven leidt tot de constatering, dat het ontwerp volgens de huidige Eurocode 7 resultaten geeft die tot 65 % lager zijn dan de gemeten schachtweerstand. De twee belangrijkste invloeden op deze te lage waarden zijn de verplichting tot het afsnuiten van de conusweerstand tot de voorgeschreven limiet- waarden van 12 en 15 MPa en de bevestiging van hogere ontwerpwaarden op basis van !s= 0,012 middels het uitvoeren van een paalbelastingproef. Verplichting van het uitvoeren van een paalbelastingproef Het uitvoeren van een paalbelastingproef zou bij de huidige limiet met de afsnuiting een maximale toename van de schachtwrijving van opleveren van 50 % van bij gebruik van de toegestane waarde !s= 0,012 i.p.v. 0,008. Bij deze één-staps-hoge druk-injectie micropalen, die voornamelijk voor Ta bel 2 - Uitgevoerde statische paalbelastingproeven en resultaten op één-staps-hoge druk-injectie micropalen in de periode 2000-2013 Locatie Paaltype Belast. Max. Geotech. 1 Gemid. Afmetingen Groutlichaam belasting bezweken Consus- weerstand Lengte Diameter Paalpunt Gemid. S b;gem Rb;ca l Rs "s;gem Rs;cal 2 Rs;cal 2 Rs;cal 3 Rs;cal 3 [kN] [MPa] [m] [mm] [mm] [mm} [kN] [kN] [kPa] [kN] [kN] [kN] [kN] !s= !s= !s= !s= 0,008 0,012 0,008 0,012 Tu n n e l Ter r a Dr u k 1 6 2 6 N i e t 1 9 7 , 5 2 6 1 – 3 2 5 2 6 3 9 , 6 3 5 3 1 2 7 3 2 0 5 8 3 4 1 2 5 1 9 2 9 1 3 9 4 Betuwelijn Compact 3,1 245 1381 223 847 1270 937 1405 onder 3,9 259 1367 221 747 1120 924 1386 Giessen Trek 1992 Niet 16,5 10 465 – 516 263 18,9 - 1992 242 856 1284 1196 1794 Kelder Terra Trek 445 – Niet 13 6 n.b. n.b. 10,0 - 820 4 165 367 550 502 753 Olympisch Compact 590 10,0 - 1058 4 208 433 649 581 872 Stadion, Amsterdam Proefveld Waal- Druk 480 Wel 6 4 282 – 347 198 1,6 38 322 213 105 158 105 158 Wijdewormer Compact 4,0 69 292 48 107 161 107 161 2,9 47 315 51 110 165 110 165 De Waag, Waal- Druk 1120 Niet 14 7,5 n.b. n.b. 7,3 318 802 129 597 895 791 1186 Amsterdam Compact 8,4 362 758 122 605 907 828 1242 7,2 318 802 129 635 953 797 1196 1 De palen vertonen een doorgaande verticale verplaatsing van de paalkop van 3 Conform NEN 9997-1:2016, conusweerstand niet a fgesnoten. 10 tot 20 mm bij gelijkblijvende belasting in een tijdsbestek van 5 à 10 minuten. 4 Geëxtrapoleerde waarde , naar Brouwer & v. d. Schaaf (2002) 2 Conform NEN 9997-1:2016. funderingsherstel gebruikt worden is dit in de praktijk over het algemeen moeilijk, en zeer kost- baar om te realiseren binnen veelal kleinschalige projecten. Deze voor ankerpalen of grondankers bepaalde voorwaarde lijkt daarom voor deze palen onrealistisch, met name in relatie tot de resultaten van de paalbelastingproeven. Om toch de kwaliteit van dit uitvoeringsgevoelige paaltype te kunnen garanderen dient gezocht te worden naar een ander controlemiddel. Een monitoringsysteem waarbij onder meer gebruik gemaakt wordt van de registratie van de injectiedruk en grouthoeveel- heden zou hiertoe kunnen dienen. Afsnuiten van de conusweerstand In het Werkdocument Verborgen Veiligheden (Deltares, 2012) wordt de afsnuiting van de conus- weerstand bij het berekenen van de schacht- wrijving besproken en wordt gesteld dat verho- ging van de limietwaarde van de schachtwrijving een reële optie lijkt. Uit een literatuurinventarisatie blijkt dat voor met name geheide stalen palen door het API een limiet gesteld wordt van 115 kN/m 2. Voor de Neder- landse situatie stelt Te Kamp (1977) voor om een limiet waarde voor de schachtwrijving te stellen op 120 kN/m 2, hetgeen voor een !s= 0,008 overeenkomt met een maximale conusweerstand van 15 MN/m 2en die in de huidige Eurocode 7 als zodanig geldt. In Bustamente et al., 2009, wordt voor geheide gegroute palen de hoogste waarde, in vergelijking met geheide prefab en augerpalen, tot 550 kN/m 2 beschreven. Deze waarnemingen en de analyse van de paal- testen in dit artikel suggereren, dat, in tegenstel- ling tot geprefabriceerde en stalen palen, voor gegroute palen, en met name onder hoge druk injectie, hogere limietwaarden voor de schacht- wrijving van toepassing zijn. Het onderzoek van Breure & Everts, 2014 toont aan, dat de schuifsterkte van de binding grout/ zand groter is dan die van zand/zand en dat daarom bij gegroute palen de schuifsterkte van het zand rond de schacht bepalend zal zijn. Ook Laumen (2017) komt tot vergelijkbare conclusies waarbij een ruw oppervlak in contact met zand een aanzienlijk grotere schuifsterkte tot gevolg heeft vergeleken met zand in contact met gladde opper- vlakken. Ontspanning van het zand rond de paal, zoals gesuggereerd door Van Renswoude (2017) als een van de argumenten voor het stellen van een limiet op de conusweerstand, is bij op de juiste wijze geïnstalleerde hoge druk injectiepalen niet aan de orde. De waargenomen vergroting van de diameter van de groutkolom na de injectie en de teruggere- kende waarden voor coëfficiënt van horizontale grondspanning K hvan 2 tot 3 tonen aan, dat ten gevolge van de installatie van de paal het zand niet ontspant en minimaal met de werkelijke waarden van de conusweerstand gerekend kan worden. Een laatste argument dat de limiet van 15 MN/m 2 niet aan de orde is, is de verzameling van resultaten van Bustamente & Doix, 1985 (figuur 7), waar geen verandering in de trend optreedt tot de gemid- delde conusweerstand van Q c = 40 MPa. Ontwerpveiligheid Bij de beschouwing van het ontwerp van dit type funderingspaal is de inhoud van het CUR rapport 2008-2 (CUR, 2008) “Van onzekerheid naar betrouwbaarheid”, op een aantal punten van toepassing op de benadering van het veilige ont- werp en efficiëntie van de paal. In het rapport wordt benadrukt, dat de huidige normen uit de NEN 6700-serie, die voor een groot deel in de Eurocode 7 overgenomen zijn, voorzien in minimale eisen voor ontwerp die indien goed toegepast leiden tot een veilig ontwerp. To c h w o r d t t e v e n s g e s t e l d , d a t e r s p r a k e k a n z i j n van belangrijke mate van overdimensionering, waar het de keuze van representatieve waarden en partiële factoren betreft. Daarnaast bestaat er een spanningsveld tussen de al dan niet aantoonbaar- heid van de consistentie bij de installatie van de in de grond gevormde paal en de te volgen ontwerp- voorschriften. Dit laatste is bij de één-staps-hoge- druk-injectie micropalen in hoge mate het geval. De proefbelastingen bij Wijdewormer zijn de enige die tot voorbij het geotechnisch bezwijkpunt belast zijn. Indien de toelaatbare paalbelasting berekend wordt conform Eurocode 7, NEN 9997- 1:2016 resulteert een R c;d = 210 kN, hetgeen over- eenkomt met 45% van de werkelijke geotech- nische bezwijkwaarde. De capaciteit van de paal wordt hiermee niet uitgenut, terwijl het gedrag van de paal in de grond uit de verplaatsingbelas- ting grafiek een veel groter veilig belastinggebied laat zien, bij een geringe verticale verplaatsing. To t e e n b e l a s t i n g v a n c a . 3 5 0 k N i s h e t d e s c h a c h t - wrijving die het draagvermogen levert, waarna de puntweerstand een deel van de belasting over gaat nemen. Bij het berekenen van de verticale ver- plaatsing van de paal wordt volgens Eurocode 7, NEN 9997-1:2016 (fig. 7.j en 7.o) een s b= 25 mm berekend voor een R s;cal = 108 kN hetgeen door de onjuiste verhouding tussen de werkelijk optre- dende schachtwrijving en puntweerstand niet overeenkomt met de gemeten waarde en waarmee de stijfheid van de paal verkeerd ingeschat wordt. Om het beschikbare draagvermogen maximaal te benutten en het vervormingsgedrag goed te kunnen inschatten zal een ontwerpmethode gekozen moeten worden die het werkelijk optre- dende bezwijkmechanisme bij deze palen in aan- merking neemt. Hierbij zal de schachtweerstand, zoals besproken in de vorige sectie met de juiste parameters berekend moeten worden, waar nu de bestaande normgeving minimaliserend werkt. Uit het huidige onderzoek blijkt, dat de diameter van het groutlichaam een bepalende invloed heeft op de ontwikkelde schachtwrijving door de verhoging van de horizontale spanning, de sterkte en de dichtheid van de zanden. Omdat deze verhoging voor iedere geologische en geo- technische situatie weer anders is, lijkt de meest geschikte methodiek voor de bepaling van het schachtdraagvermogen een Eindige Elementen Modellering (EEM) te zijn. Eerste berekeningen hiermee tonen aan dat deze in twee stappen uitgevoerd kan worden, waarbij in de 1e stap de verhoging van de geotechnische parameters tijdens de hoge druk injectie gemodelleerd wordt. Met de 2e stap wordt dan de belasting van de paal gesimuleerd voor de bepaling van het draag- vermogen en de verticale verplaatsing. 12 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Figuur 7 – Qc vs. "s;gem IRS palen in zand- en grind- lagen (naar Bustamente & Doix, 1985) met resultaten "s;gem uit Tabel 2. In het CUR rapport 2008-2 wordt gerefereerd aan het gebruik van EEM voor ontwerp van funderin- gen en hetgeen onder de NEN 6700-serie normen geen mogelijkheden bood. In het CUR rapport wordt met betrekking tot modelleren gesteld, dat bij gebruik van modelleringen de modelonzeker- heid tot uitdrukking gebracht kan worden met een (reken)modelfactor !model als stochastische variabele vergelijkbaar met die voor materiaal- parameters, geometrische grootheden en belas- tingen. Bij voorkeur wordt een dergelijke factor gebaseerd op een verzameling vergelijkingen van het model met waarnemingen van het paalgedrag in paalbelastingproeven. Als een vervolg hierop lijkt Eurocode 7; NEN 9997- 1:2016 voldoende ruimte te bieden voor het ont- werp van funderingspalen met behulp van EEM. In Artikel 7.4.1 (1) wordt aangegeven, dat de resul- taten van paalbelastingproeven, waarvan met berekeningen of op andere wijze is aangetoond dat ze in overeenstemming zijn met andere van toepassing zijnde ervaring gebruikt kunnen worden voor paalontwerp. Bij 2.4.1 Geotechnisch ontwerp door berekeningen; Algemeen wordt in paragraaf (1) gesteld, dat numerieke modellen in aanmerking komen, waarbij paragrafen (8) en (9) gericht zijn op het definiëren van de onzekerheids- marge en het gebruik van een modelfactor daar- toe. Artikel 7.6.2.2 Uiterste draagkracht op druk gebaseerd op resultaten van grondonderzoek reikt in paragraaf (1)P de mogelijkheid aan van de afleiding uit paalbelastingproeven en uit vergelijk- bare ervaring, zoals gedefinieerd in 1.5.2.2, waar- bij in paragraaf (2), teneinde de veiligheid te garanderen, het gebruik van een modelfactor aan- gegeven wordt. Uit verder onderzoek is gebleken, dat met de monitoring van het installatieproces, en met name van de hoge druk groutinjectie en toegepaste grouthoeveelheid, de minimale afmetingen van het groutlichaam steeds adequaat gecontroleerd kunnen worden. Het verdere onderzoek van ontwerp met EEM en de resultaten van proeven met de innovatieve monitoringprocedure zal in een volgend artikel worden beschreven. Conclusies, discussie en toekomstige ontwikkelingen De interpretatie van de paalbelastingproeven tonen aan dat de schachtwrijving van de één-staps- hoge-druk-injectie micropalen, op druk belast, vóór geotechnisch bezwijken een bijdrage aan het totale draagvermogen leveren van 70 tot 90 %, waarbij geringe verticale verplaatsingen van ca. 2 tot 10 mm gemeten zijn. Indien de optredende schachtwrijvingswaarden vergeleken worden met conform Eurocode 7, NEN 9997-1:2016 berekende waarden blijkt dat voor de palen van Wijdewormer met een !s= 0,008 en af- gesnoten waarden voor Q ctot 65 % minder dan de werkelijke optredende schachtwrijving berekend wordt. Voor de proeven bij de Betuwelijn ligt deze waarde op ca. 60 %, waarbij moet worden aange- tekend, dat hier het geotechnisch bezwijkpunt niet bereikt werd. Het waargenomen gedrag van de palen met de hoge schachtweerstanden houdt sterk verband met de opspanning van de grond rond de paal tijdens de hoge druk injectie van de grout, waarbij de ondergrens van de coëfficiënt van horizontale gronddruk varieert van K h= 2 tot 3. Deze opspan- ning doet tevens de sterkte en elasticiteitswaar- den van de grond toenemen. Het vereiste van afsnuiting van de conusweerstand voor de berekening van de schachtweerstand tot Q cwaarden van 12 en 15 MPa lijkt voor één- staps-hoge-druk-injectie micropalen tot over- dimensionering te leiden. Laboratoriumproeven en paalbelastingproeven op onder hoge druk met grout geïnjecteerde micropalen bevestigen dit. Het installatieproces en de belasting van de één-staps-hoge-druk-injectie micropalen lijkt ade- quater gesimuleerd te kunnen worden met een Eindige Elementen Modellering. Voor het toepas- sen van EEM voor ontwerp dient door monitoring bij de installatie gegarandeerd te kunnen worden, dat de opgelegde vervorming van de grond, die een opspanning veroorzaakt, consistent optreedt tijdens de hoge druk groutinjectie. Een eerste onderzoek met beide aspecten zal in een volgend artikel besproken worden. Voor zien is tevens paalinstallatieproeven, met verschillende diameters schroefpunten, uit te voeren met zorgvuldige monitoring van het schroefproces en groutinjectie. Na paalbelasting- proeven kunnen de palen teruggewonnen worden, teneinde de afmetingen van de ontwikkelde grout-lichamen te meten. De resultaten van de paalbelastingproeven kunnen vergeleken worden met ontwerpberekeningen met EEM, waarmee tevens een Y model vastgesteld kan worden. Literatuur - Breure, W. & Evers, H.J., 2014, Schuifspannings verplaatsingsgedrag grout-zand, Geotechniek, Jaar 18, Vol. 3, July 2014, pp 68 - 71. - Brouwer, J.W.R. & v.d. Schaaf, H., 2002, Funde- ringsaspecten parkeerkelders, Jaar 6, oktober 2002, pp 20 - 27 - Bustamante, M & Doix, B (1985), “Une Méthode pour le Calcul des Tirants et des Micropieux Injectés“. Bulletin de Liaison des Laboratoires de Ponts et Chaussées. LCPC, Paris, Nov-Dec, pp 75-92. - CUR 98-9, 1998, Ontwerpregels voor trekpalen. - CUR rapport 2008-2, 2008, Van Onzekerheid naar Bestrouwbaarheid. - CUR 236, 2017, Ankerpalen, 2e herziene versie, SBRCURnet, Delft. - Deltares, 2012, Werkdocument Verborgen Veilig- heden t.b.v. CUR-Cie C193 “Draagvermogen fun- deringspalen”. - Eurocode 7; NEN 9997-1:2016; Geotechnisch ontwerp van constructies - Deel 1: Algemene regels. - FHWA (1997), “Drilled and Grouted Micropiles, State-of-Practice Review”, Bruce, D. A. and Juran, I., Reports No. FHWA-RD-96-016, 017, 018 and 019. - Kamp, W.G.B. te ,1977, Sonderingen en funderin- gen op palen in zand, Fugro Sondeer Symposium. - Laumen, T.G.M., 2017, Strain softening for micro- piles under tensile loading, MSc thesis, TUDelft. - Littlejohn, G.S. (1970), “Soil Anchors”, Institute of Civil Engineers, Ground Engineering Conference, London. - Moller, P. & Winding, S. (1969), “Anchoring in soil employing the Alvik, Lindo and JB drilling methods”, 7th International Conference for Soil Mechanics and Foundation Engineering. Speciality Session No. 15, pp 184 – 190, Mexico. - Renswoude, A.-J. van, 2017, An evaluation and improvement of the limit- and design values stated in CUR 236 – Micropiles, MSc thesis TUDelft. ! 13 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Figuur 8 – Belasting- verplaatsing grafiek van paalbelasting- proef (druk) bij Wijdewormer. Extreme events and climate change Climate changes predictions for the Netherlands indicate increased frequency or intensity of ex- treme events and changes on precipitation and temperature [1]. Rain and extreme rain conditions will increase in winter while extreme rain will become more intense in the summer, with heavier hail and thunderstorm. The temperature keeps increasing, i.e. milder winters and hotter summers will happen more frequently. There will be more often dry periods, also in combination with changes in rain and evaporation. This will lead to an increase of potential evaporation, which depends on temperature and solar radiation. A report from the Royal Netherlands Meteorolo- gical Institute, KNMI, published in 2014, [1] gives the likely changes in the climate of the Netherlands around 2050 and 2085 compared to the climate in the period 1981-2010. The report translates the research results on the global climate in the Intergovernmental Panel on Climate Change IPCC report of 2013 to the Netherlands. Four scenarios describe the likely changes in the climate of the Netherlands. The scenarios differ in the extent to which the global temperature increases (“Mo- derate” and “Warm”) and the possible change in the air circulation pattern (“Low value” and “High Value”), as shown in Figure 1. The increasing temperature, mean amount of precipitation, drought events and increasing in- tense precipitation are the major climatic changes that are likely to affect the stability of geotechnical infrastructures. The main climate-change-driven processes will be the generation of soil drying, the reduction in soil suctions, soil desiccation, soil erosion, flooding and hydro-mechanical failure [2]. Effect on road embankments Extreme climatic events (e.g. rain and drought) can lead to instability of road embankments. Rain- fall induced slope failure is governed by the hydro-mechanical behaviour of the slope, external loads and environmental (weather) conditions. Infiltration of water influences predominantly this process, causing a change in the effective stresses in the slope [3]. The interdependent inﬂuence of weather conditions, soil permeability and surface vegetation dominates the pore water pressure regime within embankments. The dominant type and timing of embankment failure is influenced by the material composition and the difference in construction of highway and railway embankments. Soil matric suction, which affects both the perme- ability of the soil and its shear strength, plays an important role in the slope failure process. Model- ling the unsaturated zone, through the correct determination of saturated hydraulic conductivity and soil-water retention curve, is of main impor- tance [4]. Above certain rainfall intensity, no more infiltration into the soil happens and only surface runoff increases. Not only rainfall, but also drought can weaken embankments and lead to their instability. Extreme drought conditions impose thermo- hydro-mechanical weakening mechanisms to slopes. These mechanisms include the following: influence on soil strength, desiccation cracking and soil softening, land erosion and subsidence, and soil organic carbon decomposition [5]. An overall increase in temperature and prolonged periods of drought can cause long-term soil drying. High temperatures during dry seasons can lower the water table to considerable depth in the soil profile. The unsaturated area dries out due to evaporation and plant transpiration, volume IT IS WARMER, BUT ARE OUR ROAD EMBANKMENTS STILL SAFE? Figure 1 – Collapse of a road embankment after heavy rain along the highway A74 near Venlo, the Netherlands. Photo by Fer Traugott [10]. Faraz Sadeghi TehraniDeltares Vahid GalaviDeltares Maria Luisa TaccariDeltares Ahmed ElkadiDeltares 51 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL 52 SEPTEMBER 2019 SUMMARY change/shrinkage occurs as its water content decreases. Due to volume shrinkage and increase of suction, the tensile stresses in the dehydrated soil increases and when it exceeds the tensile strength of the material, shrinkage cracks initiate. As rainwater infiltrates less easily into the dehy- drated soil, shrinkage continues, and cracks grow deeper. The process stops when the soil reaches its shrinkage limit and the void ratio remains constant with reduction in moisture content [6]. The initia- tion and propagation of cracks due to shrinkage depend on several factors, such as initial water content, mineral composition, clay content and plasticity index, layer thickness and size, surface vegetation cover, cyclic change of the climate [7]. Soil mechanical and hydraulic characteristics are significantly modified by the presence of desicca- tion cracks. The hydraulic conductivity increases, sometimes as large as three orders of magnitude. Water infiltration into open cracks can occur more rapidly, pore pressures increase and the effective stress and corresponding soil strength decreases [8]. Moreover, the sliding surface follows the path of least resistance. If an open crack, which has no shearing resistance, is located near the most likely sliding surface (without cracking), the sliding surface can follow the crack and lead to failure. Numerical simulations This work focuses on short and long duration rainfall events with high and low intensity, respec- tively. To that end, a series of fully coupled hydro- mechanical analyses under unsaturated condition are carried out on a typical road embankment using the Finite Element package, PLAXIS 2D, version 2017 [8]. The model uses a 4 m high embankment with a slope of 1:3, as shown in figure 2. The core material consists of sand, covered by a 30 cm top layer. The road, consisting of impermeable crushed asphalt, lies on top of a permeable granular road base, both having thickness of 30 cm. An FE mesh consisting of six-noded triangular elements is employed to discretize the soil material. The mesh is refined close to the boundaries of the slope. The analysis uses the Mohr-Coulomb material model. To o b t a i n a r e p r e s e n t a t i v e c a s e , d a t a o b t a i n e d from practice have been used. The hydraulic properties of the soil are described with Soil- Water Characteristic Curve (SWCC) and Hydraulic Conductivity Function (HCF). The left and right boundaries of the domain enable movement in the vertical direction and restrict movement in the horizontal direction, while the bottom boundary is fixed. For hydraulic boundary conditions, the lateral and the bottom boundaries are set as closed, while rainfall boundary is assigned to the top boundaries of the model. A selection of probable climate scenarios for the next 70 years is applied to the calculations in terms of rainfall intensity and duration. The current study considers rainfall duration and intensities for the winter and summer months, comparing the current climate based on historical data with the WH sce- nario around 2085, as given by [7]. Here only the results for the summer scenarios are presented. The simulation for the summer considers the effect of extreme precipitation events. Scenario WH around 2085 exhibits a decrease of mean amount of precipitation but an increase of extreme rain Extreme weather events such as long and/or intensive rainfall can lead to instability of natural and man-made slopes. In the Netherlands, the changing climate will possibly impose increased frequency or intensity of such extreme weather events. These will likely influence the state of existing and mostly aging transport embankments that were not designed with climate change aspects in mind. Therefore, there is a need to better understand how these embankments will perform under climate change scenarios and if necessary, devise plans for adapting them to new climatic conditions. We provide a method to estimate the effect of climate change on geotechnical stability of road embankments. A series of fully coupled hydro-mechanical analyses under unsaturated condition are carried out on a typical road embankment. A selection of probable climate scenarios for the next 70 years is applied to the calculations in terms of rainfall intensity and duration. The results compare the current climate based on historical data with the climate scenario around 2085, as reported from the Royal Netherlands Meteorological Institute, KNMI. The authors also looked at how the development of soil desiccation cracks, after prolonged periods of drought, effect the stability of the road embankment. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 2b – Results in terms of safety factor for the summer scenarios. Results are given with and without desiccation cracks, for three scenarios: no rain, current climate scenario and climate scenario around 2085. Figure 2a – Geometry of the road embankment (top) and FE mesh (bottom) used in the analysis. Ta ble 1 - Rainfall duration and intensity for summer considered in the analyses for current climate and climate scenario around 2085. The scenarios for summer consist of two phases: a longer duration rainfall event of 1 week, followed by an extreme precipitation event (2 hours). Scenario Rainfall parameter Phase 1 Phase 2 longer duration extremerain precipitation Summer Duration 1 week 2 hours [m/day] Intensity – current 0.0078 1.54 Intensity – WH 2085 0.0071 2.24 53 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 3 – Results in terms of safety factor for the summer scenarios. Results are given with and without desiccation cracks, for three scenarios: no rain, current climate scenario and climate scenario around 2085. events [1]. The simulations apply a week of mean intensity rain followed by two hours of intense rainfall to the model. Average quantity of rainfall per summer corresponds to 224 mm in the refe- rence period 1981-2010 with a year to year varia- tion of 113 mm. The amount of infiltration, applied for a week for the reference scenario is equal 0.0078 m/day, considering the upper bound of the variation and 43 days of rains. The climate change values for the climate around 2085 present a decrease of 23% according to scenario WH for 2085, a natural variation averaged over 30 years of 15%, a year-to-year variation increase of 2.3% and a decrease of rainy days of 5%. By combining these values as described by KNMI, rainfall intensity of 0.0071 m/day is applied to the future scenario for a week of rain. After that, two hours of intense precipitation are applied to the model, with values corresponding to 1.54 m/day and 2.24 m/day for the current and future scenarios respectively, according to a return time of 1000 years. As according to design requirements, the calcula- tion considers a traffic load equal to 20 kPa over the whole roadway [9]. The factor of safety is then calculated by means of a phi-c reduction proce- dure. Figure 3 shows the safety factor, which is calcula- ted through shear strength reduction method, for the summer scenario. The safety factor decreases in the future scenario. It is equal to 2.70 in case of no rain and for the current climate, while it decreases to 2.1 for the climate around 2085. It implies that climate change has effect for stability, reducing the safety factor by 22%. According to KNMI scenarios for future climate, temperature will also increase. Increase in tempe- rature and prolonged periods of drought can cause long-term soil drying. The effect of soil desiccation with largest impact on the stability of geotechnical infrastructure is the development of dessication cracks. The presence of desiccation cracks in soil significantly modifies its mechanical and hydraulic characteristics. In order to account for this effect, a second calculation considers a top layer with a hydraulic conductivity one order of magnitude larger and soil water characteristic curve and hydraulic conductivity function of a medium type soil, as given by the Plaxis database. The resulting safety factor for the climate scenario around 2085 is equal to 1.80 (Figure 3). Similarly, soil desicca- tion cracking is simulated for the current scenario, leading to a safety factor equal to 2.40. The failure surface, for future climate scenario both in the case of presence or absence of cracks, starts from the top of the slope and it ends at its toe (Figure 4). However the presence of cracks reduces the safety factor by 33% compared to the case without precipitation. Desiccation cracking facili- Figure 4 – Failure surfaces for the summer scenarios: current climate on the left and climate scenario around 2085 on the right. Results are given for the case without (above) and with cracks (below). Current climate without cracks Climate scenario around 2085 without cracks Current climate with cracks Climate scenario around 2085 with cracks 54 SEPTEMBER 2019 tates the infiltration of water, leading to signi- ficant decreases in the effective stress and corres- ponding soil strength. It should be noted that also calculations for the winter scenarios have been carried out. The safety factor decreases slightly when rainfall is applied to the model, while climate change doesn’t contri- bute to its reduction. Conclusions A method to estimate the effect of climate change on geotechnical stability of road embankments has been presented. It is suggested to include the effect of climate change when designing and assessing the safety of road embankments. After definiting the critical cross section and determi- ning the hydraulic and mechanical properties, climate scenarios should be chosen as suggested by national or local climate centers. The results of the calculations indicate that the criticality of the extreme events for geotechnical stability strongly depends on the hydraulic proper- ties of the top layer. Due to drought, desiccation cracking can decrease the hydraulic conductivity of the top soil; if then a longer period of rain happens, less run off occurs and more water infiltrates. When periods of drought are followed by low-in- tensity precipitation of long duration and sequen- tially by an extreme rainfall event, the stability may critically decrease. Higher temperature and prolonged periods of drought do also increase soil suction. Depending on the hydraulic conductivity of the material, the reduction of hydraulic conduc- tivity with higher suction reduces the infiltration of water. In this case, extreme events could instead lead to erosion of the slope of the embankments. Contributions of climate changes on crack devel- opment and erosion are therefore critical and, for this reason, they are currently under study. References 1. Koninklijk Nederlands Meteorologisch Instituut. KNMI’14 klimaatscenario’s voor Nederland. s.l.!: KNMI, 2015. 2. Vardon, Philip J. Climatic influence on geotech- nical infrastructure: a review. (2015). Environmen- tal Geotechnics, pp. 166-174. 3. Briggs, K.Ml., Loveridge, F.A and Glendinning, S. (2017). Failures in transport infrastructure em- bankments. Engineering Geology, pp. 107-117. 4. Birhan, Kenaglu Melih, et al. (2018). Effect of Unsaturated Soil Properties on the Intensity-. Te k n i k D e r g i , 3 0 ( 2 ) . 5. Robinson, Joe Dylan and Vahedifard, Farshid (2016). Weakening mechanisms imposed on Cali- fornia’s levees under multiyear extreme drought. Climatic Change, pp. 137(1-2). 6. Wijesooriya, Rathnayaka Mudiyanselage Sasika Dilrukshi (2017): Modelling of desiccation crack depths in clay soils. figshare. Thesis. 7. Albrecht B. A., Benson, C. H. s.l. (2011). Effect of desiccation on compacted natural clay.: Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Enginee- ring. Vols. 127(1), 67–75. 8. Brinkgreve, R.B., Kumarswamy, S. and Swolfs, W.M. PLAXIS (2016). Delft, The Netherlands!: s.n. 9. Rijkswaterstaat. Eisen onderbouw (2016), version 4. 10. https://www.1limburg.nl/zandzakken-en-water pompen-noodplan-voor-a74-bij-venlo . [Online] [Cited: January 19, 2019.] ! GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL COLOPHON In The Netherlands and Belgium Geotechniek is powered by many companies in the sector such as: KIVI Engineering Society, Deltares, Royal HaskoningDHV, Pagani Geotechnical Equipment, HUESKER, BESIX, Ballast Nedam, DEME/DIMCO, Fugro, Jan de Nul/Soetaert, Allnamics, BAM, A.P. van den Berg, Low & Bonar, KELLER, NAUE GmbH, Eijkelkamp GeoPoint SoilSolutions, and many more. Please find previous editions of Geotechniek at: www.vakbladgeotechniek.nl P.O. Box 25296 3001 HG Rotterdam The Netherlands Publisher: Mr. Robert P.H. Diederiks Te l . 0 0 3 1 ( 0 )1 0 4 2 5 6 5 4 4 info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl © Copyrights Uitgeverij Educom September 2019 Introduction Landslides can pose serious threat to urban environment and to line infrastructures such as roads and pipelines. Among multiple triggering factors of landslides, precipitation is one of the most common ones, causing thousands of landslides in the past decade, some of which are amongst the deadliest landslides. For instance, the debris flow occurred in August 2017 in and around Freetown in Sierra Leone caused 1141 fatalities (Figure 1). Therefore, forecasting rainfall-induced landslides can be extremely helpful to minimize mortalities due to landslides and plan mitigation and rescue measures. Forecasting rainfall-induced landslides is typically done based on rainfall thresholds (e.g. Guzzetti et al., 2007; Rossi et al., 2017). Although rainfall thresholds are widely used for predicting the occurrence of landslides, they suffer from certain limitations; one of them is that they have been mostly developed for region-specific prediction of landslides (Segoni et al., 2018), hence the outcome suffers from geographical biases. To overcome the limitations of the conventional landslide fore- casting methods, next to the rainfall intensity, duration and frequency, one needs to consider controlling factors, which include, among others, topography, lithology and geomorphology of slopes, soil type, ambient temperature, surface radiation, vegetation, soil moisture, land use and land cover. This was the subject of our study, for which we have set up a Machine Learning (ML) framework to better estimate the onset of rainfall- induced landslides. Figure 2 shows the forecasting framework that was adopted in this research project. We used the NASA Global Landslide Catalogue (Kirschbaum et al., 2010) to build the detailed database of landslides. Datasets GLOBAL LANDSLIDE INVENTORY The global landslide inventory is derived from the global landslide catalogue (GLC), which was developed by NASA Goddard Space Flight Center. The GLC is based on various online news media, scholarly articles, and existing hazard databases. As of April 2018, the GLC consisted of 11,055 landslides with 10,988 landslides occurred after 2007. The GLC contains a limited number of lands- lides triggered by factors other than rainfall, such as earthquake and human action. In this study, we filtered these types of landslides out and focused only on rainfall-induced landslides. With regard to location accuracy, Kirschbaum et al. (2010) reported large uncertainties when assigning geographic coordinates to a landslide event. To deal with this uncertainty, they assigned a radius of confidence (which spans from tens of meters to tens of kilometres) to the location, indicating the estimated radius of a circle over which the land- slide may have occurred. To reduce the uncertainty in finding the triggering and controlling factors associated with landslides events only with nearly exact locations and with short-term rainfall (to be explained later) greater than 20 mm are considered in this study [this is because the focus of this study is on rainfall-induced landslides]. For training a ML algorithm, non-landslide cases are also needed. We sampled non-landslides from landslide events with radius of confidence greater Figure 1 – Sierra Leone landslide in 2018. 42 SEPTEMBER 2019 Figure 2 – Landslide forecasting framework of this study. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL MACHINE LEARNING FOR FORECASTING RAINFALL-INDUCED LANDSLIDES F. S. TehraniDeltares, Delft G. SantinelliDeltares, Delft M. HerreraDelft University of Technology, Delft than 25 km and short-term rainfall less than 60 mm. Since every landslide in the GLC has a coordinate, it can be suggested that a landslide event with radius of confidence greater than 25 km did not happen on the reported coordinate. This was further verified by visual inspection. Applying these filters, the final dataset consist of 235 land- slides and 1696 non-landslide events. RAINFALL DATA As reported by Sun et al. (2018), currently there are approximately 30 available global precipitation datasets, including gauge-based, satellite-derived, and reanalysis datasets. These authors suggest that the reliability of precipitation datasets is mainly limited by the number and spatial coverage of surface stations, the accuracy of satellite algorithms, and the data assimilation models. For the scope of the current study, the maximum daily rainfall data from Tropical Rainfall Measurement Mission of NASA (TRMM 3B42) has been used for estimating the accumulated intensity of rainfall on the day of landslide event, the day before (short term rainfall) and nine days before these two days (long term rainfall) prior to the event. Figure 3 shows the frequency of the accumulated short term and long term rainfalls. DIGITAL ELEVATION MODEL Digital elevation models (DEMs) are considered as one of the main datasets for analysing the controlling factors involved in the landslide hazard assessments (van Westen et al. 2008). These three-dimensional representations of the terrain are useful for extracting key topographical and geomorphological parameters including elevation, slope, and aspect of the ground surface. In this study, the NASA Shuttle Radar Topography Mis- sion (SRTM, 2000) was used to obtain topo-grap- hical features of the terrains where landslide occurred. SRTM is selected due to the high spatial resolution (30 m) and its temporal coverage with an acquisition date before the occurrence of all the landslides recorded in the database. 4 shows the mean slope and elevation relief (difference between the maximum and minimum elevation within the landslide confidence area) for the filtered landslide data. SOIL AND BEDROCK The comprising material of slopes and the depth of the bedrock can highly affect the hydro-geo- mechanical response of slopes to rainfall. There- fore, estimating the soil composition of hillslopes can potentially enhance the predictability of rainfall-induced landslides. Soil composition was retrieved as raster data from the SoilGrids datasets (Hengl et al. 2014) at 250 m resolution with a global coverage. Among the information available of SoilGrid, the estimated fraction of sand, clay and silt and depth to the bedrock are used in this study. The average sand, silt and clay fraction of the seven standard depths SAMENVATTING Landslides are catastrophic geo-hazards that threaten urbanization. Growth in population besides construction of critical infrastructures such as roads and pipelines in landslide-prone areas elevates the risk associated with landslides. Therefore, a system that is able to predict landslides and issues warning in a timely manner is very appealing. It is widely accepted that precipitation is one of the most influential factors for triggering landslides. In this article, we present the preliminary results of a practical research study that has been carried out in Deltares. To that end, we have set up a framework that combines geo-engineering, remote sensing, hydrology with Machine Learning (ML) to predict the onset of landslides under the effect of precipitation. In this data-driven approach, ML methods are used to predict landslides by exploiting multiple Earth observation datasets, including rainfall data (e.g. TRMM 3B42) and Digital Elevation Models (e.g. SRTM), and the NASA Global Landslide Catalogue. A detailed inventory of landslides at a global level is built out of which a supervised ML algorithm is trained with landslide/non-landslide events. The trained ML model is then fed by rainfall data, topography features such as slope and elevation relief, soil and bedrock data, and vegetation index of target regions to assess the stability of the studied area. 43 SEPTEMBER 2019 Figure 3 – Accumulated rainfall for the filtered landslide events based on TRMM3B42: (a) Short term and (b) long term. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL SUMMARY Figure 5 – Soil fraction for the filtered landslides. Figure 4 – DEM properties for the filtered landslide events based on SRTM: (a) Slope and (b) Elevation relief. are calculated as features to be used later in the prediction stage. Figure 5 shows the fraction of these soil types for the filtered landslide events. VEGETATION Vegetation is another co ntro lling factor that can highly influence the stability of natural slopes and therefore play a vital role in predicting landslides. Leaves control soil moisture through evapotrans- piration and roots can mechanically reinforce soil particles and increase shear strength of soil compound by increasing the matric suction. There- fore, it is accepted that in general lack or shortage of vegetation can increase the susceptibility of slopes to landslides. One way of quantifying vegetation density is through calculating the Normalized Difference Vegetation Index (NDVI). NDVI quantifies vegetation by measuring the difference between near-infrared (NIR), which is strongly reflected by vegetation, and red (visible) light (R), which is strongly absorbed by vegetation. NDVI is calculated per pixel as a function of the red and near infrared bands: MACHINE LEARNING For the current work, we used the Logistic Regres- sion (LR) algorithm as a supervised ML method for classification of landslide and non-landslide events (binary classification). The LR algorithm is trained with training sub-sets, which include controlling and triggering factors as predictors (X) and labeled (landslide or non-landslide) output (Y). The perfor- mance of LR models is measured on test sub-sets to evaluate the accuracy of predicting outputs. LR algorithm calculates the pro-bability that the predicted output belongs to a particular category or class (landslide and non-landslide in this study). Mathematically, the relationship between the probability pof landslide and the triggering and controlling factors (predictors or features) can be expressed using the sigmoid function: (1) where z = w0 + w 1x1+ w 2x2+ w 3x3+ ... + w nxn is a linear combination of predictors x 1to x n, w 0 is the intercept or bias of the model, and w i(i =1, 2, ..., n) are the weights (fitting coeffects) of the features. These weights are derived by optimizing the cost function which measures the difference of predicted output and actual output. If the probability of occurrence is greater than 50%, the model classifies the output as 1 (landslide), otherwise 0 (non-landslide). As mentioned earlier 235 landslides and 1696 non-landslide events are used to build the ML dataset. However, the dataset suffers from imba- lanced landslide and non-landslide events which can influence the performance of any ML algo- rithm. To overcome this issue, the non-landslide events are undersampled by random removal of 1000 non-landslides. The outcome is a dataset that consists of 235 landslides and 696 non-landslides. Research outcomes LR algorithm was used to distinguish landslides and non-landslide cases. To train the LR model, nine example sets (E0 to E8) with different combi- nation of triggering and controlling factors (model features) were built. Table 1 shows the combina- tion of controlling and triggering features (x1 to x6) used for training the LR model, where 1 shows if the feature is used and 0 means otherwise. The sample sets are split into training (70%) and test (30%) sets which then are used for training and assessing the LR model. The accuracy of the LR model in form of Receiver Operating Characteristic (ROC) curves and the associated Area Under Curve (AUC) is illustrated in 7. The ROC curve is a measure for evaluating a diagnostic test, where true positive rate (Sensitivity) is plotted against false positive rate (100 - Specificity) for various decision thresholds (between 0 to 100%). Every point on the ROC curve represents a sensitivity/ specificity pair that corresponds to a certain decision threshold. The area under the ROC curve (AUC) quantifies how well a group of features can be used to distinguish between two diagnostic groups (landslide / non-landslide). In general, higher AUC values (maximum = 1) indicate a more accurate classification. However, other metrics such as number of true positives and negatives 44 SEPTEMBER 2019 Figure 6 – NDVI before landslide occurrence for the filtered landslides. Figure 7 - Accuracy of logistic regression model in classifying landslides and non-landslides. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Table 1 - Example sets used in training the LR algorithm Example set/Features E0 E1 E2 E3 E4 E5 E6 E7 E8 x1 Short-term rain 1 1 1 1 1 1 1 1 1 x2 Long-term rain 0 0 0 1 1 1 1 1 1 x3 Mean slope 0 1 0 0 0 1 1 1 1 x4 Elevation relief 0 0 1 0 1 0 1 1 1 x5 NDVI 0 0 0 0 1 1 0 1 1 x6 Soil and bedrock 0 0 0 0 1 1 1 0 1 45 SEPTEMBER 2019 and false positives and negatives should be also checked for further verifications. 7 shows that, in general, the LR model can perform well in distinguishing landslide and non-landslide cases. By comparing the results of E1 (AUC = 0.66) and E2 (AUC = 0.92), it can be suggested that having the short-term rainfall fixed, elevation relief can be more effective than slope angle for land- slide/non-landslide classification. This indicates that elevation relief on regional scales can be more representative of the topography of the region than slope angle. This has been suggested by other authors such as Lin et al. (2017). Looking into other cases with high accuracy (AUC = 0.91), namely E6, E8 and E10 it can be suggested that adding more features to a training set of an ML model might not necessarily result in better prediction. In this case, E2 prediction is as good as E6, E7 and E8. However, looking into number of true negatives (correctly predicted non-landslides), it seems E8 slightly performs better than the rest of example sets. This observation emphasizes the role of feature engineering in ML problems. Feature engineering can reduce the cost of prediction as less number of features may result in highly accurate ML models. Summary conclusions In this paper, we presented the preliminary results of a practical research study on developing a data- driven framework for predicting rainfall-induced landslides. LR as an MR algorithm was used to predict landslides by exploiting multiple Earth Observation datasets. Although the database and forecasting framework that were reported in this study are at their initial stage, the results of the study (AUC greater than 90%) showed that such a framework, with enhanced datasets and perhaps more advanced ML algorithms, can be used for forecasting rainfall-induced landslides and landslide early warning systems at a global and regional scales. References - Guzzetti, F., Peruccacci, S., Rossi, M., & Stark, C. P. (2007). Rainfall thresholds for the initiation of landslides in central and southern Europe. Meteo- rology and atmospheric physics, 98(3-4), 239-267. - Hengl, T., de Jesus, J. M., Heuvelink, G. B., Gonzalez, M. R., Kilibarda, M., Blagoti !, A., ... & Guevara, M. A. (2017). SoilGrids250m: Global gridded soil information based on machine lear- ning. PLoS one, 12(2), e0169748. - Kirschbaum, D. B., Adler, R., Hong, Y., Hill, S., & Lerner-Lam, A. (2010). A global landslide catalog for hazard applications: method, results, and limitations. Natural Hazards, 52(3), 561-575. - Lin, L., Lin, Q., & Wang, Y. (2017). Landslide susceptibility mapping on a global scale using the method of logistic regression. Natural Hazards and Earth System Sciences, 17(8), 1411-1424. - Rossi, M., Luciani, S., Valigi, D., Kirschbaum, D., Brunetti, M. T., Peruccacci, S., & Guzzetti, F. (2017). Statistical approaches for the definition of landslide rainfall thresholds and their uncertainty using rain gauge and satellite data. Geomorpho- logy, 285, 16-27-267. - Segoni, S., Piciullo, L., & Gariano, S. L. (2018). A review of the recent literature on rainfall thres- holds for landslide occurrence. Landslides, 1-19. - Sun, Q., Miao, C., Duan, Q., Ashouri, H., Sorooshian, S., & Hsu, K. L. (2018). A review of global precipi- tation data sets: Data sources, estimation, and intercomparisons. Reviews of Geophysics, 56(1), 79-107. - Van Westen, C. J., Castellanos, E., & Kuriakose, S. L. (2008). Spatial data for landslide susceptibility, hazard, and vulnerability assessment: an overview. Engineering geology, 102(3-4), 112-131. ! GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Op een recent aangelegd industrieterrein wordt een nieuw bedrijfspand gerealiseerd. Het pand krijgt twee bouwlagen, beslaat een oppervlak van ca. 25 x 25 m en wordt niet onderkelderd. Op de locatie zijn 4 sonderingen met kleefmeting uitgevoerd tot een diepte van ca 25!m. Het maai- veld ligt gemiddeld op een niveau van NAP!-3!m. Uit het onderzoek is afgeleid dat de ondergrond tot een diepte van NAP!-15!m uit slappe klei- en veenlagen bestaat. Hieronder bevindt zich tot de maximaal verkende diepte een draagkrachtige zandlaag. Gezien de bodemopbouw is het nood- zakelijk om het pand op palen te funderen. De grondwaterstand op de bouwlocatie bevindt zich op ca. 1!m–!maaiveld (NAP!–4!m). Naast het nieuwe bedrijfspand wordt een 3!m hoge L-vormige keermuur gerealiseerd voor de opslag van grondstoffen. De afstand tussen het bedrijfs- pand en de keermuur is 2,5!m. In figuur 1 is een doorsnede getekend van de situatie. Hierin is tevens een boorprofiel getekend met de globale laagopbouw. Omdat het industrieterrein verder nog onbebouwd is worden er geprefabriceerde betonpalen geheid. Op de palen worden funderingsbalken aange- bracht, waarop een systeemvloer met afwerklaag wordt geplaatst. De constructeur heeft op basis van de gewichtsberekening een voorlopig palen- plan gemaakt en aangegeven dat de maximale rekenwaarde van de paalbelasting F c;d ca. 700 kN zal bedragen. Voor de uitgevo erde sonderingen zijn draagkracht - berekeningen gemaakt voor geprefabriceerde betonpalen 350!x!350!mm met een paalpuntniveau van NAP!–20!m. Hieruit (zie tabel 1) blijkt het volgende: Verd er is met betrekking tot het ontwerp van de paalfundering het volgende gegeven: !p= 0,7, !s= 0,010, "= s = 1,0, #3 = 1,28, #4 = 1,03 (4 sonderingen, niet stijve fundering) en $t = 1,2. Voor alle 4 sonderingen mag worden aangenomen dat F nk;d = 200 kN. To e t s i n g v a n d e U G T A m a g v e r e e n v o u d i g d w o r d e n gedaan door er van uit te gaan dat wordt voldaan indien geldt: R c;net;d – F nk;d > F c;d VRAAG & ANTWOORD CGF 1 EXAMEN, DEEL C, MAART 2019 20 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Ta bel 1 - Berekeningsresultaten Sondering Punt Schacht qc;I qc;II qc;III qc;z;a [-] [MPa] [MPa] [MPa] [MPa] 110,19,68,39,9 29,59,17,79,4 311,310,87,610,5 49,89,38,29,5 Situatie in doorsnede en globaal boorprofiel. Vraagstuk C1: (15 punten) Bereken per sondering de maximale puntweer- stand R b;cal;max;i en schachtwrijving R s;cal;max;i . Bereken vervolgens per sondering de totale maxi- male paaldrukweerstand R c;cal;max;i . Schrijf hier- voor de formules voor q b;max;i en q s;max;i uit en vul de berekende waardes per sondering in tabel 2 in. Ta bel 2 - Uitkomsten berekeningen Sondering R b;cal;max;i Rs;cal;max;i Rc;cal;max;i [-] [kN] [kN] [kN] 1 2 3 4 Gemiddeld Vraagstuk C2: (10 punten) Bereken voor deze groep sonderingen de karakte- ristieke waarde van de paaldrukweerstand R c;k en de rekenwaarde van de paaldrukweerstand R c;d . Bereken tenslotte de rekenwaarde van de netto paaldrukweerstand (R c;net;d ) voor deze groep sonderingen en toets of aan de voorwaarde voor Uiterste Grens Toestand (UGT) A wordt voldaan. Vraagstuk C3 (5 punten) Bereken het gewicht van de grondmoot G1 uit figuur 1. Bereken vervolgens de totale horizontale actieve druk F ea;a tegen de keermuur bij de maximale vulling volgens figuur 1. Het volume gewicht van het opgeslagen materiaal is 20 kN/m3. De hoek van inwendige wrijving van het opgesla- gen materiaal % = 30 o. De wandwrijvingshoek tussen het opgeslagen materiaal en de betonnen keermuur &= 20 o. Voor de actieve grond-druk- coëfficiënt van het opslagmateriaal geldt kea;a = 0,33. Vraagstuk C4 (5 punten) Benoem 5 geotechnische risico’s voor dit project die ontstaan wanneer de keermuur naast het bedrijfspand op staal wordt gefundeerd. VRAAG & ANTWOORD 21 GEOTECHNIEK SEPTEMBER 2019 Antwoorden Antwoo rd C1 q b;max;i = 1/2 x !px "x s (((q c;I+ q c;II) /2) + q c;III ) R b;max;i = q b;max;i x A paal q s;max;i = !sx q c;z;a R s;max;i = q s;max;i x O paal x 'L Ta bel 2 - Uitkomsten berekeningen Sondering R b;cal;max;i Rs;cal;max;i Rc;cal;max;i [-] [kN] [kN] [kN] 17786931.471 27296581.387 38007351.535 47616651.426 Gemiddeld 1.455 Antwoord C2 R c;k= Min ( (R c;cal ) gem / #3 ; (R c;cal ) min / #4 Rc;k= Min ( (1.455 / 1,28) ; (1.387 / 1,03) ) R c;k= Min ( 1.137 ; 1.347 ) ––––>Rc;k= 1.137 kN R c;k= R c;k/ $t R c;d = 1.137 / 1,2 = 948 kN R c;net;d = R c;d – Fnk;d Rc;net;d = 948 – 200 = 748 kN To e t s i n g U i t e r s t e G r e n s To e s t a n d A R c;net;d > F c;d ? 748 kN ––––>700 kN akkoord! Antwoord C3 Gewicht grondmoot: G1 = 3,0 x 2,0 x 20 = 120 kN/m 1. Horizontale actieve druk: Max. horizontale spanning t.p.v. teen keermuur = 3,0 x 20,0 x 0,33 = 19,8 kN/m 2. Horizontale belasting: F ea;a = 1/2 x 3,0 x 19,8 = 29,7 kN/m 1. Antwoord C4 • Bovenmatige zetting keermuur. • Scheefstand / instabiliteit keermuur. •Ongelijkmatige maaiveldzetting tussen bedrijfs- pand en keermuur. •Verhoogde negatieve kleef op paalfundering bedrijfspand. • Horizontale belasting door grondverplaatsing op paalfundering bedrijfspand. Met ruim 10 jaar ervaring is Jetmix de specialist van Nederland op het gebied van grout(injectie) ankers, -ankerpalen en grondverdringende schroefpalen! Ontdek onze dienstverlening op: www.jetmix.nl Een stabiele basis begint bij Jetmix Oudsas 11, Werkendam o@jetm . 0183 505666 E. inf fo TT. o@jetmix.nl

International - ECSMGE-special

5 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Old and new Kattwyk Bridge The port city of Hamburg is built in the delta of the Elbe River. There are several bridges to reach the city regarding which the existing Kattwyk Bridge is located on the central railway route between the eastern and western port area. The bridge also has a local but important traffic function including for the connection with the A7. The bridge was built in 1973 and bridges the southern section of the Elbe. It is one of the largest vertical lift bridges in the world. The high lifting towers create a characteristic architectural focal point. The combination of railway and road, however, represents a problem these days due to the relatively narrow bridge. If a train needs to pass the bridge, road users cannot use the bridge since the railway runs over the road lanes. This leads to frequent traffic jams. A new bridge was therefore urgently needed. The decision was taken to build an extra bridge with the same shape that is especially intended for trains. The tender was won by the construction combina- tion Max Bögl-H.C. Hagemann-Heijmans. The new bridge that has a total length of 287 m is being built approximately 60 m to the north of the existing bridge. The bridge will be lifted more than 50 m above the water when it is open, which is the same height as with the existing bridge. There is a distance of 131 m between the piers and they are approximately 75 m from the river bank. The decision has been taken to build a microtunnel between the two piers at a depth of approximately 24.5 m for the cabling to assure a symmetrical movement during the lifting movements of the bridge. The piers themselves have an area of 29 x 14 m2 and a foundation level at 30.0 m below standard zero ('Normalnull'). Geotechnical conditions The soil where the piers are located has been sur- veyed by means of borings and CPT’s. Performing CPT’s, however, was difficult. The reason for this may be a very hard soil or the presence of stones in the top stratum. The soil survey has shown that the soil can be characterised as follows: The soil survey has shown that the soil structure under both the piers shows large differences in this basin area. The location at the south westerly pier is, for example, characterised by a melt water sand layer that is approximately 8 m thick, gritty in nature with possibly larger stones and underneath strongly layered clay and silt formation. At the PNEUMATIC SINKING 2.0, OR ‘HOW DEEP CAN YOU SINK (FROM A GEOTECHNICAL PERSPECTIVE) ’ Figure 1 – New Kattwyk Bridge sinking location, Hamburg. Ir. B.J. Admiraal Vo l ke r Sta a l e n Fu n d e ri n g e n 6 SEPTEMBER 2019 SUMMARY north easterly pier, the sand stratum formed by glaciers is not present, but the clay/silt formation is found at a higher level with a relatively small thickness and underneath a thick older sand layer. Pier construction method Constructing at a great depth in the middle of a busy industrial area sets quite some requirements and preconditions in relation to the design and implementation. The average water depth amounts to approx. 11 m above the river. This increases by more than 2 m during a normal high tide, but this can even increase to nearly 6.5 m when there is a heavy storm or spring tide. There- fore, something to be taken very seriously. The client therefore decided to use a very special construction method. Figure 3 provides insight into the construction method. A cofferdam using combined sheet pile walls was realised for each pier in the river but with the one side still open. On top of this, a steel structure frame was installed with a height higher than 10 m above standard zero. The concrete floor area of the bottom plate inclu- ding the edges of the cuts of the pier was made on a pontoon near the quay at that time and sub- sequently sailed into the cofferdam during high tide (1). The bottom plate was lifted in by means of 24 heavy Gewi bars connected on to the steel structure and the pontoon could, in this way, again be sailed out of the cofferdam during low tide. Once the cofferdam had been fully closed, the construction of the pier could really get started (2). The concrete pier was constructed suspended from the Gewi rods in sections of approximately 5 m alternating and it was jacked downwards (3+4). After the structure was placed on the cleaned up soil, the equipment for sinking could be built and the suspension could be removed in a controlled manner (5). The sketches 5-7 only show the instal- lation of water cannons and a pump as conven- tionally used in caisson sinking. The characteristic access airlocks and air pressure system have been left out in the sketches. A spectacular construction method on the water and the pneumatic sinking had not even started yet! Sinking method Sinking caissons and certainly pneumatically is not a very well-known technique in the world of foun- The New Kattwyk Bridge in Hamburg is currently being realised by the Hamburg Port Authority (HPA). A special construction method was chosen for the realisation of the river piers. The pneumatic sinking technique, among other specialties, was used in relation to this. Pneumatic sinking means working under an overpressure with all the safety measures that this entails. It also means that working hours are seriously limited when sinking up to a water depth of 32 m. Volker Staal en Funderingen (VSF), the subcontractor for sinking the river piers of the New Kattwyk Bridge, has therefore mechanised the sinking process innovatively. The soil under the caissons is excavated in a remotely controlled manner and disposed of while deploying occasionally. This article discusses the implementation concept for the river piers, the development of sinking in a remotely controlled manner and the expected and unexpected challenges that must be resolved during implementation. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Ta ble 1 Description of the soil structure at the pier locations Stratum SW pier NE pier Soil description [m below [m below standard zero] standard zero] River bed -9.8 +/- 0.7 -12.1 +/- 0.5 Backfill material N/A -13.9 +/- 0.3 Sand with mussel shells and with varying peat, silt and rubble content. H2S was clearly released from the samples. River sand -11.2 +/- 0.6 -14.7 +/- 0.6 Varying silt, peat, wood, shells and sludge content. Melt water sand -19.3 +/- 0.9 N/A Possibly strong gravel and stone content with silt layers. Predominantly compacted. Basin silt -30.9 +/- 2.2 -19.1 +/- 0.6 Very different in thickness. Built up from very thin clay and silt layers with a regular sand content. Contains much fine organic material (approx. 10%). Predominantly rigid behaviour and very cohesive. Basin sand -37.3 +/- 0.1 -36.5 +/- 0.5 Fine sand with a varying silt and clay content. Also strata with lignite. Predominantly qc up to 25 MPa. Figure 2 – New Kattwyk Bridge impression. Figure 3 – Building the concrete pier suspended from bars. 7 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL dations. This technique, however, already exists 200 years and, in the Netherlands, since the end of the 19th century. The word 'pneumatic' refers to the application of increased air pressure in the working chamber under a caisson to thus create a dry working space making the controlled removal of soil possible. Until halfway through the last century, serious accidents occurred regularly in relation to workers that were tasked with the job. This is why the term 'caisson disease' (decompres- sion sickness) was used without people knowing the cause, how to prevent it or how to treat it. Legal precaution measures, however, were already taken in the Netherlands at the start of the 20th century. This was known as the Caisson Decision that was part of the Mining Act. Knowledge and in- sight only really changed with the development of diving after World War II, in particular in the navy. And, in the Netherlands, also due to the professio- nal deployment of large hydraulic construction projects such as the well-known Delta Works (in Dutch: Deltawerken) in the 1970s and 1980s for dyke safety along the North Sea. Nowadays, specialised and certified diving doctors are trained. Decompression and treatment tables have been developed with specific procedures for caisson workers. VSF has proven with thousands of 'dry diving' instances at many projects in the Nether- lands that caisson work can be performed safely. However, working under overpressure is far from ideal, even though the risks to health are minimal. The work is labour intensive, in particular in cohesive soil and at a greater depth. A greater depth, after all, means a higher water pressure and therefore a higher air pressure to keep the working chamber dry. This results in seriously restricted working hours. Sinking 2.0 Up to now, sinking in Europe took place by using caisson workers who worked in the working cham- ber under the caisson. After atmospheric locking- in up to the set overpressure, the soil is usually jetted in a targeted manner to remove it using water cannons. The mixture of water and soil is, subsequently, taken outside the caisson in containers or a sludge depot. Sometimes, small excavators are used, in particular in corosic soil of hard strala. The soil is taken outside, in this case, using buckets lifted each time through a material airlock. Workers climb up to the people airlock after ever y shift. Decompression takes place, in steps, in a controlled manner until obtaining atmospheric pressure and by using respiratory equipment with pure oxygen. Outsiders often believe that this is dangerous and dirty work, but those immediately involved believe that they are the greatest project experiences that you can have. Playing with sand and water is fun at any age and, as a geotechnical engineer, it is unique to really see and feel the soil to a great depth! As already said, however, working under an over- pressure with teams is most definitely not ideal. It is labour intensive and therefore less competitive than building in a building pit. The communication with the caisson workers is also difficult because of the sealed chamber and this is at the expense of efficiency. A development to obtain a new sinking version was therefore required. With projects in its portfolio such as the New Kattwyk Bridge and also the lock heads of the New IJmuiden Sea Lock, central to the port of Amsterdam Volker Staal en Funderingen was given the opportunity to give its market leader role in this technique an extra boost. The objective is to remotely control the sinking so that caisson workers only have to work under an overpressure with regard to the installation and maintenance. The entire process of releasing the soil, transporting it in the working chamber and removing the soil from the working chamber is considered in many variants during the develop- ment process but also the drive: hydraulically, electrically or pneumatically for the movements, and cameras and sensors for monitoring. Close collaboration took place with regard to this, an engineering firm and machine builder. A significant pitfall that is known from much practical expe- rience is to want to build a machine that can do nearly everything and is suitable everywhere: What is commonly referred to as expecting the impossible. The trick was therefore to design and build a machine that is suitable for approximately 80% of the contemplated market area that is Figure 4 – Phasing of the bridge pier realisation. 8 SEPTEMBER 2019 new with regard to its type, but that is robust and reliable. In East Asia, they already started to mechanise sinking over 20 years ago. They developed excava- tors that are suspended from rail structures there. Remotely controlled, soil is deposited in buckets that are lifted up from the working chamber through a material airlock, emptied and again locked in. This system works in basically any soil type and is applied on a large scale by Japanese companies in particular. It does, however, have a considerable disadvantage. Productivity is very low. The aspect that needed to be improved was productivity. VSF decided to check what already exists in the field of technology related to earthmoving and dredging soil conditions related to delta regions. This finally led to a concept with cutting head pumps installed on an arm that can be moved in three directions. Turning arms have been developed that can be extended up to 14 m! The reason for this is that this allows the direct dredging of soil material with a reach that is the largest possible. Outside of this reach, there is a combination with powerful remotely controllable jets that are installed on to the ceiling of the GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 5 – Pier sinking situation. Figure 6 – Excavation arm in the working chamber. 9 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL working chamber. Dredging pumps could be used that were already available on the market. The most important criteria when making this choice was limiting the weight, having sufficient pumping capacity for sufficient flow speed in the long pipes and an outlet opening that was the largest possible for pumping gravel. In addition to sensors in the hydraulic drive of the different motors and cables, investments were also made in cameras that are suitable for the special conditions that can occur in the working chamber. It is not just the increased air pressure that is a factor that must be considered, but mist will already be created when small pressure reductions occur. Droplets rain down with soil when jetting and there is a risk that the lighting may disrupt instead of support visibility due to shimmer or glare. In short: compressive strength, cleaning systems and high light sensitivity formed the key conditions when developing the cameras in combination with a good light plan. Extensive testing is, of course, an integral part of such a development. The design process was developed based on extensive reviews by different experts. A testing set-up was made to develop the combination of jets, camera and lighting. When the first machine was delivered, a test location was built to install the equipment airlock and build the arm structure through this. This was done to train employees in operating but also in installing and disassembling in a sealed working chamber. Project experiences And then it really had to happen! The piers had already been installed on the river bed of the Elbe; therefore at approx. 11 m below standard zero. The building of the air pressure equipment in the North-East pier started in January 2018. Next, the equipment airlock could be installed. The equip- ment was introduced into the working chamber in sections with a maximum length of 2 metres and installed. A temporary equipment airlock was installed on the floor for this. This ensured that sinking could be started in pha- ses of at most 5 m. After every sinking phase, the pier could again be built up further after which another sinking phase followed. See figure 3, phases 6 and 7. In total, every pier was sunk in this way in five steps up to the final depth of more than 30 m below standard zero. All equipment was removed in the working chamber at this depth. Next, the chamber was filled with concrete as ballast to prevent uplift during the following construction phase. There were, naturally, a few start-up issues and teething problems, but these remained within what can be reasonably expected. The presence of obstacles and rubble in the top soil layer also led to damage to pumps occasionally. The real delay, however, was caused by the previ- ously mentioned melt water sand layer under the South-West pier. The addition of sand to the name of this layer turned out to be fairly misleading. Significant resistance had already been noticed when the combined sheet pile walls were installed and many stones and rocks came up during pre- drilling. It was reported that an old creeck had been found filled with stones that runs obliquely through the location with a width of approx. 6 m. Mainly sand and gravel but with some stones and rocks. Some delay did then have to be taken into account although pumps with a clearance of 100 mm were specifically selected. 'Some stones and rocks' turned out to be an understatement because, in practice, it was a lot tougher. There was a stratum over virtually the entire area that was nearly 7 m thick consisting of mainly sto- nes and rocks that had consolidated to a significant degree. Jetting the soil loose was not really possi- ble, nor was pumping. In total, nearly 750 tonnes of rock were removed from the caisson by the caisson workers! A very heavy job but they did it! The NE and SW piers were installed on 22-8-2018 and 1-10-2018, respectively, at the final depth. Well within the set tolerances. To c o n c l u d e The sinking of caissons is a fantastic foundation technique intended for structures that must be built at larger depths. Usually, construction takes place at ground level and therefore a deep coffer- dam with the risks that this entails is not required. Te c h n i q u e s t o r e a l i s e d e e p c o f f e r d a m s h a v e e v o l - ved significantly during the past decades. Volker Staal en Funderingen has taken a large step forwards with the development of a remotely controlled sinking method to offer a fully-fledged alternative. A development that was only possible in collaboration with various experts, suppliers and customers. Currently, the lock gate heads of the New IJmuiden sea lock are being realised. These concern caissons with mega dimensions. The outside head measu- ring 26 x 81 m2 is currently installed at a depth of 24.3 m. The inside head measuring 55 x 81 m2 will be the biggest caisson ever built and will be installed at 25.55 m depth in spring 2019. This will also be within unprecedented tolerances such as a torsion of 50 mm and tilting across and in the longitudinal direction of 0.3% but with a target value of <0.1%. That is our goal with sinking 2.0! ! Figure 8 – Stones and rocks - a mountain of obstacles. Figure 7 – Remotely controlled excavation. 11 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Imagine having access to the status of your operational assets from the comfort of your office, whenever you want. This is essentially what you get from Fugro SITE-SPOT: up-to- date digital 3D asset information hosted on a web portal to enable smarter, safer and more productive operations. Fugro is a global survey and asset data specialist founded in 1962 with headquarters in the Nether- lands. The company supports customers in a wide range of sectors by providing integrated solutions in the fields of Geo-data and asset integrity. For network and plant managers, Fugro offers specia- lised digital solutions that give fast and efficient insights both above and below ground. These are based on innovative software and hardware, much of which is developed by a team of in-house experts. In terms of asset management, Fugro supports EPCs (engineering procurement and construction companies) and various owners and operators in the oil & gas, energy and chemical industries, including a number of companies based at the Port of Rotterdam. The company offers integrated tools for visualisation, modelling and analytics to optimise both new-build projects and the upgrade or expansion of existing plants. Crucial asset knowledge Fugro’s Manager Digital Plants Europe Erik Claas- sen explains: “We see more customers opting for integrated digital solutions, because up-to-date and accurate asset knowledge is crucial to safety, cost reduction and maximising asset life.” Since the digital twin provided by SITE-SPOT is built on a high-resolution, 3D laser scanned data- set, a wide range of asset related data and other administrative information can be added to the model. These include date of data capture, asset attributes and historic or planned modifications. Various spatial sur vey tools enable users to make geography-based selections from the central data- base and visualise the results. For example, it is possible to see the location and status of all the inspection points in a particular pipe rack. A bene- fit of this type of web-based solution is that no specialised engineering software is required to access and utilise the data. In the case of a turnaround or regular site mainte- nance, work planners can easily determine precise asset location without leaving the office. Up-to- date insights can pinpoint locations where work is needed and help to ensure it is completed safely and efficiently, for example, by planning suitable access arrangements. This shortens downtime and reduces management and maintenance costs. Once the situation has been captured digitally, any changes to the 3D model can be registered easily and reliably to avoid duplication of data. Digital foundation With information hosted in a central cloud-based database, the user benefits from a single point of truth (SPOT), ensuring that all stakeholders access the same, up-to-date information at any time, from any location. The same user-friendly interface is available to groups such as training and operations departments and approved external partners. Clients list a range of benefits including accelerated response times as well as reductions in site visits, equipment clashes and the need for costly re-engineering. The digital foundation provided by SITE-SPOT puts crucial information and insight at the finger- tips of those responsible for industrial plants and supports a smarter, safer and more productive way of working. More information Erik Claassen +31 6 54391675 e.claassen@fugro.com ANOTHER STEP CLOSER TO A 3D DIGITAL PLANT ABOUT FUGRO Fugro is the world’s leading Geo-data specialist, collecting and analyzing comprehensive information about the Earth and the structures built upon it. Adopting an integrated approach that incorporates acquisition and analysis of Geo-data and related advice, Fugro provides solutions. With expertise in site characterisation and asset integrity, clients are supported in the safe, sustainable and efficient design, construction and operation of their assets throughout the full lifecycle. Employing approximately 10,000 talented people in 65 countries, Fugro serves clients around the globe, predominantly in the energy and infrastructure industries, both offshore and onshore. The company is listed on Euronext Amsterdam. Erik Claassen Introduction Tr a d i t i o n a l l y , d r i v i n g o f p r e c a s t p i l e s h a s b e e n among the more popular foundation methods in the European market, partly supported by the high quality and reliability of both the pile as well as the input method. However, because of regula- tions and environmental considerations the various methods that form the pile in the ground have grown in popularity. The downside of these me- thods is that they are more susceptible to quality variations in the piles (which are cast in situ), while these bored piling systems also tend to be more cost intensive. Pushing instead of driving high- quality concrete piles into the soil combines the benefits of precast piles with a vibration-free and virtually silent pile pushing method, reducing nuisance for the surrounding area to a minimum. This is particularly welcome when installing foun- dations in inner city areas. Drukpaal.nl is a company within the IJB-Groep. The pile pushing rig that Drukpaal.nl uses is supp- lied by Heerenveen-based A.P van den Berg GeoTechnology, the sole European distributor of hydraulic pile pushers built by China's T-Works. In Asia, this method has been used on a large scale for over a decade now. T-Works specialises in hydrau- lic pile pushers that deliver maximum pushing forces ranging from 600 kN to 12,000 kN. A.P. van den Berg adapts these rigs to ensure conformity to European legislation and regulations, particularly in terms of meeting European safety and environ- mental requirements, while also fitting T-Works’ rigs with a data acquisition system. Since late 2016, a 320-tonne hydraulic pile pusher with a maximum pushing force of 3,200 kN has been used successfully in over 20 projects across the Netherlands with 3,000 pushed piles on a total lenght of 50,000 m. This article will go into expe- riences with the pile pushing method in the Netherlands so far, as well as into specific design aspects of using this new silent piling method with conventional precast concrete piles. Description of the pile system and the hydraulic pile pusher The hydraulic pile pusher is made up of a body frame with long side beams and short cross beams and a rail structure over which the body can move. This combination of side and cross beams allows the rig to move forwards, backwards and sideways, and even to rotate 360 degrees around the pile position. The two side beams measure 11.8 m by 1.25 m, which, given the total rig weight of 320 tonnes, results in ground pressures of approx. 110 kPa per beam. While manoeuvring, the rig always rests on either the cross or side beams as the other beams are repositioned to move the rig. Besides the weight of the basic rig itself, counterweights are used to be able to get the maximum pushing force out of the rig. The rig is able to deliver this maximum force when a pile is pushed down through the centre of the rig. The pile pushing mechanism consists of four hydraulic cylinders and a hydraulic clamp that grips the pile. Owing to the relative simplicity of the design, the hydraulic pile pusher requires low-maintenance. An additional pushing system (the so-called side piler) can be fitted on the front end of the machine body. However, the maximum pushing force that the side piler can deliver is only about 50% of the centre piling system. The pushing mechanism ( jack) can push a pile roughly 2 meters, followed by an interruption to move the clamp box up and grip the pile at a higher position. During the pushing process, depth and total pushing force are recorded automatically and continuously. 18 SEPTEMBER 2019 PILE PUSHING METHOD THE BEST OF BOTH WORLDS GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Sandro KaterbergA.P. van den Berg GeoTechnology Harrie DieterenCRUX Guido MeinhardtCRUX Tahl TekofskyDrukpaal.nl So far, this new piling method has been used to push square 250 mm to 350 mm precast piles with lengths ranging from 6 to 22 m. Based on current insights, the pushing method will also be able to handle piles of up to approx. 25 m long, as well as segmental piles. The use of a steel extension piece will furthermore make it possible to push piles to ground level or even below. Load-bearing capacity calculation At present, official pile load factors for this pile system (i.e. the type of pile combined with the installation method) are not yet available. In the absence of load test results, it is common practice to classify the ‘new’ pile system based on compa- risons to pile systems that are already covered by the Dutch standard. Analyses of several pushed piles from the early days of this technique and from projects that have been concluded show that exis- ting pile load factors used for driven precast piles lend themselves well for use with this ‘new’ pile system. During the design phase, the calculation of the bearing capacity of a pushed precast concrete pile is, therefore, approached as if it concerned a driven pile using values from Tables 7c and 7d of the NEN 9997-1 (2016). It should be noted, however, that given current knowledge on pushed piles, a pile base coefficient (!p) of 0.7 seems to be on the low side (Van Baars 2018). Nonetheless, this value is still used until official load factors have been established based on pile load testing in accordance with NPR7201 (2017). Pushing force prediction Given the piling method, it is important to accura- tely predict beforehand how deep into the soil piles are expected to be pushed. To do this, a CRUX-developed program is used to predict the pushing force needed to push a pile down to the required depth. In principle, the force needed to statically push a pile into the ground equals the expected value for pile tip resistance plus shaft resistance. Based on past analyses of recorded pushing forces, the maximum pile tip resistance is calculated using a pile base coefficient ( !p) of 1.0 instead of 0.7, while pile tip strain (qb;max) is not capped at 15 MPa. 19 SEPTEMBER 2019 SUMMARY In late 2016, Drukpaal.nl and A.P. van den Berg were the first companies in the Netherlands to start using the pile pushing method in combination with conventional precast concrete piles. Instead of traditional pile driving using a hammer, this system pushes precast concrete piles into the ground. This results in proven high-quality foundations that are installed without the usual noise and vibrations.Measurements performed so far (as every pushed pile is basically a compression test in its own right) seem to corroborate that the pile base coefficient ( !p) is 1.0 (instead of the factor of 0.7 used in the Dutch standard). Thanks to continuous recording of data, the pile pushing method offers excellent opportunities for quality improvement or responsible application of safety factors. For example, the fact that this piling method measures resistance from the moment of entry into the soil and throughout the pile pushing process, much like a cone penetration test, makes it possible to correlate the load-bearing capacity, cone penetration curve, and readings from the pushing force recording system to a demonstrable safety level through expert assessment. In other words, continuous pushing force recording will in future have to be considered a kind of (verification) cone penetrat ion test that would make it possible to set the correlation factors ( ") at 1.0. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 1 – Hydraulic pile pusher (Source: A.P. van den Berg). Figure 2 –Calculated pushing force in sand (Rc;k;sand ) versus design value bearing capacity (Rc;d) for a set of cone penetration tests and various pile tip levels. The influence zone below and above the pile tip is chosen between 2D/4D and 4D/8D. Although 4D/8D is a safe option for the design compressive resistance, it is potentially an overly favourable approach for the maximum expected pushing force, because the influence of unfavourable layers with diminishing cone resistance values is less significant. From the moment of insertion into the soil (at ground level), the pile is subjected to resistance on the tip and along the shaft. In light of this, skin friction (shaft friction) is also factored into the clay and unfavourable layers, from which, in line with the load-bearing capacity calculation, no shaft friction is derived. The pile load factor to use for the shaft in these unfavourable layers is determi- ned based on Table 7d of NEN 9997-1:2016. In determining the maximum pile shaft resistance, cone resistance is not capped at 12 or 15 MPa, but actual values measured for cone resistance are used. Given that the principle of pushing precast con- crete piles into the soil is based on local displace- ment of soil under the pile tip, the partial resistance factors ( #band #s) and correlation fac- tors ( ") are set at 1.0. The total pushing force (Rc;k;total) needed is determined per level based on: R c;k;total = R pile tip + R shaft It needs to be clear in advance which piles cannot be pushed through the centre of the rig, as this has great implications for the maximum pushing depth and is consequently a crucial factor to consider when designing the piling plan. Assessment of pushing force As specified above, the pushing force prediction takes shaft friction into account from the moment of entry into the soil. When determining the design value bearing capacity, this is normally done from the top end of the zone where positive shaft friction is factored in, i.e. the foundation sand layer. To e s t a b l i s h a r e l a t i o n b e t w e e n t h e a c t u a l p u s h i n g force achieved (force data recording) and the loadbearing capacity calculated, shaft friction down to the foundation sand layer must be deducted from the total pushing force calculated. Plotting the load-bearing capacity (R c;d i.e. exclu- ding negative skin friction) out against the calcula- ted required pushing force in the sand (designated as R c;k;sand ) for each sub-area/CPT (Cone Penetra- tion Test) and pile size will produce an equation as shown in figure 2. This should preferably be done for each sub-area/CPT over a length from at least pile tip level to approx. 2.5 m above that to obtain a more realistic comparison than when looking only at the pile tip level. It is important here that the variation coefficient over this length does not exceed 12% and that the load-bearing capacity increases as the pile is pus- hed deeper into the soil. The equation thus derived can only be used to make an assessment of the force recorded if the predicted force matches the actual value mea- sured. Therefore, figure 3 plots the pushing forces measured (force data recording) for two piles out against the predicted pushing force. According to the prediction the pushing force in the sand at pile tip level would be approximately 1,590 kN with an average value of approximately 1,280 kN over the final 3 metres. For two piles that were installed nearby, piles 105 and 106, values of 1,330 kN and 1,550 kN respectively were measu- red at pile tip level and values of 1,210 kN and 1,310 kN respectively along the pile length above the pile tip. Especially for the bottom section of the graph, the prediction is well aligned with ac- tual values measured. Load-bearing capacities cal- culated along this length have a variation coefficient of 5% to 10%, as also reflected in the pushing forces measured (recorded data) in the sand. Based on the extrapolated comparison in figure 2, a reliable indication of the load-bearing capacity can be given for piles 105 and 106, namely approxi- mately 780 kN and 900 kN respectively. The nega- tive friction, as determined based on the design CPT’s, can (depending on the soil composition) subsequently be deducted, given that the pushing force graphs do not give grounds to adjust this value. Experience gained in previous projects Every pushed pile basically constitutes a kind of compression test, as also shown by the example of assessment of readings from the pushing force recording system in this article and the example in figure 4. Based on projects completed so far, the pile base coefficient ( !p) with this piling method is more likely to be 1.0 rather than the 0.7 from the Figure 3 – Calculated versus measured pushing force (top: total; bottom: in the sand). 20 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL SEPTEMBER 2019 Dutch standard. This is despite the fact that a large number of pushed piles are over 8 metres in the sand. It is noted, however, that the tip-to-shaft ratio has not yet been determined exactly using sister bars/strain sensors, but is instead based on assumptions. This can be a subject for follow-up studies. Design and execution aspects The pile pushing method (i.e. installation of precast concrete piles using the pushing method) combines the quality benefits of precast concrete piles with the silent and vibration-free characteris- tics of auger piling systems. These latter systems do, however, require extra effort in terms of qua- lity monitoring, because they involve foundation elements that are cast in situ. Continuous total force recording during pushing gives this piling method further quality benefits. Focus points to consider with this piling method are the weight required and the dimensions of the hydraulic pile pusher, accurate prediction of the achievable pile tip level (also in relation to the required load-bearing capacity) and incorporation of this system in foundation designs at an early stage. These aspects will be addressed succes- sively. Rig weight affects the load-bearing capacity of the subsoil, as well as the possible influencing of objects in the immediate surroundings (such as adjacent buildings, embankments, sheet piling, and cables and pipes) and requires expert assess- ment through a risk analysis. In principle, the rig can push a pile positioned as close as approxima- tely 0.8 m to an adjacent building (pushing force of approximately 50%). If the subsoil requires the use of dragline mats, it is advisable to align the piling pattern with the mats. During the design phase, there should also be extra focus on compacted to highly compacted sand layers, because these are difficult to pass. If the maximum allowable pushing force is reached above the required pile tip level, the pile will have to be cut off before work on the next pile can start. A robust assurance concerning feasibility of the piling depth (pile tip level) is therefore recommen- ded. Consequently, it may be advisable to, based on the pushing force prediction, use more shorter piles with possibly larger diameter rather than fewer but longer piles. Performing extra CPT’s when facing varying soil conditions will also reduce the risk profile with regards to the feasibility of the required pile tip level. The hydraulic pile pusher is suited particularly for projects of some scale (>50 piles). For projects with a regular piling pattern (for example, line infra- structure such as tunnels, approach slabs, noise barriers) or house and utility building projects, where early alignment of piling plans with this new piling method is possible, the pushing method offers clear benefits in combination with the absence of inconvenience caused by nuisance and vibration, a high speed of construction and proven high quality. ! Figure 4 – Calculated versus measured pushing force (top: total; bottom: in the sand). 21 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Extreme events and climate change Climate changes predictions for the Netherlands indicate increased frequency or intensity of ex- treme events and changes on precipitation and temperature [1]. Rain and extreme rain conditions will increase in winter while extreme rain will become more intense in the summer, with heavier hail and thunderstorm. The temperature keeps increasing, i.e. milder winters and hotter summers will happen more frequently. There will be more often dry periods, also in combination with changes in rain and evaporation. This will lead to an increase of potential evaporation, which depends on temperature and solar radiation. A report from the Royal Netherlands Meteorolo- gical Institute, KNMI, published in 2014, [1] gives the likely changes in the climate of the Netherlands around 2050 and 2085 compared to the climate in the period 1981-2010. The report translates the research results on the global climate in the Intergovernmental Panel on Climate Change IPCC report of 2013 to the Netherlands. Four scenarios describe the likely changes in the climate of the Netherlands. The scenarios differ in the extent to which the global temperature increases (“Mo- derate” and “Warm”) and the possible change in the air circulation pattern (“Low value” and “High Value”), as shown in Figure 1. The increasing temperature, mean amount of precipitation, drought events and increasing in- tense precipitation are the major climatic changes that are likely to affect the stability of geotechnical infrastructures. The main climate-change-driven processes will be the generation of soil drying, the reduction in soil suctions, soil desiccation, soil erosion, flooding and hydro-mechanical failure [2]. Effect on road embankments Extreme climatic events (e.g. rain and drought) can lead to instability of road embankments. Rain- fall induced slope failure is governed by the hydro-mechanical behaviour of the slope, external loads and environmental (weather) conditions. Infiltration of water influences predominantly this process, causing a change in the effective stresses in the slope [3]. The interdependent inﬂuence of weather conditions, soil permeability and surface vegetation dominates the pore water pressure regime within embankments. The dominant type and timing of embankment failure is influenced by the material composition and the difference in construction of highway and railway embankments. Soil matric suction, which affects both the perme- ability of the soil and its shear strength, plays an important role in the slope failure process. Model- ling the unsaturated zone, through the correct determination of saturated hydraulic conductivity and soil-water retention curve, is of main impor- tance [4]. Above certain rainfall intensity, no more infiltration into the soil happens and only surface runoff increases. Not only rainfall, but also drought can weaken embankments and lead to their instability. Extreme drought conditions impose thermo- hydro-mechanical weakening mechanisms to slopes. These mechanisms include the following: influence on soil strength, desiccation cracking and soil softening, land erosion and subsidence, and soil organic carbon decomposition [5]. An overall increase in temperature and prolonged periods of drought can cause long-term soil drying. High temperatures during dry seasons can lower the water table to considerable depth in the soil profile. The unsaturated area dries out due to evaporation and plant transpiration, volume IT IS WARMER, BUT ARE OUR ROAD EMBANKMENTS STILL SAFE? Figure 1 – Collapse of a road embankment after heavy rain along the highway A74 near Venlo, the Netherlands. Photo by Fer Traugott [10]. Faraz Sadeghi TehraniDeltares Vahid GalaviDeltares Maria Luisa TaccariDeltares Ahmed ElkadiDeltares 23 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL 24 SEPTEMBER 2019 SUMMARY change/shrinkage occurs as its water content decreases. Due to volume shrinkage and increase of suction, the tensile stresses in the dehydrated soil increases and when it exceeds the tensile strength of the material, shrinkage cracks initiate. As rainwater infiltrates less easily into the dehy- drated soil, shrinkage continues, and cracks grow deeper. The process stops when the soil reaches its shrinkage limit and the void ratio remains constant with reduction in moisture content [6]. The initia- tion and propagation of cracks due to shrinkage depend on several factors, such as initial water content, mineral composition, clay content and plasticity index, layer thickness and size, surface vegetation cover, cyclic change of the climate [7]. Soil mechanical and hydraulic characteristics are significantly modified by the presence of desicca- tion cracks. The hydraulic conductivity increases, sometimes as large as three orders of magnitude. Water infiltration into open cracks can occur more rapidly, pore pressures increase and the effective stress and corresponding soil strength decreases [8]. Moreover, the sliding surface follows the path of least resistance. If an open crack, which has no shearing resistance, is located near the most likely sliding surface (without cracking), the sliding surface can follow the crack and lead to failure. Numerical simulations This work focuses on short and long duration rainfall events with high and low intensity, respec- tively. To that end, a series of fully coupled hydro- mechanical analyses under unsaturated condition are carried out on a typical road embankment using the Finite Element package, PLAXIS 2D, version 2017 [8]. The model uses a 4 m high embankment with a slope of 1:3, as shown in figure 2. The core material consists of sand, covered by a 30 cm top layer. The road, consisting of impermeable crushed asphalt, lies on top of a permeable granular road base, both having thickness of 30 cm. An FE mesh consisting of six-noded triangular elements is employed to discretize the soil material. The mesh is refined close to the boundaries of the slope. The analysis uses the Mohr-Coulomb material model. To o b t a i n a r e p r e s e n t a t i v e c a s e , d a t a o b t a i n e d from practice have been used. The hydraulic properties of the soil are described with Soil- Water Characteristic Curve (SWCC) and Hydraulic Conductivity Function (HCF). The left and right boundaries of the domain enable movement in the vertical direction and restrict movement in the horizontal direction, while the bottom boundary is fixed. For hydraulic boundary conditions, the lateral and the bottom boundaries are set as closed, while rainfall boundary is assigned to the top boundaries of the model. A selection of probable climate scenarios for the next 70 years is applied to the calculations in terms of rainfall intensity and duration. The current study considers rainfall duration and intensities for the winter and summer months, comparing the current climate based on historical data with the WH sce- nario around 2085, as given by [7]. Here only the results for the summer scenarios are presented. The simulation for the summer considers the effect of extreme precipitation events. Scenario WH around 2085 exhibits a decrease of mean amount of precipitation but an increase of extreme rain Extreme weather events such as long and/or intensive rainfall can lead to instability of natural and man-made slopes. In the Netherlands, the changing climate will possibly impose increased frequency or intensity of such extreme weather events. These will likely influence the state of existing and mostly aging transport embankments that were not designed with climate change aspects in mind. Therefore, there is a need to better understand how these embankments will perform under climate change scenarios and if necessary, devise plans for adapting them to new climatic conditions. We provide a method to estimate the effect of climate change on geotechnical stability of road embankments. A series of fully coupled hydro-mechanical analyses under unsaturated condition are carried out on a typical road embankment. A selection of probable climate scenarios for the next 70 years is applied to the calculations in terms of rainfall intensity and duration. The results compare the current climate based on historical data with the climate scenario around 2085, as reported from the Royal Netherlands Meteorological Institute, KNMI. The authors also looked at how the development of soil desiccation cracks, after prolonged periods of drought, effect the stability of the road embankment. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 2b – Results in terms of safety factor for the summer scenarios. Results are given with and without desiccation cracks, for three scenarios: no rain, current climate scenario and climate scenario around 2085. Figure 2a – Geometry of the road embankment (top) and FE mesh (bottom) used in the analysis. Ta ble 1 - Rainfall duration and intensity for summer considered in the analyses for current climate and climate scenario around 2085. The scenarios for summer consist of two phases: a longer duration rainfall event of 1 week, followed by an extreme precipitation event (2 hours). Scenario Rainfall parameter Phase 1 Phase 2 longer duration extremerain precipitation Summer Duration 1 week 2 hours [m/day] Intensity – current 0.0078 1.54 Intensity – WH 2085 0.0071 2.24 25 SEPTEMBER 2019 GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Figure 3 – Results in terms of safety factor for the summer scenarios. Results are given with and without desiccation cracks, for three scenarios: no rain, current climate scenario and climate scenario around 2085. events [1]. The simulations apply a week of mean intensity rain followed by two hours of intense rainfall to the model. Average quantity of rainfall per summer corresponds to 224 mm in the refe- rence period 1981-2010 with a year to year varia- tion of 113 mm. The amount of infiltration, applied for a week for the reference scenario is equal 0.0078 m/day, considering the upper bound of the variation and 43 days of rains. The climate change values for the climate around 2085 present a decrease of 23% according to scenario WH for 2085, a natural variation averaged over 30 years of 15%, a year-to-year variation increase of 2.3% and a decrease of rainy days of 5%. By combining these values as described by KNMI, rainfall intensity of 0.0071 m/day is applied to the future scenario for a week of rain. After that, two hours of intense precipitation are applied to the model, with values corresponding to 1.54 m/day and 2.24 m/day for the current and future scenarios respectively, according to a return time of 1000 years. As according to design requirements, the calcula- tion considers a traffic load equal to 20 kPa over the whole roadway [9]. The factor of safety is then calculated by means of a phi-c reduction proce- dure. Figure 3 shows the safety factor, which is calcula- ted through shear strength reduction method, for the summer scenario. The safety factor decreases in the future scenario. It is equal to 2.70 in case of no rain and for the current climate, while it decreases to 2.1 for the climate around 2085. It implies that climate change has effect for stability, reducing the safety factor by 22%. According to KNMI scenarios for future climate, temperature will also increase. Increase in tempe- rature and prolonged periods of drought can cause long-term soil drying. The effect of soil desiccation with largest impact on the stability of geotechnical infrastructure is the development of dessication cracks. The presence of desiccation cracks in soil significantly modifies its mechanical and hydraulic characteristics. In order to account for this effect, a second calculation considers a top layer with a hydraulic conductivity one order of magnitude larger and soil water characteristic curve and hydraulic conductivity function of a medium type soil, as given by the Plaxis database. The resulting safety factor for the climate scenario around 2085 is equal to 1.80 (Figure 3). Similarly, soil desicca- tion cracking is simulated for the current scenario, leading to a safety factor equal to 2.40. The failure surface, for future climate scenario both in the case of presence or absence of cracks, starts from the top of the slope and it ends at its toe (Figure 4). However the presence of cracks reduces the safety factor by 33% compared to the case without precipitation. Desiccation cracking facili- Figure 4 – Failure surfaces for the summer scenarios: current climate on the left and climate scenario around 2085 on the right. Results are given for the case without (above) and with cracks (below). Current climate without cracks Climate scenario around 2085 without cracks Current climate with cracks Climate scenario around 2085 with cracks 26 SEPTEMBER 2019 tates the infiltration of water, leading to signi- ficant decreases in the effective stress and corres- ponding soil strength. It should be noted that also calculations for the winter scenarios have been carried out. The safety factor decreases slightly when rainfall is applied to the model, while climate change doesn’t contri- bute to its reduction. Conclusions A method to estimate the effect of climate change on geotechnical stability of road embankments has been presented. It is suggested to include the effect of climate change when designing and assessing the safety of road embankments. After definiting the critical cross section and determi- ning the hydraulic and mechanical properties, climate scenarios should be chosen as suggested by national or local climate centers. The results of the calculations indicate that the criticality of the extreme events for geotechnical stability strongly depends on the hydraulic proper- ties of the top layer. Due to drought, desiccation cracking can decrease the hydraulic conductivity of the top soil; if then a longer period of rain happens, less run off occurs and more water infiltrates. When periods of drought are followed by low-in- tensity precipitation of long duration and sequen- tially by an extreme rainfall event, the stability may critically decrease. Higher temperature and prolonged periods of drought do also increase soil suction. Depending on the hydraulic conductivity of the material, the reduction of hydraulic conduc- tivity with higher suction reduces the infiltration of water. In this case, extreme events could instead lead to erosion of the slope of the embankments. Contributions of climate changes on crack devel- opment and erosion are therefore critical and, for this reason, they are currently under study. References 1. Koninklijk Nederlands Meteorologisch Instituut. KNMI’14 klimaatscenario’s voor Nederland. s.l.!: KNMI, 2015. 2. Vardon, Philip J. Climatic influence on geotech- nical infrastructure: a review. (2015). Environmen- tal Geotechnics, pp. 166-174. 3. Briggs, K.Ml., Loveridge, F.A and Glendinning, S. (2017). Failures in transport infrastructure em- bankments. Engineering Geology, pp. 107-117. 4. Birhan, Kenaglu Melih, et al. (2018). Effect of Unsaturated Soil Properties on the Intensity-. Te k n i k D e r g i , 3 0 ( 2 ) . 5. Robinson, Joe Dylan and Vahedifard, Farshid (2016). Weakening mechanisms imposed on Cali- fornia’s levees under multiyear extreme drought. Climatic Change, pp. 137(1-2). 6. Wijesooriya, Rathnayaka Mudiyanselage Sasika Dilrukshi (2017): Modelling of desiccation crack depths in clay soils. figshare. Thesis. 7. Albrecht B. A., Benson, C. H. s.l. (2011). Effect of desiccation on compacted natural clay.: Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Enginee- ring. Vols. 127(1), 67–75. 8. Brinkgreve, R.B., Kumarswamy, S. and Swolfs, W.M. PLAXIS (2016). Delft, The Netherlands!: s.n. 9. Rijkswaterstaat. Eisen onderbouw (2016), version 4. 10. https://www.1limburg.nl/zandzakken-en-water pompen-noodplan-voor-a74-bij-venlo . [Online] [Cited: January 19, 2019.] ! GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL COLOFON In The Netherlands and Belgium Geotechniek is powered by many companies in the sector such as: KIVI Engineering Society, Deltares, Royal HaskoningDHV, Pagani Geotechnical Equipment, HUESKER, BESIX, Ballast Nedam, DEME/DIMCO, Fugro, Jan de Nul/Soetaert, Allnamics, BAM, A.P. van den Berg, Low & Bonar, KELLER, NAUE GmbH, Eijkelkamp GeoPoint SoilSolutions, and many more. Please find previous editions of Geotechniek at: www.vakbladgeotechniek.nl P.O. Box 25296 3001 HG Rotterdam The Netherlands Publisher: Mr. Robert P.H. Diederiks Te l . 0 0 3 1 ( 0 )1 0 4 2 5 6 5 4 4 info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl © Copyrights Uitgeverij Educom September 2019 Introduction Landslides can pose serious threat to urban environment and to line infrastructures such as roads and pipelines. Among multiple triggering factors of landslides, precipitation is one of the most common ones, causing thousands of landslides in the past decade, some of which are amongst the deadliest landslides. For instance, the debris flow occurred in August 2017 in and around Freetown in Sierra Leone caused 1141 fatalities (Figure 1). Therefore, forecasting rainfall-induced landslides can be extremely helpful to minimize mortalities due to landslides and plan mitigation and rescue measures. Forecasting rainfall-induced landslides is typically done based on rainfall thresholds (e.g. Guzzetti et al., 2007; Rossi et al., 2017). Although rainfall thresholds are widely used for predicting the occurrence of landslides, they suffer from certain limitations; one of them is that they have been mostly developed for region-specific prediction of landslides (Segoni et al., 2018), hence the outcome suffers from geographical biases. To overcome the limitations of the conventional landslide fore- casting methods, next to the rainfall intensity, duration and frequency, one needs to consider controlling factors, which include, among others, topography, lithology and geomorphology of slopes, soil type, ambient temperature, surface radiation, vegetation, soil moisture, land use and land cover. This was the subject of our study, for which we have set up a Machine Learning (ML) framework to better estimate the onset of rainfall- induced landslides. Figure 2 shows the forecasting framework that was adopted in this research project. We used the NASA Global Landslide Catalogue (Kirschbaum et al., 2010) to build the detailed database of landslides. Datasets GLOBAL LANDSLIDE INVENTORY The global landslide inventory is derived from the global landslide catalogue (GLC), which was developed by NASA Goddard Space Flight Center. The GLC is based on various online news media, scholarly articles, and existing hazard databases. As of April 2018, the GLC consisted of 11,055 landslides with 10,988 landslides occurred after 2007. The GLC contains a limited number of lands- lides triggered by factors other than rainfall, such as earthquake and human action. In this study, we filtered these types of landslides out and focused only on rainfall-induced landslides. With regard to location accuracy, Kirschbaum et al. (2010) reported large uncertainties when assigning geographic coordinates to a landslide event. To deal with this uncertainty, they assigned a radius of confidence (which spans from tens of meters to tens of kilometres) to the location, indicating the estimated radius of a circle over which the land- slide may have occurred. To reduce the uncertainty in finding the triggering and controlling factors associated with landslides events only with nearly exact locations and with short-term rainfall (to be explained later) greater than 20 mm are considered in this study [this is because the focus of this study is on rainfall-induced landslides]. For training a ML algorithm, non-landslide cases are also needed. We sampled non-landslides from landslide events with radius of confidence greater Figure 1 – Sierra Leone landslide in 2018. 14 SEPTEMBER 2019 Figure 2 – Landslide forecasting framework of this study. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL MACHINE LEARNING FOR FORECASTING RAINFALL-INDUCED LANDSLIDES F. S. TehraniDeltares, Delft G. SantinelliDeltares, Delft M. HerreraDelft University of Technology, Delft than 25 km and short-term rainfall less than 60 mm. Since every landslide in the GLC has a coordinate, it can be suggested that a landslide event with radius of confidence greater than 25 km did not happen on the reported coordinate. This was further verified by visual inspection. Applying these filters, the final dataset consist of 235 land- slides and 1696 non-landslide events. RAINFALL DATA As reported by Sun et al. (2018), currently there are approximately 30 available global precipitation datasets, including gauge-based, satellite-derived, and reanalysis datasets. These authors suggest that the reliability of precipitation datasets is mainly limited by the number and spatial coverage of surface stations, the accuracy of satellite algorithms, and the data assimilation models. For the scope of the current study, the maximum daily rainfall data from Tropical Rainfall Measurement Mission of NASA (TRMM 3B42) has been used for estimating the accumulated intensity of rainfall on the day of landslide event, the day before (short term rainfall) and nine days before these two days (long term rainfall) prior to the event. Figure 3 shows the frequency of the accumulated short term and long term rainfalls. DIGITAL ELEVATION MODEL Digital elevation models (DEMs) are considered as one of the main datasets for analysing the controlling factors involved in the landslide hazard assessments (van Westen et al. 2008). These three-dimensional representations of the terrain are useful for extracting key topographical and geomorphological parameters including elevation, slope, and aspect of the ground surface. In this study, the NASA Shuttle Radar Topography Mis- sion (SRTM, 2000) was used to obtain topo-grap- hical features of the terrains where landslide occurred. SRTM is selected due to the high spatial resolution (30 m) and its temporal coverage with an acquisition date before the occurrence of all the landslides recorded in the database. 4 shows the mean slope and elevation relief (difference between the maximum and minimum elevation within the landslide confidence area) for the filtered landslide data. SOIL AND BEDROCK The comprising material of slopes and the depth of the bedrock can highly affect the hydro-geo- mechanical response of slopes to rainfall. There- fore, estimating the soil composition of hillslopes can potentially enhance the predictability of rainfall-induced landslides. Soil composition was retrieved as raster data from the SoilGrids datasets (Hengl et al. 2014) at 250 m resolution with a global coverage. Among the information available of SoilGrid, the estimated fraction of sand, clay and silt and depth to the bedrock are used in this study. The average sand, silt and clay fraction of the seven standard depths SAMENVATTING Landslides are catastrophic geo-hazards that threaten urbanization. Growth in population besides construction of critical infrastructures such as roads and pipelines in landslide-prone areas elevates the risk associated with landslides. Therefore, a system that is able to predict landslides and issues warning in a timely manner is very appealing. It is widely accepted that precipitation is one of the most influential factors for triggering landslides. In this article, we present the preliminary results of a practical research study that has been carried out in Deltares. To that end, we have set up a framework that combines geo-engineering, remote sensing, hydrology with Machine Learning (ML) to predict the onset of landslides under the effect of precipitation. In this data-driven approach, ML methods are used to predict landslides by exploiting multiple Earth observation datasets, including rainfall data (e.g. TRMM 3B42) and Digital Elevation Models (e.g. SRTM), and the NASA Global Landslide Catalogue. A detailed inventory of landslides at a global level is built out of which a supervised ML algorithm is trained with landslide/non-landslide events. The trained ML model is then fed by rainfall data, topography features such as slope and elevation relief, soil and bedrock data, and vegetation index of target regions to assess the stability of the studied area. 15 SEPTEMBER 2019 Figure 3 – Accumulated rainfall for the filtered landslide events based on TRMM3B42: (a) Short term and (b) long term. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL SUMMARY Figure 5 – Soil fraction for the filtered landslides. Figure 4 – DEM properties for the filtered landslide events based on SRTM: (a) Slope and (b) Elevation relief. are calculated as features to be used later in the prediction stage. Figure 5 shows the fraction of these soil types for the filtered landslide events. VEGETATION Vegetation is another co ntro lling factor that can highly influence the stability of natural slopes and therefore play a vital role in predicting landslides. Leaves control soil moisture through evapotrans- piration and roots can mechanically reinforce soil particles and increase shear strength of soil compound by increasing the matric suction. There- fore, it is accepted that in general lack or shortage of vegetation can increase the susceptibility of slopes to landslides. One way of quantifying vegetation density is through calculating the Normalized Difference Vegetation Index (NDVI). NDVI quantifies vegetation by measuring the difference between near-infrared (NIR), which is strongly reflected by vegetation, and red (visible) light (R), which is strongly absorbed by vegetation. NDVI is calculated per pixel as a function of the red and near infrared bands: MACHINE LEARNING For the current work, we used the Logistic Regres- sion (LR) algorithm as a supervised ML method for classification of landslide and non-landslide events (binary classification). The LR algorithm is trained with training sub-sets, which include controlling and triggering factors as predictors (X) and labeled (landslide or non-landslide) output (Y). The perfor- mance of LR models is measured on test sub-sets to evaluate the accuracy of predicting outputs. LR algorithm calculates the pro-bability that the predicted output belongs to a particular category or class (landslide and non-landslide in this study). Mathematically, the relationship between the probability pof landslide and the triggering and controlling factors (predictors or features) can be expressed using the sigmoid function: (1) where z = w0 + w 1x1+ w 2x2+ w 3x3+ ... + w nxn is a linear combination of predictors x 1to x n, w 0 is the intercept or bias of the model, and w i(i =1, 2, ..., n) are the weights (fitting coeffects) of the features. These weights are derived by optimizing the cost function which measures the difference of predicted output and actual output. If the probability of occurrence is greater than 50%, the model classifies the output as 1 (landslide), otherwise 0 (non-landslide). As mentioned earlier 235 landslides and 1696 non-landslide events are used to build the ML dataset. However, the dataset suffers from imba- lanced landslide and non-landslide events which can influence the performance of any ML algo- rithm. To overcome this issue, the non-landslide events are undersampled by random removal of 1000 non-landslides. The outcome is a dataset that consists of 235 landslides and 696 non-landslides. Research outcomes LR algorithm was used to distinguish landslides and non-landslide cases. To train the LR model, nine example sets (E0 to E8) with different combi- nation of triggering and controlling factors (model features) were built. Table 1 shows the combina- tion of controlling and triggering features (x1 to x6) used for training the LR model, where 1 shows if the feature is used and 0 means otherwise. The sample sets are split into training (70%) and test (30%) sets which then are used for training and assessing the LR model. The accuracy of the LR model in form of Receiver Operating Characteristic (ROC) curves and the associated Area Under Curve (AUC) is illustrated in 7. The ROC curve is a measure for evaluating a diagnostic test, where true positive rate (Sensitivity) is plotted against false positive rate (100 - Specificity) for various decision thresholds (between 0 to 100%). Every point on the ROC curve represents a sensitivity/ specificity pair that corresponds to a certain decision threshold. The area under the ROC curve (AUC) quantifies how well a group of features can be used to distinguish between two diagnostic groups (landslide / non-landslide). In general, higher AUC values (maximum = 1) indicate a more accurate classification. However, other metrics such as number of true positives and negatives 16 SEPTEMBER 2019 Figure 6 – NDVI before landslide occurrence for the filtered landslides. Figure 7 - Accuracy of logistic regression model in classifying landslides and non-landslides. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL Table 1 - Example sets used in training the LR algorithm Example set/Features E0 E1 E2 E3 E4 E5 E6 E7 E8 x1 Short-term rain 1 1 1 1 1 1 1 1 1 x2 Long-term rain 0 0 0 1 1 1 1 1 1 x3 Mean slope 0 1 0 0 0 1 1 1 1 x4 Elevation relief 0 0 1 0 1 0 1 1 1 x5 NDVI 0 0 0 0 1 1 0 1 1 x6 Soil and bedrock 0 0 0 0 1 1 1 0 1 17 SEPTEMBER 2019 and false positives and negatives should be also checked for further verifications. 7 shows that, in general, the LR model can perform well in distinguishing landslide and non-landslide cases. By comparing the results of E1 (AUC = 0.66) and E2 (AUC = 0.92), it can be suggested that having the short-term rainfall fixed, elevation relief can be more effective than slope angle for land- slide/non-landslide classification. This indicates that elevation relief on regional scales can be more representative of the topography of the region than slope angle. This has been suggested by other authors such as Lin et al. (2017). Looking into other cases with high accuracy (AUC = 0.91), namely E6, E8 and E10 it can be suggested that adding more features to a training set of an ML model might not necessarily result in better prediction. In this case, E2 prediction is as good as E6, E7 and E8. However, looking into number of true negatives (correctly predicted non-landslides), it seems E8 slightly performs better than the rest of example sets. This observation emphasizes the role of feature engineering in ML problems. Feature engineering can reduce the cost of prediction as less number of features may result in highly accurate ML models. Summary conclusions In this paper, we presented the preliminary results of a practical research study on developing a data- driven framework for predicting rainfall-induced landslides. LR as an MR algorithm was used to predict landslides by exploiting multiple Earth Observation datasets. Although the database and forecasting framework that were reported in this study are at their initial stage, the results of the study (AUC greater than 90%) showed that such a framework, with enhanced datasets and perhaps more advanced ML algorithms, can be used for forecasting rainfall-induced landslides and landslide early warning systems at a global and regional scales. References - Guzzetti, F., Peruccacci, S., Rossi, M., & Stark, C. P. (2007). Rainfall thresholds for the initiation of landslides in central and southern Europe. Meteo- rology and atmospheric physics, 98(3-4), 239-267. - Hengl, T., de Jesus, J. M., Heuvelink, G. B., Gonzalez, M. R., Kilibarda, M., Blagoti !, A., ... & Guevara, M. A. (2017). SoilGrids250m: Global gridded soil information based on machine lear- ning. PLoS one, 12(2), e0169748. - Kirschbaum, D. B., Adler, R., Hong, Y., Hill, S., & Lerner-Lam, A. (2010). A global landslide catalog for hazard applications: method, results, and limitations. Natural Hazards, 52(3), 561-575. - Lin, L., Lin, Q., & Wang, Y. (2017). Landslide susceptibility mapping on a global scale using the method of logistic regression. Natural Hazards and Earth System Sciences, 17(8), 1411-1424. - Rossi, M., Luciani, S., Valigi, D., Kirschbaum, D., Brunetti, M. T., Peruccacci, S., & Guzzetti, F. (2017). Statistical approaches for the definition of landslide rainfall thresholds and their uncertainty using rain gauge and satellite data. Geomorpho- logy, 285, 16-27-267. - Segoni, S., Piciullo, L., & Gariano, S. L. (2018). A review of the recent literature on rainfall thres- holds for landslide occurrence. Landslides, 1-19. - Sun, Q., Miao, C., Duan, Q., Ashouri, H., Sorooshian, S., & Hsu, K. L. (2018). A review of global precipi- tation data sets: Data sources, estimation, and intercomparisons. Reviews of Geophysics, 56(1), 79-107. - Van Westen, C. J., Castellanos, E., & Kuriakose, S. L. (2008). Spatial data for landslide susceptibility, hazard, and vulnerability assessment: an overview. Engineering geology, 102(3-4), 112-131. ! GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

Jaargang 23, 2019 - nummer 2

32 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Inleiding Grote vervormingen in de grond treden op bij grondmechanische verschijnselen als het afschui- ven van (dijk)taluds, met als extreem voorbeeld een zettingsvloeiing, maar ook het inbrengen van een paal of damwand en het wegdrukken van een eenvoudige sondering gaan gepaard met grote vervormingen. Verder valt te denken aan bouw- putten waar een constructief onderdeel bezwijkt, instortende ondergrondse holle ruimtes zoals tunnels of oude mijnschachten, of de impact van objecten op het oppervlak zoals tijdens grondcom- pactie of vallende gondels van windmolens op dijken. Berekeningsmethoden uit het verleden waren veelal analytisch en noodgedwongen sterk empirisch. De nadruk lag veelal op stabiliteitsanalyse en het beschrijven van bezwijkmechanismen. Met de opkomst van numerieke technieken werd het mogelijk de focus te verleggen naar vervormings- berekeningen en naar het realistischer modelleren van grondgedrag. Eindige Elementen (EEM) bere- keningen hebben daardoor de laatste decennia een grote vlucht genomen voor grond, grondwater, constructies en de combinatie daarvan (Brink- greve, 2011). Eén toepassingsgebied onttrok zich vooralsnog aan de zegetocht van EEM: grote vervormingen. Omdat de vervorming van het rekenrooster beperkt moet blijven in verband met numerieke stabiliteit was het niet goed mogelijk om vervormingen van meer dan enkele procenten adequaat te modelleren. Sinds een jaar of tien werkt Deltares in een inter- nationaal samenwerkingsverband aan de door- ontwikkeling van de EEM techniek waarmee het mogelijk wordt grote vervormingen beter te simuleren, de Material Point Method (MPM). Dit artikel introduceert de de basisfilosofie van MPM (Sulsky, 1994) en geeft aan waar de verschillen liggen met de standaard EEM aanpak. De ontwik- keling van MPM vindt zoveel mogelijk plaats aan de hand van concrete cases zoals het wegdrukken van een sondeerstang (Ceccato et al, 2016), de impact van vallende gondels van windmolens (Kramer, 2017), het bezwijken van dijktaluds (Fern et al, 2016) en andere (zie bijvoorbeeld de MPM2017 en MPM2019 conferenties). In een vervolgartikel komt de toepassing van MPM in het onderzoek naar de installatie-effecten van geheide palen aan de orde (Van Tol et al, 2019). In 2017 is in Geotechniek de toepassing van MPM voor afschuivende taluds beschreven (Rohe en Martinelli, 2017). De ontwikkeling vindt plaats in het Anura3D-consortium www.Anura3D.com. waarin behalve Deltares en TU Delft nog acht instituten samenwerken aan de Anura3D MPM software. Het principe van EEM In een standaard EEM berekening wordt de ruimte in elementen verdeeld die het materiaal met zijn eigenschappen representeren. Elk element heeft een aantal knooppunten op de hoeken (nodes) en integratiepunten binnenin (Gauss punten) waar de toestandsvariabelen van het materiaal – de grond – worden berekend: de verplaatsingen in de knooppunten, de spanningen en rekken (volume- trisch en deviatorisch) in de integratiepunten. Door een externe belasting (bovenbelasting, zwaarte- kracht, grondwaterstroming, etc.) ondervindt elk element (verschil)spanningen tussen de integratie- punten. Per rekenstap worden de krachten naar de knopen geprojecteerd en worden met de evenwichtsvergelijkingen de nieuwe vervormingen berekend. De vervorming geeft via de grondeigen- schappen (stijfheden), geformuleerd in de consti- tutieve vergelijkingen, aanleiding tot nieuwe spanningen en met deze nieuwe spanningen herhaalt het proces zich. Omdat de materiaal- eigenschappen van grond niet-lineair en plastisch zijn – de stijfheid verandert met de vervorming en vervormingen zijn gedeeltelijk irreversibel – wordt een externe belasting (of vervorming) niet in een keer aangebracht maar incrementeel; daarom is dit een iteratief proces. Zolang de opgetelde (geïntegreerde) schuifver- vormingen beperkt blijven (om de gedachten te bepalen: < 10%) houdt het rekenrooster zodanig zijn vorm dat de berekeningen goed blijven verlopen. Bij grotere vervormingen worden de elementen zo ‘scheef’ of ‘afgeplat’ dat de bereke- ning niet meer klopt. Zoals te zien in figuur 1, is dit bij voorbeeld het geval bij schuifvlakken in een dijk, of nabij de paalpunt en langs de schacht van een funderingspaal. Eindige elementen of eindige volumes worden ook toegepast in de vloeistofmechanica (CFD – computational fluid dynamics). Daar zijn de vervor- mingen extreem veel groter, het water stroomt daar door het rooster heen. Het verschil met DE MATERIAL POINT METHOD VOOR GROTE VERVORMINGEN IN DE GEOTECHNIEK EEN INTRODUCTIE Figuur 1 – Voorbeeld van ex treme ver vorming van het rekenrooster in EEM berekeningen van een afschuivend talud (links) en een funderingspaal (rechts). Phuong NguyenTU Delft Jurjen van DeenDeltares Alexander RoheDeltares SAMENVATTING grondmechanische berekeningen is dat bij water de vorige stappen van de berekening niet van invloed zijn op het materiaalgedrag van de vloei- stof, het heeft geen geheugen. Dit is in tegen- stelling tot de toepassing op vaste stoffen zoals grond waar de belastingsgeschiedenis van belang is. Daarom moeten in de grondmechanica de vervormingen en de spanningen worden opgesla- gen en naar de volgende rekenstap meegenomen. Filosofie van MPM MPM is een combinatie van concepten uit de grondmechanica en vloeistofmechanica. Als uit- breiding van de standaard EEM aanpak wordt de ruimte bij MPM gelijktijdig op twee manieren opgedeeld. In de eerste plaats is er het rekenroos- ter op de achtergrond. Op de knooppunten daar- van worden in een rekenstap de evenwichts- vergelijkingen opgelost zoals in de standaard EEM aanpak. Daarnaast is er een verzameling van zogeheten materiaalpunten (MP). In deze MP’s worden de fysische grootheden van het materiaal zoals spanningen, rekken, dichtheid en materiaal- eigenschappen opgeslagen. De MP’s strekken zich uit zover als de materie, de grond, zich uitstrekt. De begrenzing van de grond, bij voorbeeld het maaiveld, is in het rekenrooster initieel vrij te kiezen als een rij van rand-MP’s en wordt daarna automatisch gedetecteerd. Dat is dus anders dan in de traditionele EEM som waar de grens van de grond ook de rand van het rekenrooster is. De MP’s bewegen door het rekenrooster heen, en kunnen lopende de berekening ook in gebieden komen die aanvankelijk leeg waren (figuur 2). De massa van een MP is onveranderlijk, maar het bij het MP behorend volume kan veranderen; de dichtheid is een variabele. Het voordeel van MPM is erin gelegen dat het rekenrooster niet vervormt zodat de evenwichtsvergelijkingen altijd kunnen worden opgelost. In de knooppunten van het rekenrooster wordt geen permanente informatie bewaard. De evenwichtsvergelijkingen in MPM zijn identiek aan die van de standaard EEM. Wanneer massa- traagheid van belang is wordt de op te lossen basisvergelijking de tweede wet van Newton: Ma=F ext – F int met M de massamatrix, a de versnellingsvector (tweede afgeleide van de verplaatsingsvector u) en F ext en F int de externe (belasting, zwaartekracht) en interne (grond- en waterspanningen) krachten die op de knoop- punten werken. De berekening verloopt nu zoals geschetst in figuur 3. De rekenmethodiek omvat vier stappen. In de eerste stap wordt informatie van de MP’s met behulp van interpolatie- of shapefuncties, net zoals bij de standaard EEM, overgedragen aan de knooppunten van het rekenrooster op de ach- tergrond. In de tweede stap worden incrementele vervormingen van de knopen berekend door oplossing van de evenwichtsvergelijkingen op het rekenrooster. Aan het eind van deze stap worden de vervormingen van het rekenrooster weer terug- geleverd aan de MP’s, zodat deze de actuele toestand beschrijven in termen van verplaatsingen, spanningen en rekken. In de vierde stap worden de materiaalpunten naar hun nieuwe positie ver- plaatst; het rekenrooster blijft op zijn oorspronke- lijke plaats. In de materiaalpunten worden de spanningen en rekken conform het constitutieve model berekend. Omdat alle informatie bewaard wordt in de MP’s kan de oplossing op elk gewenst rooster worden geprojecteerd. Het berekenings- rooster kan dus na elke rekenstap vrij gekozen worden en dit is een groot voordeel van MPM. De materiaaleigenschappen van de grond, in het eenvoudigste beeld de sterkte en de stijfheid, zijn net als bij standaard EEM beschreven in continuüm-modellen met macroscopische para- meters. Alle continuüm grondmodellen zijn één op 33 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Figuur 3 – Het MPM rekenschema (a) informatie van materiaalpunten wordt overgedragen naar rekenrooster, (b) oplossing evenwichtsvergelijking resulterend in incrementele deformatie van de knopen, (c) terugleveren van vervormingen van knopen naar materiaalpunten, (d) verplaatsen MP’s naar nieuwe positie. Figuur 2 – Voorbeeld van het bezwijken van een verticale ontgraving. De materiaalpunten (MP) bewegen door het rekenrooster op de achtergrond zonder dat dit vervormt. Grote vervormingen in de grond treden op bij grondmechanische verschijnselen als het afschuiven van (dijk)taluds, verweking en zettingsvloeiing, het inheien en -trillen van palen, en het instorten van bouwputten of cavernes. Bij het nu- meriek modelleren van deze grote vervormingen lopen we tegen twee problemen op: standaard eindige elementen modellen laten slechts beperkte vervorming van het rekenrooster toe en het materiaalgedrag van de grond verandert sterk tijdens het optreden van de vervorming. Dit artikel is het eerste van twee die ingaan op de ontwikkeling van de Material Point Method (MPM). Het beschrijft daarbij de verschillen ten opzichte van de standaard Eindige Elementen Methode (EEM), die het mogelijk maken grote vervormingen met MPM beter te modelleren dan met EEM. In een tweede ar- tikel (Van Tol et al, 2019) wordt ingegaan op de toepassing van deze techniek voor het onderzoek naar paalinstallatie-effecten. 34 GEOTECHNIEK JUNI 2019 één toe te passen in MPM. Een relevante vraag daarbij is uiteraard wel of de grondmodellen ook bij de optredende grote vervormingen het grond- gedrag adequaat beschrijven. Denk hierbij onder andere aan de afhankelijkheid van de dichtheid, het gedrag bij dilatantie en contractantie, harde- ning en softening voor en na de piekbelasting respectievelijk, extreem hoge spanningen (bij voorbeeld rond een paalpunt) of extreem lage spanningen (bij voorbeeld tijdens liquefactie of aardverschuivingen). Exper imentele gegevens van de eigenschappen tijdens en na grote vervor- mingen zijn schaars. Hoe dat zij, veranderende grondeigenschappen worden in de MPM metho- diek eenvoudig door de materiaalpunten mee getransporteerd tijdens vervorming. Grond is in de regel een meerfasensysteem met korrels, (grond)water en (bodem)lucht. In het eerder in Geotechniek verschenen artikel over MPM (Rohe en Martinelli, 2017) wordt beschreven hoe de methodiek zich leent om meerdere fasen in de grond volledig gekoppeld in de berekening mee te nemen. Hierbij wordt de ontwikkeling van grondspanningen en waterspanningen beschreven door één stelsel van evenwichtsvergelijkingen voor alle fases (grond, water en lucht) die door koppel- termen met elkaar verbonden zijn, bij voorbeeld de sleepkracht die door de wet van Darcy beschreven wordt. Het stelsel evenwichtsvergelijkingen wordt voor alle fases in één-en-dezelfde rekenstap opgelost. Grond-constructie interactie in MPM In de geotechniek is interactie tussen grond en constructie aan de orde van de dag. Met MPM wordt niet-slippend contact (volledige aanhech- ting) op natuurlijke wijze meegenomen. In veel gevallen in de geotechnische praktijk schuift grond echter met wrijving langs een contactoppervlak en daar is een aangepaste ‘contact’-berekening voor nodig. In MPM is hiervoor een module ontwikkeld (Phuong et al, 2016) om de wisselwerking en de contactwrijving tussen verschillende objecten te modelleren, zoals in het voorbeeld verderop in dit artikel bij het wegdrukken van een paal. Met deze berekeningswijze kan er eventueel ruimte tussen objecten ontstaan, maar ze kunnen elkaar niet overlappen. Het contactoppervlak wordt automatisch gedetecteer d en er zijn in tegenstel- ling tot de standaard EEM geen speciale interface- elementen nodig. Randvoorwaarden in MPM Randvoorwaarden kunnen in MPM voor krachten, verplaatsingen of waterspanningen opgelegd worden en zijn op dezelfde manier te definiëren als in standaard EEM berekeningen. Echter moet in MPM rekening worden gehouden met de even- tuele grote vervormingen van het materiaal waarbij de randen van het materiaal, de grond of de constructie, niet meer overeenkomen met de randen of knopen van het rekenrooster. Dat maakt de toepassing uitdagender: de randvoorwaarden moeten met het materiaal kunnen meebewegen en zich aan de vervorming aanpassen. Een efficiënte en robuuste manier om een bewe- gend stijf object met randvoorwaarden in de bere- kening mee te nemen is het gebruikmaken van een bewegend (reken)rooster (Phuong et al, 2016). Hierbij wordt expliciet gebruik gemaakt van de mogelijkheid in MPM om na elke berekeningsstap het rekenrooster aan te passen, alle informatie is immers opgeslagen in de materiaalpunten. Dit nieuwe rooster is dan zo gedefinieerd dat het altijd aansluit aan het oppervlak waar de randvoor- waarden zijn vastgelegd. Beschouw het wegdrukken van een stijve paal in de grond met een opgelegde snelheid van weg- drukken van de paalkop (figuur 4). In dit voorbeeld beweegt het rooster mee met de paal tijdens het wegdrukken, of, anders geformuleerd, de MP’s bewegen de facto omhoog door het rooster. In het concept van het bewegende rooster is het rekendomein verdeeld in een bewegend rooster en een samengedrukte zone. Het bewegende rooster beweegt mee met de paal tijdens het wegdruk- proces. Hierdoor komt de paal altijd exact overeen met het rekenrooster en de opgelegde verplaat- singssnelheid kan direct op de knopen van de paalkop gedefinieerd worden. Er is hierdoor geen mapping nodig waardoor de berekeningsresul- taten nauwkeuriger zijn. Het gevolg is wel dat het rooster onder de paal- punt tijdens het wegdrukken wordt samen- gedrukt. In tegenstelling tot de elementen in het bewegende rooster, die steeds dezelfde vorm houden, vervormen de elementen in deze samen- gedrukte zone. De samendrukking is gelijkmatig verdeeld over de diepte; aan de bovenzijde van de samendrukkingszone is de verplaatsing dezelfde als van de paal, aan de onderzijde is de verplaatsing nul. Het voordeel van het concept van het mee- bewegende rooster is dat het altijd heel fijnmazig kan zijn in de buurt van de paalpunt en -schacht waar de grootste vervormingen optreden; elders kunnen grotere elementen gebruikt worden. Ook voor MPM geldt, zoals voor EEM, dat ter plaatse van grote gradiënten in rekken of spanningen fijnmazige roosters nauwkeurigere oplossingen leveren. Het vastknopen van het rooster aan de paal vermijdt bovendien dat in één cel van het rekenrooster MP’s terechtkomen van zowel paal als grond, waardoor de interpolatie (stap 1 in figuur 3) nauwkeuriger wordt. Tevens blijft het contactoppervlak tussen paal en grond scherp gedefinieerd omdat de contactknopen per defini- tie samenvallen met de geometrie van de paal gedurende de hele berekening en dat vergroot Figuur 4 – Het concept van het bewegende rooster: a) voor, b) na wegdrukken van de paal. 35 GEOTECHNIEK JUNI 2019 de nauwkeurigheid van de wrijvingsberekening en de contactkrachten tussen grond en paal voor de bepaling van het draagvermogen. To e k o m s t Met de ontwikkeling van MPM in de geotechniek worden grote vervormingen in grond toegankelijk gemaakt voor numerieke modellering. MPM wordt al op veel terreinen toegepast: van grootschalige vervormingen van waterkeringen tot zettings- vloeiingen en aardverschuivingen, en van sonderin- gen tot inbrengen van palen (drukken, heien, trillen); voorbeelden daarvan in MPM2017, MPM2019 en Fern et al. (2019). Verbeteringen waar aan gewerkt wordt zijn de overdracht van informatie van MP naar knoop, en numerieke pro- blemen als een MP overgaat van één element naar een ander. De gepresenteerde ontwikkeling van MPM vindt plaats in de Anura3D MPM Research Community, een samenwerkingsverband van Deltares en TU Delft met Univ. of California at Berkeley, Virginia Tech, Univ. of Cambridge (UK), UPC Barcelona, TU Hamburg-Harburg, Univ. di Padova, Univ. di Salerno en Politecnico di Milano. Om de drempel voor het gebruik van MPM te slechten werkt het consortium ook aan de im- plementatie van de onderzoeksresultaten in een MPM software pakket, Anura3D, dat beschikbaar is voor algemeen gebruik. Er worden regelmatig cursussen georganiseerd, zie www.Anura3D.com voor het actuele aanbod. Dit artikel is tot stand gekomen mede op basis van het artikel van Phuong et al. (2016) Referenties –Brinkgreve, R.B.J. (2011), De toekomst van de EEM in de geotechniek. Geotechniek vol 15, no 5, december 2011, p 4 – 8. –Ceccato, F., Beuth, L. and Simonini, P. (2016), Analysis of piezocone penetration under different drainage conditions with the two-phase material point method, Journal of Geotechnical and Geo- environmental Engineering vol 142(12) 04016066, DOI: 10.1061/(ASCE)GT.1943-5606.0001550. –Fern, E.J., Rohe, A., Soga, K. and Alonso, E. (Eds) (2019), The Material Point Method for Geotech- nical Engineering: a Practical Guide. CRC Press, ISBN 9781138323315. –Fern, E.J., de Lange, D.A., Zwanenburg, C., Teu- nissen, J.A.M, Rohe, A. and Soga, K. (2016), Expe- rimental and numerical investigations of dyke failures involving soft materials. Engineering Geology 219 (March) 130-139. ! –Kramer, V.N. (2017), Wind turbines near flood defences: Study on the impact craters of falling nacelles hitting a dike. MSc Thesis in Civil Enginee- ring. Delft University of Technology, Delft, Decem- ber 2017. –MPM2017, First International Conference on the Material Point Method for Modelling Large Deformation and Soil–Water–Structure Inter- action. http://mpm2017.eu/programme –MPM2019, Second International Conference on the Material Point Method for Modelling Soil– Water–Structure Interaction. http://mpm2019.eu/programme –Phuong, N.T.V, Van Tol, A.F., Elkadi, A.S.K., and Rohe, A. (2016), Numerical Investigation of pile installation effects in sand using Material Point Method. Computers and Geotechnics 73: 58 – 71. –Rohe, A. and Martinelli, M. (2017), MPM and applications in geotechnical engineering. Geotech- niek vol 21, special issue ICSMGE 2017, September 2017, p. 16-19. –Sulsky, D.L., Chen, Z. and Schreyer, H.L. (1994), A particle method for history-dependent materi- als. Computer Methods in Applied Mechanics and Engineering, 118:179–196. –Van Tol, A.F., Phuong, N.T.V. en Rohe, A., (2019) Paalinstallatie-effecten in zand. Geotechniek vol. 23 (in voorbereiding). ! ONAFHANKELIJK VAKBLAD VOOR HET GEOTECHNISCHE WERKVELD t e c h n i e k eeee tttt n CHNISCHE WTEOGEHET A LIJK V NKEHANAF O n hh cc i e i e ELDV ERK CHNISCHE W R OOD V ABLKA e ii nn kk e kk eee Adverteren in Geotechniek? Ad hoc of op reguliere basis met een aantrekkelijk publiciteitspakket verbonden aan een van de memberships! Informeer naar de mogelijkheden: Uitgeverij Educom info@uitgeverijeducom.nl 010 - 425 65 44 Inleiding Nederland leeft met water. Het veilig en leefbaar houden van Nederland zal de komende decennia een grote opgave zijn, waarbij er een enorme versterkingsoperatie van waterkeringen moet plaatsvinden. Voor het verkleinen van de impact hiervan lopen meerdere innovatie-trajecten. In verschillende POV-onderzoeksprogramma’s staan geokunststoffen op de kaart, maar de toepassing is tot dusverre beperkt terwijl deze wel grote potenties heeft. De mogelijke toepassingen van geokunststoffen bij dijkversterkingen zijn al beschreven in CUR-publicatie 186 (1996). De uitdagingen bij dijkversterkingen, nieuwe water- keringen en kustverdediging worden steeds groter. Dit artikel gaat in op de kosten van overstromingen, het Nederlandse Hoogwaterbeschermingspro- gramma en de mogelijk-heden voor het gebruik van geokunststoffen in waterkeringen en kust- verdediging. Kosten van overstromingen In het eerste artikel is uitgebreid ingegaan op de problematiek en de effecten van klimaatveran- dering. Zeespiegelstijging en extreme weers- omstandigheden zullen significante effecten hebben op waterkeringen en kustverdediging wereldwijd. De mogelijke gevolgen voor de veilig- heid, leefbaarheid en houdbaarheid van woon-, werk- en landbouwlocaties zijn groot. De wereldwijde schadekosten als gevolg van overstromingen zullen door de zeespiegelstijging naar verwachting enorm oplopen. Uit een recente studie van Jevrejeva e.a. (2018) blijkt dat bij 0.86 cm zeespiegelstijging (RCP8.5 scenario, mediaan- waarde) en zonder het nemen van maatregelen voor waterkeringen en kustverdedigingen, de wereldwijd geschatte schadekosten in het jaar 2100 ten gevolge van overstromingen bijna 15000 miljard!/jaar bedragen. De oplopende kosten tus- sen 2040 en 2100 als gevolg van overstromingen zijn voor verschillende scenario’s weergegeven in figuur 1. Indien wel maatregelen worden genomen met betere bescherming van de kusten, zouden deze jaarlijkse schadekosten met circa een factor 10 kunnen worden verlaagd, maar ook een dergelijk bedrag blijft nog steeds van enorme omvang. Om overstromingen te voorkomen besteedt Nederland sinds jaar en dag veel aandacht en geld aan de waterkeringen. Momenteel is het versterken van de waterkeringen geregeld in het hoogwater- beschermingsprogramma (HWBP). Het doel van dit programma is dat in 2050 alle primaire water- keringen in Nederland op een sobere en doel- matige wijze zijn versterkt, zodat ze voldoen aan de wettelijke normen die zijn vastgelegd in de Waterwet. Hiermee wordt de waterveiligheid van Nederland gewaarborgd. De opgave beslaat 1100 km aan dijken die versterkt moeten worden, omdat deze zijn afgekeurd in de (verlengde) derde toetsing van de primaire waterkeringen. Als gevolg van de nieuwe normen die per 1 januari 2017 in werking zijn getreden, komen hier naar verwachting nog enkele honderden kilometers bij. Dit betekent dat tot 2050 ongeveer de helft van alle primaire waterkeringen verbeterd moet worden. Ook zal een groot aantal kunstwerken moeten worden versterkt. Om dit doel te kunnen realiseren zijn de volgende ambities geformuleerd: •Hoger productieniveau. Om in 2050 alle primaire keringen aan de norm te laten voldoen zal vanaf 2020 jaarlijks gemiddeld 50 kilometer primaire keringen versterkt moeten worden. •Lagere kosten. Via slimmere en goedkopere oplossingen dienen de gemiddelde kosten van versterkingsmaatregelen beperkt te worden tot gemiddeld 7 miljoen !/km. Geokunststoffen bij dijken en kustverdedigingen Bij het realiseren van de ambities van het HWBP kunnen geokunststoffen een grote rol spelen. Het toepassen van geokunststoffen kan resulteren in een substantieel betere, snellere en goedkopere aanleg van nieuwe waterkeringen, dijkversterkingen of kustverdediging. Tabel 1 geeft een overzicht van mogelijke toepassingen. Hierbij is een onderscheid gemaakt naar de hoeveelheid ervaring met de toepassing, zowel in Nederland als in het buiten- land. Op sommige onderdelen is men met de toepassingen in het buitenland verder gevorderd dan in Nederland. Op andere onderdelen is Neder- land verder vooruit, bijvoorbeeld met het Verticaal Zanddicht Geotextiel. Hierdoor zijn er over en weer goede mogelijkheden om te leren van elkaars ervaringen. Erosiebescherming met structuurmatten Als gevolg van snelstromend water, golven of hevige regen bestaat er risico op erosie. Water- keringen kunnen op een natuurlijke manier worden beschermd tegen erosie door een goede (gras)- vegetatie op een klei-onderlaag. Hiervoor moet er een diepe en goede beworteling zijn. Het 48 GEOKUNST JUNI 2019 KLIMAATVERANDERING EN WEERSEXTREMEN: TOEPASSING VAN GEOKUNSTSTOFFEN BIJ WATERKERINGEN EN KUSTVERDEDIGING (DEEL 2) Figuur 1 – a) Wereldwijd geschatte jaarlijkse kosten overstromingen zonder additionele aanpassingen v oor 1.5 ºC (rode kleur), 2.0 ºC (groene kleur), RCP8.5 (scenario 50% percentiel, licht blauw) en RCP8.5_J14 scenario 95% percentiel, paars). b) Kosten als fractie van het bruto nationaal pr oduct (GDP, gross domestic product). Referentie: Jevrejeva e.a., 2018 ab prof. dr. ir. Adam BezuijenUniversiteit Gent en Deltares Ing. Rijk GerritsenLow & Bonar / Enka Solutions Ir. Kees DorstDorst Waterbouw Consult ontwikkelen daarvan duurt meerdere groeiseizoe nen, over het algemeen minimaal twee. Bij aanleg van nieuwe taluds wordt in het algemeen in Nederland geaccepteerd dat de grasmat de eerste maanden of zelfs jaren nog onvoldoende sterkte heeft, vertrouwend op de erosiebestendigheid van de onderliggende kleilaag. Aanleg of oplevering in het najaar betekent dat de groeitijd voor vegetatie te kort is voor het eerstvolgende hoogwater- seizoen (15 oktober – 15 maart). In het buitenland ligt de eis voor snelle bescherming met grastaluds bij waterkeringen veelal hoger, zoals bijvoorbeeld in Amerika, waar in die gevallen veelal verankerde structuurmatten worden toegepast. Vo o r h e t v a s t h o u d e n v a n d e b ove n s t e g ro n d l a a g op taluds bij waterkeringen kan een driedimensio- nale geokunststof structuurmat worden toegepast in de toplaag (zie figuur 2). Deze mat biedt bescherming van de kale grond of prille vegetatie, waardoor extra weerstand wordt verkregen tegen erosie. Dit voorkomt dat jonge begroeiing of net aangebracht graszaad wegspoelt en bevordert zo een homogene ontkieming. Het effect hiervan is de ontwikkeling van een kwalitatief betere grasvegetatie. Hiernaast biedt de structuurmat een blijvende versteviging van de toplaag in de wortelzone. Dit kan nodig zijn waar hogere belastingen worden verwacht, bijvoorbeeld door golfwerking of overslag. Tevens biedt de mat een aanvullende versterking bij een schrale onder- grond, het (lokaal) niet aanslaan van de vegetatie, of waar lokaal beschadigingen kunnen optreden (schapenpaadjes, fietssporen langs trappen, etc.). Bij uitgevoerde overslag- en oploopproeven op grastaluds van waterkeringen op Tholen is waar- genomen dat versneld falen kan optreden bij lokale beschadigingen in de grasvegetatie (Infram, 2011). Voor het vaststellen van de erosiebesten- digheid van erosiematten zijn uitgebreide proeven gedaan met verschillende typen matten, zonder en met grasvegetatie, en differentiatie in het type gras (figuur 3). Indien een snelle vegetatieontwikkeling gewenst is, kan ervoor worden gekozen om gras niet te zaaien, maar om hydro-mulching toe te passen. Hierbij wordt een mengel van graszaad, voedings- stoffen en bodemdeeltjes hydraulisch in een 3D-structuurmat gespoten. Deze techniek wordt veel toegepast in het buitenland (bv. Amerika), 49 GEOKUNST JUNI 2019 Figuur 2 – Erosiebescherming waterkering met beginnende vegetatie op een 3D-open of voorgevulde structuurmat met bitumen gebonden steenslag (EnkaMat A20). Referentie: Low & Bonar Figuur 3 – Uitvoering stroomproeven op grasvegetatie versterkt met een 3D open structuurmat (EnkaMat 7020, flow channel testing Colorado State University US). Referentie: Low & Bonar SAMENVATTING Door klimaatverandering is het veilig en leefbaar houden van Nederland een grote uitdaging voor de komende decennia. Zeespiegelstijging en frequentere uitzonderlijke weersomstandigheden zullen significante effecten hebben op onze waterkeringen. De komende tijd zal een enorme en kostbare versterkings- operatie van de waterkeringen moeten plaatsvinden. Met het gebruik van geokunststoffen kan deze enorme versterkingsoperatie substantieel beter, sneller en goedkoper. Dit artikel is het tweede in een serie van twee. In het eerste artikel is ingegaan op de problematiek en de effecten van klimaatverandering en de potentiële rol die geokunststoffen kunnen spelen. Dit vervolgartikel gaat uitgebreid in op verschillende onderzoeken en ervaringen uit de praktijk met het toepassen van geokunststoffen bij dijkversterkingen, waterkeringen en kustverdediging. Ta bel 1. To epassing en er varing geokunststof fen bij dijk versterkingen, nieuwe waterkeringen en kustverdediging in Nederland en het buitenland Omschrijving Nederland Buitenland Erosiebescherming met 3D-structuurmatten Nieuw Bestaand Steile taluds en (keer)wanden in gewapende grond met geogrids Incidenteel Incidenteel Stabiliteit ophogingen op slappe ondergrond met hoge sterkte grondwapening Incidenteel Bestaand Filterconstructies onder stort- of zetsteen Bestaand Bestaand Kustverdediging met behulp van met zand gevulde geotextiele zakken, tubes of containers Incidenteel Bestaand Ontwatering van baggerspecie met geotextiele tubes ingebouwd in de waterkering Incidenteel Bestaand Te e n - e n t a l u d d r a i n a g e , b e h e e r s i n g w a t e r s t a n d e n met 3D-drainagematten Incidenteel Incidenteel Consolidatie slappe bodemlagen onder de waterkering met verticale drains Bestaand Bestaand Waterremmende lagen met bentonietmatten of folie Nieuw Bestaand Anti-piping constructies met Verticaal Zanddicht Geotextiel (VZG) of bentonietmatten Nieuw Nieuw To e l i c h t i n g : b i j d e t o e p a s s i n g e n i s a a n g e g e v e n o f d e z e v o l l e d i g n i e u w z i j n ( v o o r z o v e r b e k e n d n i e t e e r d e r toegepast), incidenteel (een of enkele keren succesvol toegepast) of bestaande techniek (veel ervaring). maar heeft nog beperkte toepassingen in Neder- land. Bij hydro-seeding of -mulching dient er aandacht te zijn voor de kwaliteit van de zaden, voedingsstoffen en structuurmat aangezien alle onderdelen van grote invloed kunnen zijn op het verkrijgen van een goed begroeid talud. Onderzoek overgangsconstructies Afhankelijk van de omvang en zone van de hydrau- lische belasting worden op primaire waterkeringen verschillende soorten erosiebeschermingsmaat- regelen toegepast. Zware bescherming is aan- gebracht in de golfbelastingzone: breuksteen (al dan niet gepenetreerd), zetsteen, asfalt, beton of betonblokkenmatten.Op de hoger gelegen delen of op het binnentalud is veelal een grasbekleding toereikend. Potentieel zwakke plekken zijn de overgangen van harde naar zachte constructies (horizontaal of verticaal) of knikken in het talud. De belastingen zijn hier veelal groter en de sterkte minder. Om deze reden is vanuit Rijkswaterstaat in samenwerking met verschillende marktpartijen (onder andere Deltares en Infram) onderzoek gestart naar potentiële versterkingsmaatregelen. Ten behoeve van dit onderzoek zijn in augustus en september 2016 een twintigtal testvelden met verschillende overgangsconstructies gebouwd op het binnentalud van de Waddenzeedijk nabij Sint Jacobiparochie (Van Steeg, 2016). De overgangen zijn gebouwd als horizontale overgangsconstructie (figuur 4 en 5). De testvelden bestaan uit een groot aantal versterkingsmogelijkheden, waaronder geokunststoffen met een viertal verschillende erosiematten en geogrids, injectie van vezels, kunststof raster, betonblokken, grasbetontegels, injectie van wortelbevorderende enzymen en niet-versterkte testvelden als referentie. De ondergrond is van alle testvelden hetzelfde. De verschillende testvelden zijn na aanleg ingezaaid met graszaad en het voornemen is deze na meer- dere groeiseizoenen ter plaatse te beproeven met de golfoploopsimulator en/of in de Deltagoot in Delft. Dit gaat naar verwachting plaatsvinden in het najaar van 2019. Geotextielen onder breuksteen Geotextielen worden sinds de jaren ’70 veel gebruikt als filter onder breuksteen. Voordien werden zinkstukken volledig opgebouwd uit rijshout, riet en wiepen. De onderlaag van het zinkstuk met filterfunctie werd later vervangen door een geweven geotextiel (zogenaamd lussen- doek). Een bewerkelijk en kostbaarder meerlaags granulair filter wordt hiermee vermeden. Een probleem dat zich soms voordeed bij deze toepas- sing was dat de stenen die op het geotextiel werden aangebracht het geotextiel beschadigden (CUR, 2004). De richtlijn Geotextielen onder steenbekledingen (SBR CUR net, 2017) stelt daarom voor om voor dit soort constructies vliezen (non-wovens) met grote rekeigenschappen te gebruiken die door de grotere rek bij breuk beter kunnen vervormen onder de vallende stenen. In deze richtlijn staat hoe de toelaatbare impact berekend kan worden. De rekenmethode wordt momenteel getoetst met behulp van laboratorium- onderzoek (Izadi e.a., 2018, Bezuijen & Izadi, 2018) en in veldproeven. Hierbij wordt ook onderzoek uitgevoerd naar de prestaties van geocomposieten (woven/non-woven, zie figuur 6). Ver t icaal Zanddicht Geotex tiel ( V ZG) Piping is een belangrijk faalmechanisme bij dijken. Bij dit mechanisme stroomt water via een zandlaag onder de dijk door op het grensvlak met klei. Afhankelijk van het stijghoogteverschil en de kwelweglengte (tussen in- en uittredepunt) kan hierbij een kritisch verhang ontstaan. Dit resulteert in zandmeevoerende wellen bij de teen van de dijk. Als dit proces doorgaat, zal tussen het buitenwater en het achterland een doorgaande verbinding ontstaan (een zogenaamde pipe) die de water- kering ondermijnt. Het is dan ook zeer belangrijk om dit proces tijdig te stoppen. Een traditionele oplossing is het aanleggen van lange pipingbermen in de binnenteen van de waterkering om het verhang te reduceren. Een recente ontwikkeling is het zogenaamde Verticale Zanddicht Geotextiel (VZG). Dit geotextiel wordt verticaal in de grond gebracht in de binnenteen van de dijk. Water dat onder de dijk doorstroomt wordt hierdoor niet gehinderd, maar het geotextiel voorkomt dat zandkorrels onder de dijk worden uitgespoeld (zie figuur 7). Een doorgaand erosieproces met het 50 GEOKUNST JUNI 2019 Figuur 4 – Aanleg erosiemat EnkaMat A20 proefveld overgangs- constructies binnentalud Waddenzeedijk augustus 2016. Referentie: Deltares Figuur 6 – Uitvoering van valproeven op composiet geotextiel (woven/non-woven). Referentie: Adam Bezuijen, Universiteit Gent Figuur 7 – To e p a s s i n g verticaal zanddicht geotextiel (VZG) ter voorkoming van piping onder een waterkering. Referentie: Waterschap Rivierenland Figuur 5 – Horizontale overgangsconstructie bij primaire waterkeringen met overgang van harde constructie (bijvoorbeeld asfalt) naar zachte constructie (gras). Referentie: Van Steeg, november 2016, Deltares verder groeien van de pijp onder de waterkering wordt hiermee gestopt. Sinds 2011 is het VZG in ontwikkeling en zijn laboratoriumproeven uitge- voerd. Bij de IJkdijkproef in Groningen is de effec- tiviteit van het VZG aangetoond (Förster e.a., 2013). Hierna is het VZG toegepast als pilot binnen het Ruimte voor de Rivier dijkversterkingsproject Hagestein-Opheusden (Waterschap Rivierenland, 2014). Vanuit de POV Piping is op basis van al het onderzoek een OBR (Ontwerp- en Beoordelings- Richtlijn) uitgebracht (POV Piping, 2017). In 2018 zijn door Waterschap Rijn en IJssel meerdere vervolg-maakbaarheidsproeven uitgevoerd ten behoeve van een tracé van 1200 meter langs het Twentekanaal bij Zutphen. Bentonietmatten Voor het aanbrengen van een kunstmatige water- remmende laag bij waterkeringen wordt van ouds- her natuurlijke klei gebruikt, voor zowel de opbouw van de gehele dijk als voor het afdichten van taluds of het voorland (Dijkwerkers, 2018). Voor het verkrijgen van afdoende waterremming en erosiebestendigheid dient deze klei te voldoen aan hoge eisen. Erosiebestendige klei (voormalige ‘categorie 1’ klei) wordt nabij de projectlocaties steeds schaarser en moet vaak van ver weg worden gehaald. Dit vormt een steeds groter probleem met oplopende kosten en milieubelasting. Als alternatief voor een dikke laag natuurlijke klei kan bij waterkeringen ook gekozen worden voor de toepassing van bentonietmatten (zie figuur 8). Internationaal wordt gesproken over Geosynthetic Clay Liners (GCL’s). Deze matten van circa 1 cm dik bestaan uit meerlaags hoogwaardige geotextielen waartussen (bij voorkeur) bentonietpoeder is verwerkt. Bentonietmatten kunnen worden gebruikt voor het (nagenoeg) waterdicht maken van zowel waterkeringen als het voorland, waarbij deze een 1 meter dikke kleilaag kunnen vervangen. Met toepassing van bentonietmatten in het voorland wordt de kwelweglengte verlengd door het verleggen van het intredepunt. Zo kunnen bentonietmatten ook worden toegepast als maat- regel tegen piping. Naast een grote kosten- besparing biedt de toepassing van GCL’s andere grote voordelen ten opzichte van gebruik van klei: duurzaamheid (energiebehoefte en CO2-uitstoot voor productie en transport), realisatiesnelheid (minder diepe ontgraving, geen bemaling nodig), grootschaliger toepassing van gebiedseigen grond en aanzienlijk minder grondonderzoek. Door de zwelcapaciteit van het bentoniet is de bentoniet- mat tot op zekere hoogte zelfhelend. Kleine gaatjes (orde centimeters) veroorzaakt door muizen of worteldoorgroei zullen dichtzwellen. De mogelijke toepassing van bentonietmatten op dijken en voorland wordt momenteel onderzocht vanuit Waterschap Limburg. Voor de mogelijke toepas- sing van bentonietmatten zal in het kader van de POV Dijkversterkingen met Gebiedseigen Grond (POV DGG) ook een OBR worden opgesteld. Bentonietmatten hebben in een zoetwaterom- geving een zeer lage doorlatendheid. In brak en zout water kan de doorlatendheid ordes hoger zijn (orde 10 -10 m/s in zoet water, meer dan 10 -8m/s in zout water). Dit beperkt de toepasbaarheid van deze matten enigszins in brak en zout water of in water met veel chemische verontreiniging. Ook dan is de doorlatendheid nog steeds zeer laag met een weerstand gelijkwaardig of beter dan de traditionele 1,0 m dikke kleilaag. Bovendien kan de kleilaag bij droog en warm weer over een grote dikte structureren (scheuren). Aan de Universiteit Gent wordt onderzocht hoe bentoniet ondoor- latend kan blijven in brak en zout water en onder vochtigheidswisselingen door het toevoegen van polymeren. Gebleken is dat deze zogenaamde Hyper Clay (bentoniet met polymeer) de lage doorlatendheid van bentoniet behoudt in brak en zout water (Di Emidio, 2010) en ook nog beter bestand is tegen wisselingen in de vochtigheid (De Camillis, 2017). Dat laatste is van belang voor bentonietmatten die op een talud boven water worden toegepast. Ve r t i c a l e d r a i n a g e Waterkeringen zijn in Nederland vaak gelegen op een slappe ondergrond met samendrukbare lagen klei of veen. Bij het aanbrengen van een ophoging zal er consolidatie optreden. Dit is een proces waarbij wateroverspanning veroorzaakt door externe bovenbelasting langzaam dissipeert en de grond inklinkt. Bij dikke en slappe cohesieve lagen (bijvoorbeeld 8 tot 12 meter klei/veen) kan dit proces zeer langzaam gaan, hetgeen leidt tot een lange bouwtijd (ter voorkoming van instabili- teit tijdens de aanleg), en tot langdurige zettingen na oplevering. Dit leidt tot meer onderhoud van dijkbekleding, dijklichaam en op de dijk gelegen 51 GEOKUNST JUNI 2019 Figuur 9 – Werking ver ticale drainage (ColbondDrain) met uittredend water. Referentie: Low & Bonar Figuur 8 – Aanleg bentonietmat op een waterkering als kunstmatig water- remmende laag. Referentie: Kees Dorst Figuur 10 – Aanbrengen verticale drains (ColbondDrain) ten behoeve van grootschalige dijkversterking rond New Orleans US. Referentie: Low & Bonar wegverhardingen. Ter voorkoming hiervan kan wateroverspanning versneld worden gereduceerd, veelal met behulp van kunststof verticale drains (figuur 9), waardoor het consolidatie- en zettings- proces sneller verloopt. Deze methode kan worden toegepast in combinatie met grondverbetering, overhoogte of geforceerde consolidatie (aanbren- gen onderdruk in de drains). Kunststof verticale drains worden met een grote injectiestelling geïnstalleerd tot een diepte van 10-30 meter. In het buitenland met aanzienlijk grotere diktes van het slappe lagen pakket zijn er zelfs ervaringen tot een diepte van 60 m onder maaiveld. Informatie over consolidatie van bodemlagen met verticale drainage kan worden gevonden in de recent uit- gebrachte publicatie POVM Grondverbeteringen (POVM, 2018). In deze publicatie worden toepas- singen van verticale drains bij waterkeringen genoemd als de buitenwaartse versterking van de Nessepolderdijk (2000-2002) en de Zuiderdijk van Drechterland (2007-2011). Een voorbeeld uit het buitenland betreft grootschalige dijkverster- kingen in het moerasgebied rond New Orleans voor het versterken van waterkeringen naar aan- leiding van de overstromingen na de orkaan Katrina, zie figuur 10. Bij verticale drainage onder waterkeringen dient er aandacht te zijn voor het afvoeren van het vrijgekomen consolidatiewater tijdens de bouw- fase en de gebruiksfase. Voor toepassing van ver- ticale drainage is doorgaans een ontheffing nodig. Bij toepassing mogen de drains geen kortsluiting maken met een ondergelegen watervoerende laag (aquifer), waardoor bij hoge rivierwaterstanden de kwel zou toenemen door voeding van onderaf. Veelal wordt hier toe een marge aangehouden in het aanbrengen van de verticale drains tot een maximale hoogte van 1 à 1,5 meter boven de onderzijde van de cohesieve lagen. Hiertoe is het uiteraard belangrijk dat het verloop van de onder- zijde van deze lagen goed in beeld is gebracht, zodat de aanbrengdiepte veilig bepaald kan worden. Te e n e n t a l u d d r a i n a g e Als gevolg van hogere waterstanden buitendijks en bodemdaling in de polders zal de hydraulische belasting op de waterkeringen toenemen. Deze toename van het stijghoogteverschil zal negatief werken op de stabiliteit van de waterkering. Het verloop van de stijghoogte over de waterkering kan worden beïnvloed door gebruik te maken van geokunststof drainage. Dit onderwerp is zeer actueel. Vanuit de POV- macrostabiliteit en POV- piping is met een onderzoekscommissie geschreven aan de publicatie (POV-drainagetechnieken, mei 2018). Drainage bij dijken kan zinvol zijn ten behoeve van faalmechanismen als macro- en microstabiliteit en piping. In de publicatie is uit- gebreid beschreven hoe moet worden omgegaan met het ontwerp, realisatie en beheer en onder- houd van verschillende drainagesystemen bij waterkeringen. Mogelijkheden in drainage zijn bijvoorbeeld verticale bronnen, grindkoffers, horizontale drains of geokunststof drainage- matten. Deze drainagematten bestaan uit een composiet geokunststof 3D-structuur, die druk- stabiel moet zijn onder de gegeven omstandig- heden. Deze drainagematten kunnen verticaal worden ingebracht (bijvoorbeeld als teendrai- nage), horizontaal (deels onder waterkering of berm) of onder helling, onder de waterremmende kleilaag. Een schematische doorsnede van deze toepassingis gegeven in figuur 11. Een voorbeeld van teendrainage bij waterkeringen is de toepassing bij de zeedijk Cadzand-Breskens. Hier is over 8,5 km teendrainage aangebracht door gebruik te maken van een geokunststof 3D- drainagemat. Ter plaatse lag een oud drainage- systeem met kapotte gresbuizen in een grind- koffer. Door de schade was deze drainage niet meer door te spuiten en voerde het oude systeem het aangeboden water ook niet meer af. Hierdoor was de stijghoogte in de teen soms zodanig hoog dat het water op de achtergelegen weg kwam te staan. Waterschap Zeeuws-Vlaanderen heeft ervoor gekozen om over dit traject de oude 52 GEOKUNST JUNI 2019 Figuur 12 – Aanbrengen teendrainage met geotextiel drainagemat (EnkaDrain Findrain) in teenconstructie waterkering Cadzand-Breskens. Referentie: Low & Bonar Figuur 11 – Schematische doorsnede met freatische lijn binnen waterkering en opties aanbrengen van geokunststof teendrainage.Referentie: Low & Bonar grindkoffer te vervangen door een verticaal geokunststof drainagescherm met onderin een geïntegreerde kunststof drainage buis. Voor het aanbrengen hiervan is in de binnen teen van de dijk een smalle sleuf gefreesd, het verticale drain- scherm aangebracht en aangevuld met drainage- zand (zie figuur 12). Conclusie Door klimaatverandering is het veilig en leefbaar houden van Nederland in de komende decennia een grote uitdaging. Er zal een enorme en kost- bare versterkingsoperatie van de waterkeringen moeten plaatsvinden. Het op grotere schaal toepassen van geokunststoffen kan resulteren in een substantieel betere, snellere en/of goed- kopere aanleg van nieuwe waterkeringen, dijk- versterkingen of kustverdediging. Doorontwikke- ling van concepten met het beperken van het ruimtebeslag (steile taluds), erosiebescherming (3D-structuurmatten), beheersing van water- standverschillen (drainagematten), het gebruik van zandgevulde elementen (zakken, tubes of containers) of toepassing van waterremmende lagen met bentonietmatten bieden hierbij zeer goede potenties voor de toekomst, zowel voor Nederlandse als buitenlandse omstandigheden. Op sommige onderdelen is men in het buitenland verder gevorderd dan in Nederland, op andere onderdelen is Nederland verder vooruit (bijvoor- beeld met het Verticaal Zanddicht Geotextiel). Hierdoor zijn er over en weer goede mogelijkheden om te leren van elkaars ervaringen. Referenties - Bezuijen A, Izadi E, (2018), Damage of geotextile due to impact of stones. 11th International Confe- rence on Geosynthetics, Seoul. - CUR 186 ( juli 1996), Geokunststoffen en rivier- dijkverbetering, Civiel Centrum Uitvoering Research en Regelgeving, CUR/NGO. - De Camillis, M. (2017), Experimental and Nume- rical Study of Wet and Dry Cycles on an Innovative Polymer Treated Clay for Geosynthetic Clay Liners, PhD thesis, Ghent University. - Di Emidio, G. (2010), Hydraulic and Chemico- Osmotic Performance of Polymer Treated Clays, PhD thesis, Ghent University. - Dijkwerkers (september 2018), Handboek Dijken- bouw, uitvoering versterking en nieuwbouw, Hoog- waterbeschermingsprogramma (HWBP), Utrecht. - Förster, U., Van der Kolk, B.J. en Van den Berg, G. (september 2013), Verticaal zanddicht geotextiel als piping-preventiemaatregel, Land en Water. - Infram ( juni 2011), Overslagproeven en oploop- proef Tholen, projectbureau zeeweringen, factual report, referentie 10i092. - Izadi E, Decraene T, De Strijcker S, Bezuijen A, Vinckier D (2018), A laboratory investigation on the impact resistance of a woven geotextile Geo-textiles and Geomembranes 46 (1), 91-100. - Jevrejeva, S, Jackson, Grindsted, A, e.a.(2018), Flood damage costs under the sea level rise with warming of 1.5 ºC and 2 ºC, Environmental Research Letters. - POV Macrostabiliteit (september 2018), POVM grondverbeteringen, Hoogwaterbeschermings- programma (HWBP), Utrecht. - POV Macrostabiliteit en de POV-Piping (mei 2018), POV Drainagetechnieken, Hoogwater- beschermingsprogramma (HWBP), Utrecht. - POV Piping ( juni 2017), Ontwerp- en beoordelings- richtlijn Verticaal Zanddicht Geotextiel, Hoogwater- beschermingsprogramma (HWBP), groene versie. - SBR CUR net (maart 2017), Ontwerprichtlijn Geo- textielen onder steenbekleding, SBR CUR net, Delft. - Steeg, van P.(november 2016), Bouw overgangen, verslag van uitgevoerde werkzaamheden op de dijk in augustus 2016, Deltares rapport 1230042-005. - Waterschap Rivierenland (april 2014), Nieuws- brief dijkverbetering Hagestein – Fort Everdingen, nummer 12. Copyright figuren: zie bij de figuren. ! 53 GEOKUNST JUNI 2019 EnkaGrid ® & EnkaMat ® Grondwapening en erosiebescherming bij waterkeringen en dijkversterkingen Low & BonarWestervoortsedijk 73, 6827 AV Arnhem | T +31 85 744 1300 lowandbonar.com/civilengineering | civilengineering @lowandbonar.com Handreiking ‘Kraanopstelplaatsen bij de bouw van windturbines’ Na een welkomstwoord en introductie door NGO-bestuurslid Rijk Gerritsen, gaf Erik den Arend, rapporteur van de handreiking en geotech- nisch adviseur bij BT Geoconsult, een presentatie over de handreiking. Door schaalvergroting is de hoogte van windtur bines op land de afgelopen decennia fors toegenomen. Zo is de gemiddelde ashoogte toegenomen van ca. 20 m in 1982 naar ongeveer 100 m nu. En dus zijn de kranen, die nodig zijn voor de opbouw en het onderhoud van deze turbines, ook groter en zwaarder, met de daarbij behorende toegenomen grondbelastingen. Een kraanopstelplaats vraagt om een zorgvuldig, veilig en economisch verant- woord ontwerp. Hierbij zijn locatiespecifieke factoren van belang: het kraantype, de belastingen, de omgeving en de (veelal slappe) ondergrond. Maar ook het op een juiste wijze verwerken van de potentiële risico’s gerelateerd aan de hijswerk- zaamheden, vraagt aandacht. Omdat vaak pas op een laat moment bekend wordt welke kraan/ kraantype zal worden ingezet of welke belastingen daadwerkelijk zullen optreden is de ontwerpricht- lijn ook bedoeld voor de inschatting van risico’s op basis van een indicatief ontwerp met een voorlopige kraanbelasting. Vaak zal dit in een later stadium leiden tot een herontwerp. Op basis van deze uitgangspunten is getracht een ontwerprichtlijn voor kraanopstelplaatsen (foto 1) bij de bouw van windturbines op te stellen. De publicatie heeft vooralsnog het karakter van een ‘handreiking ten behoeve van het ontwerp‘. De bedoeling is om hiermee in de komende jaren ervaring op te doen. Dat kan vervolgens leiden tot een aangepaste ontwerprichtlijn. Het doel van de publicatie is het bundelen van kennis en ervaring over turbines, kranen, onder- grond, ontwerp, realisatie en beheer en onder- houd, waarmee uiteindelijk kan worden gekomen tot: - Verhoogde veiligheid en betrouwbaarheid; - Eenduidige specificaties en eisen; - Handreikingen voor het ontwerp en de realisatie; - Meer inzicht in en beheersing van (geotechnische) risico’s door het uitvoeren van risicogestuurd grondonderzoek; - Inzicht in raakvlakken tussen de belanghebben- den en meer draagvlak; - Verhoogde efficiëntie en doorloopsnelheid; - Kostenreductie. Bij het toetsen van de funderingsstabiliteit spelen het draagvermogen (gedraineerd en onge- draineerd) van de ondergrond en de belastingen vanuit de kraan een belangrijke rol. De sterkte en de vervormingscapaciteit van de ondergrond bepalen het draagvermogen en de vervormingen van de kraanfundering. Een goed en gedetailleerd plan voor (gecombineerd) geotechnisch en geo- hydrologisch onderzoek leidt tot besparingen in kosten en doorlooptijd. Bij deze onderzoeken moet men in eerste instantie denken aan be- staande informatie uit bijvoorbeeld DinoLoket met uitvoering van aanvullende boringen en sonderingen. In het Definitief Ontwerp (DO) kan op de specifieke probleemlocaties een nadere verfijning met aanvullend grondonderzoek plaats- vinden. Naast de eigenschappen van de onder- grond zijn de specificaties van de turbine- leverancier bepalend voor het ontwerp. Daarbij is Foto 1 – Kraanopstelplaats. Foto 2 – Superlift. 43 GEOKUNST JUNI 2019 Paul ter Horst BBA BEng Area Manager Benelux Tensar International BV EXCURSIE NAAR HET WINDPARK WIERINGERMEER EN INTRODUCTIE PUBLICATIE ‘KRAANOPSTELPLAATSEN’ vooral het type kraan van belang. In Nederland worden vooral mobiele kranen gebruikt, op banden (met stempels) of op rupsen (meestal zon- der stempels). Toren- en stempel-(pedestal)kranen komen minder voor. In het ontwerp dient rekening te worden gehouden met de verschillende fasen van de opbouw en het gebruik van de kraan. Zaken als een superlift met een extra contragewicht (foto 2) tijdens oprichten en hijsen of oprichtpoten zijn daarvan voorbeelden. Een kraanopstelplaats is zelf vaak maar 25 x 25 m2 (zonder superlift), maar voor de opbouw van de (rups)kraan moeten ook lay-down area’s en kraan- opstelplaatsen worden gerealiseerd voor de kranen die de uiteindelijke kraan opbouwen. Maatgevende belastingen voor het ontwerp kunnen in verschillende fasen optreden. Vaak is de belasting tijdens het oprichten maatgevend (foto 3). Tijdens het oprichten treden namelijk zeer hoge piekbelastingen op. Geleidelijke belastingen, zoals bijvoorbeeld tijdens het hijsen van elementen, kunnen ook maatgevend zijn. Omdat tijdens het ontwerp meestal nog niet duidelijk is welke specifieke kraan zal worden ingezet, worden belastingen aangenomen op basis van een representatieve kraan en (hijs)situatie. Vo o r a fg a a n d e a a n d e h i j s o p e r a t i e d i e nt w e l getoetst te worden of de werkelijke belastingen, op basis van het hijsplan, vallen binnen de waarden zoals aangehouden in het ontwerp. Bij een mobiele kraan, die op stempels wordt geplaatst, worden de kraanbelastingen in verschil- lende situaties berekend en daarbij de maat- gevende situatie en kraan-oriëntatie bepaald. Daarna worden contactoppervlak en eventuele horizontale belastingen (die kunnen oplopen tot ca. 10% van de verticale belasting) meegenomen in het ontwerp van de verschillende belastings- combinaties (zie figuur 1). Het gaat daarbij zowel om statische als dynamische belastingen. Voor een rupskraan zijn daarnaast ook driehoek-belastingen aan de orde, die ontstaan door lokale belastingen van de rups. Zij worden omgezet naar gelijkmatig verdeelde belastingen en effectieve belasting- oppervlakten (zie figuur 2). In het ontwerp dient natuurlijk ook de omgeving te worden meegenomen. Hierbij moet men onder meer denken aan de grootte c.q. oppervlakte van de kraanopstelplaats, waterstanden, aanwezige taluds en eisen van zetting ten opzichte van de bestaande maaiveldhoogte. Het ontwerp leidt tot een oplossing voor de specifieke kraanopstelplaats. In beschouwing genomen oplossingen zijn: - Fundering op staal, vaak een grondverbetering eventueel met soilmix, dus zonder permanente constructies in de ondergrond maar met risico op (verschil)zettingen; - Fundering op staal met geokunststoffen, beper- king versc hilzettingen door betere belasting- 44 GEOKUNST JUNI 2019 Foto 3 – Maatgevende belasting: het oprichten. Op 13 maart 2019. organiseerde de NGO, in samenwerking met de KIVI- afdeling Geotechniek, een introductie van de nieuwe STOWA publicatie “Kraanopstelplaatsen bij de bouw van windturbines” en een excursie naar het grootste windmolenpark van Nederland: het Windpark Wieringermeer. Het doel van de publicatie is het verhogen van de veiligheid en de betrouw- baarheid, in combinatie met kostenreductie in ontwerp en realisatie. De eerste presentatie behandelde de huidige kennis betreffende turbines, kranen, ondergrond, ontwerp, realisatie en beheer. Daarna kwam het ontwerp van werkwegen, opslagterreinen en kraanopstelplaatsen met het toepassen van geogrids aan de orde, inclusief de voordelen van de per situatie gekozen oplossingen en geokunststoffen. De laatste presentatie gaf een praktische inkijk in de 3D-geocelstructuur oplossing van de kraanopstelplaatsen. De bijeenkomst werd afgesloten met een site visit. SAMENVATTING Figuur 1 – Belastingen op de stempel. Figuur 2 – Belastingen op de rups. spreiding, met één meerder lagen vormvaste geogrids of met een driedimensionale cellen- structuur, die is opgebouwd met vormvaste geogrids en een granulaire vulling (zie foto 4, cover van deze Geokunst); - Paalmatras, een grondlichaam versterkt met hoge sterkte geokunststoffen op een paalfundering als zettingsvrije oplossing, waarbij mogelijk interac- tie optreedt met de palen van de kraanopstel- plaats en turbine; - Betonnen plaat op palen, niet flexibel maar een robuuste zettingsvrije oplossing van belang voor een beperkt aantal typen kranen. De oplossingen kunnen in een trade-off matrix worden afgewogen, waarbij aspecten als ontwerp, realisatie, gebruik, bouwkosten en milieu worden meegenomen. Daaruit blijkt dat de oplossingen met palen robuuster maar ook duurder zijn. Andere oplossingen, met name de toepassing met geokunststoffen, geven minder overlast voor omgeving en milieu en hebben minder invloed op de omgeving van de kraanopstelplaats. Voor de verschillende flexibele oplossingen zonder palen moeten belastingspreidingen worden aan- genomen (figuur 3). Bij een fundering op staal wordt de toets op pons onder een spreidingshoek van 8°, conform NEN 9997-1, uitgevoerd. Bij het toepassen van geokunststoffen (ten behoeve van de funderingstabilisatie) kan een spreiding van 1:1 worden aangehouden. Een nog hogere spreiding van 1:2 kan worden bereikt met de 3D-cellen- structuur van vormvaste geogrids. Te n s l o t t e w o r d e n i n d e h a n d r e i k i n g a s p e c t e n e n aandachtspunten ten aanzien van de realisatie (bijvoorbeeld verdichten, vlakheid en dikte grond- verbetering), het beheer en het onderhoud van een kraanopstelplaats behandeld. Hieronder valt ook de monitoring ten behoeve van het volgen van risicovolle processen (vervormingen, trillingen en geluid) tijdens de aanleg van de opstelplaats of de hijsoperatie. Elders in deze uitgave van Geotechniek staat een uitgebreid artikel van Erik den Arend en Mark- Peter Rooduijn over de handreiking. 45 GEOKUNST JUNI 2019 Figuur 4 – Fundering op staal met geokunststoffen, 3D-cellenstructuur. Figuur 3 – Belastingspreiding. Foto 5 Foto 4 Foto 6 – Leo Kuljanski, Geologics. Het project Windpark Wieringermeer Namens de opdrachtgever Nuon/Vattenfall gaf Alexander Klaassen, Site manager Windpark Wieringermeer, uitleg en inzicht in het project. Het windpark in de Wieringermeerpolder is het groot- ste windmolenpark op land in Nederland. Er komen 99 molens die uiteindelijk per jaar 1,3 miljard kWh produceren en daarmee ca. 370.000 huishoudens voorzien van groene stroom. Door opschaling van de bestaande turbines kan er straks meer energie uit dit windrijke gebied worden gehaald, en met de nieuwe lijnopstellingen verbetert de uitstraling van het landschap. In opdracht van Nuon/Vatten- fall voert de aannemerscombinatie Nordex Group, BAM Infra Nederland en Van Gelder Groep het werk uit. Klaassen behandelde chronologisch de uitvoering van het project, beginnend bij de aan- leg van de fundatie en het asfalteren van de park-wegen tot aan fundatie van de kraanopstel- plaatsen. Verder gaf hij uitleg over de aanleg van de kabels met hun hoge warmteontwikkeling, het heien van de vibropalen (foto 5) onder de betonnen fundatie van de turbines en het zeer uitgebreide vlechtwerk van de wapening. Ontwerp van werkwegen, kraan- opstelplaatsen en opslagterreinen Leo Kuljanski, Senior Design Engineer bij Geologics (foto 6) en lid van het initiële tenderteam en het ontwerpteam van de civieltechnische aannemer Van Gelder gaf ver volgens uitleg over het ontwerp van de infrastructuur op het Windpark Wieringer- meer. Voor de werk wegen zijn uitgangspunten bepaald voor de geometrie (aantal turbines aan een streng), verkeersbelasting in zowel aanleg- als gebruiksfase en de draagkracht van de ondergrond. Een streng bestaat uit een aantal turbines die ca. 400 m uit elkaar worden gebouwd. De geasfalteerde werk- weg is ontworpen op de opgegeven verkeers- belasting (aantal specifieke voertuigen) per turbine. Daarbij moest ook rekening worden gehouden met de aanleg van de werkwegen zelf tot en met het asfalteren. De funderingsdikte is iteratief bepaald op basis van deze belastingen. Omdat bij meer funderingsdikte ook meer werkverkeer nodig is voor de aanleg maar de uiteindelijke verkeersbelasting niet toeneemt, is het van belang de werkweg-funderingsdikte te optimaliseren. Daarmee worden kosten voor ontgraving en aanleg verminderd maar ook gewicht, dus zettingen, verminderd. De funderingsdikte is afhankelijk van de onder- grond. Een slappere ondergrond, in dit geval klei, vraagt meer belastingspreiding, dus meer funde- ringsdikte die weer aanleiding geeft tot meer zettingen door meer gewicht. Tijdens het ontwerp is gekeken naar de verschillende ondergronden waarbij uiteindelijk drie kenmerkende situaties zijn onderscheiden met verschillende waarden voor de draagkracht van de ondergrond. Als uitgangswaar- den zijn E 4(resiliënte moduli) waarden van 20 MPa (organische klei), 30 MPa (siltige klei) en 50 MPa (siltig zand) aangehouden. Door het beschouwen van de verschillende delen van de werkweg tussen de turbines, met variatie in draagkracht van de ondergrond en optredende verkeersbelastingen, zijn de werkwegen geopti- maliseerd voor de totale gebruiksduur van de verhardingsconstructie. Met behulp van de rekenmethode uit de CROW 157 en 189, zijn reeds tijdens de tenderfase de funderingsdikten berekend met de funderings- reductiefactoren voor gestrekte geogrids uit geponste plaat (zie figuur 4). De funderingsreductie ligt hier op ca. 50%, mede door de toepassing van triaxiale geogrids. Om de omliggende klei niet in het menggranulaat te laten migreren, en daar- mee de draagkracht-eigenschappen negatief te beïnvloeden, is een non-woven als scheiding om de funderingslaag aangebracht (foto 7). Bij het ontwerp van de kraanopstelplaatsen is rekening gehouden met de hoogte van de opstelplaats boven het bestaande maaiveld, de afstand van de kraan tot de rand van de opstel- plaats en de aanwezigheid van sloten of ontgravingen. Er is gekeken naar een stempelkraan-oplossing met een opgegeven contactdruk, de veiligheids- GEOKUNST JUNI 2019 Foto 7 – Aanleg werkwegen met triaxiaal geogrid en non-woven . Foto 8 – Aanleg werkwegen met triaxiaal geogrid en non-woven. Figuur 5 – Aanleg werkwegen met triaxiaal geogrid en non-woven. 46 47 GEOKUNST JUNI 2019 factoren conform NEN 9997-1 voor een ondiepe fundering op staal met een risiconiveau RC1 en een hoge grondwaterstand. Met deze gegevens zijn de ongedraineerde en gedraineerde stabiliteit gecontroleerd evenals squeezing. Daarnaast is natuurlijk ook een rupskraan beschouwd door de contactdruk (kN/m2) te berekenen over een specifiek oppervlak van de rups en de daaronder- liggende dragline schotten. Hierbij is gebruik gemaakt van de Meyerhof-distributie om de krachten- driehoek om te zetten in gelijkmatig verdeelde belastingen en effectieve belastingoppervlakten. Te n s l o t t e z i j n d e v i e r m o g e l i j k e o p l o s s i n g e n v o o r de kraanopstelplaatsen met behulp van een trade- off matrix afgewogen. Uitkomst van deze analyse was dat “Fundering op staal met geokunststoffen” het geschiktst was en specifiek de oplossing met de driedimensionale cellenstructuur samengesteld uit vormvaste geogrids en een granulaire vulling (foto 8). Vanwege de zeer gunstige belasting- spreiding van 1V:2H kunnen de optredende krachten van de kraan worden opgevangen binnen de gestelde vervormingseisen. Voor het ontwerpen en co nt ro leren van de geocell- constructie is de Britse Code of practice for strengthened/reinforced soils and other fills (BS8006-1:2016) gebruikt. Deze wijdt een aparte paragraaf aan de “geocell mattress” als oplossing voor funderen van aardebanen op slappe of variërende ondergronden (zie figuur 5). De geocell- mattress is een honingraatstructuur bestaande uit vast-gekoppelde cellen, gevuld met granulair materiaal. Mede door de goede adhesie (afschuif- weerstand) aan de slappe ondergrond, de relatieve stijfheid met verbeterde belasting-spreiding en de verbeterde drainage is ervoor gekozen op de klei rond Wieringerwerf alle kraanopstelplaatsen te bouwen met geokunststoffen. Het TensarTech ®Stratum™ systeem De laatste presentatie was van Paul ter Horst, Area Manager Benelux bij Tensar International, met een praktische inkijk op de gekozen oplossing van een driedimensionaal, stijf funderingssysteem dat is samengesteld uit vormvaste geogrids met een granulaire vulling. Voor de opbouw van de cellen- structuur wordt eerst een tri-axiale (TriAx) geogrid als basis op de ondergrond gelegd. Verticaal hierop worden dwars en diagonaal uni-axiaal gestrekte geogrids van hoge-dichtheid poly- ethyleen (HDPE) geplaatst. Met behulp van een steekstaaf-verbinding (bodkin) wordt een drie- hoekige open celstructuur gemaakt. De afzonder- lijke cellen worden daarna gevuld met granulair materiaal (bijvoorbeeld grof menggranulaat) en verdicht. De optredende belastingen worden door de cellenstructuur gespreid aan de ondergrond afgedragen en glijcirkels worden dieper de onder- grond in geleid zodat men een beter draagvermo- gen en hogere veiligheid tegen stabiliteitsverlies verkrijgt (zie figuur 5). Na een snelle installatie op de bouwplaats fungeert de constructie als een stijf platform dat gecontroleerd en gelijkmatige zetting zal vertonen, maar ook direct een veilige toegang is tot de bouwplaats. Als laatste maar daarom niet minder belangrijk: de kraanopstelplaatsen met het beschreven systeem zijn conform van de wensen van opdrachtgever en aannemer kraanonafhankelijk. Een kijkje buiten Na de theorie was het tijd om een en ander in de praktijk te bekijken en met de “poten in de klei te gaan staan”. Helaas was er, mede door de harde wind, op het windpark weinig activiteit met het installeren van funderingen op staal met geokunststoffen. Ook was de planning veranderd sinds het moment dat de excursie werd gepland in verband met toestemming van omwonenden en agrarische ondernemers voor de bouwwerk- zaamheden (foto 9 en 10). Gelukkig waren via Nuon/Vattenfall en aannemer Van Gelder ook dronebeelden beschikbaar zodat de aanleg van een werkweg en een kraanopstel- plaats in aanbouw kon worden getoond (foto11). Bronnen van foto’s en figuren: STOWA-publicatie 02-2019: Foto 1-2-3, Figuur 1-2-3 / Nuon/Van Gelder: Foto 4-5-7-11-12 / Tensar, Foto 8 / NGO: Foto 6-9 -10 / CROW 157, figuur 4 / BS8006, figuur 5. ! Foto 9 Foto10 Foto 11 Geologie en Bodemopbouw In figuur 1 zijn vereenvoudigde doorsneden van de Amsterdamse bodem weergegeven, die gemaakt zijn met behulp van het Digitaal Geologisch Model van TNO. Hieruit blijkt dat de bodemopbouw grote variatie vertoont, waardoor in de lokale geotechniek van oudsher onderscheid wordt ge- maakt tussen de 1 e, 2e een 3 ezandlaag. Het zakkingsgedrag van deze zandlagen en de bouwwerken die daarin zijn gefundeerd verschilt. Omdat er een relatie bestaat met de ouderdom van de zandlagen wordt onderstaand kort de geologi- sche opbouw (Dinoloket en www.geologievan nederland.nl) van oud naar recent beschreven: De 3e zandlaag betreft de Formaties van Urk en Sterksel, die dateren van het Midden Pleistoceen. Tijdens de voorlaatste ijstijd (Saalien – 238.000 tot 126.000 jaar geleden) werd de noordelijke helft van Nederland bedekt door landijs. Op de grens drongen ijstongen lokaal diep in de bodem, waar- door glaciale bekkens ontstonden. De omvang van het glaciale bekken onder Amsterdam is in figuur 1 aangeduid door een blauwe lijn. Aan het eind van het Saalien ontstond een gletsjermeer, dat werd opgevuld met afwisselend klei- en zandlaagjes (Formatie van Drente). Hierna volgde een warmere periode (Eemien – 126.000 tot 116.000 jaar geleden). De zeespiegel steeg tot maximaal ca. 6 m boven het huidige zeeniveau. Vanuit zee werd klei afgezet (Eem Formatie). Tijdens de laatste ijstijd (Weichselien – 116.000 tot 11.700 jaar geleden) bereikte het landijs Nederland niet. Er heerste een toendraklimaat. Er werd vooral zand afgezet (Formatie van Boxtel), zowel door smeltwater als door wind. Binnen het Weichselien kwamen ook warmere perioden (inter- stadialen) voor. In de Amsterdamse bodemopbouw is het Allerød interstadiaal (13.900 tot 12.850 jaar geleden) herkenbaar aangezien in deze periode behalve zand ook klei en lokaal veen zijn afgezet. Het onderste deel van de Formatie van Boxtel wordt in Amsterdam de 2 ezandlaag genoemd. Hierop liggen de afzettingen van het Allerød inter- stadiaal. Het bovenste deel van de Formatie van Boxtel wordt de 1 ezandlaag genoemd. Tijdens het koudste deel van het Weichselien stond de zeespiegel ongeveer 120 m lager dan nu, de Noord- zee lag grotendeels droog. Ongeveer 11.700 jaar geleden eindigt het pleisto- ceen en begint het Holoceen, de warmere periode waarin we nu leven. De zeespiegel steeg aanvanke- lijk snel en vanaf ongeveer 7000 jaar geleden lang- zamer. Afhankelijk van het hoogteverschil tussen zeespiegel en het land werd veen (Formatie van Nieuwkoop) of klei en wadzand (Formatie van Naaldwijk) afgezet. In figuur 2 is de geologie en de bodemopbouw weergegeven in een represen- tatieve sondeergrafiek. Funderingstypen De oudste gebouwen in Amsterdam Centrum wer- den gefundeerd op kleefpalen of zelfs op staal (met name ter plaatse van de oude dijken). Vanaf de 15 eeeuw was het technisch mogelijk om houten palen “op stuit” naar de zogenaamde Figuur 1 – Ve re e nvo u d i g d e d o o r s n e d e n g e o l o g i e e n b o d e m - opbouw Amsterdam met ingetekende sondeergrafiek. 28 GEOTECHNIEK JUNI 2019 FUNDEREN IN AMSTERDAM DE MYTHE VAN DE ZAKKENDE 1 e ZANDLAAG Herman KeijerFugro NL Land BV Frans SeignetteFugro NL Land BV eerste zandlaag op ongeveer NAP -12 m te heien. Aanvankelijk gebeurde dit alleen voor zware con- structies zoals stadspoorten, later ook voor woningbouw. In gebied A van figuur 3 komen deze funderingstypen door elkaar voor. In de loop der eeuwen zijn er natuurlijk ook veel panden gesloopt en vervangen door nieuwere met betere fun- deringen. Aan het begin van de 17 eeeuw begon de aanleg van de Grachtengordel. Hier zijn vrijwel alle pan- den gefundeerd op houten palen, die “op stuit” zijn geheid in de eerste zandlaag. Aanvankelijk werden de palen zonder een vast patroon ver- spreid onder de bouwmuren geheid. Het funde- ringshout bestond uit een enkele plaat langshout van ca. 10 cm dikte en 40 tot 50 cm breedte, die over paalkoppen werd gelegd en waarop de bouw- muren werden gemetseld (type B, zie ook figuur 3). Vanaf 1701 werd de zogenaamde Amsterdamse SAMENVATTING In dit artikel wordt een overzicht gegeven van de geologie en bodemopbouw van Amsterdam en van de toegepaste funderingstypen. De grootste aandacht gaat naar houten paalfunderingen, het herstel daarvan en het zakkingsgedrag van deze funderingen en de draagkrachtige bodemlagen. De houten palen zijn van oudsher geheid tot in de zogenaamde 1 ezandlaag. Recenter toegepaste beton- palen worden meestal geheid naar de zogenaamde 2 ezandlaag. Er bestaat al lang een mythe dat de 1 ezandlaag ongeveer 1 mm/jaar zou zakken ten opzichte van de 2 ezandlaag ondanks dat er maar weinig samendrukbaar materiaal tussen beide zandlagen aanwezig is. In dit artikel wordt op basis van meetresultaten aangetoond dat er niet of nauwelijks zakkingsverschil tussen beide zandlagen optreedt, waarmee de mythe wordt ontzenuwd. 29 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Figuur 3 – Kaart Funderingstypen Amsterdam. SAMENVATTING Figuur 2 – Sondeergrafiek met geologie en bodemopbouw. houten paalfundering verplicht gesteld. Deze constructie bestaat uit een dubbele palenrij met kespen en langshout (type B1). Sinds ongeveer 1925 werd de houten funderings- constructie vervangen door betonopzetters (type C) of alleen betonnen funderingsbalken (type C1). Vanaf ongeveer 1955 werden voor hoogbouw be- tonpalen naar de 2e zandlaag toegepast (type D). Het was toen inmiddels mogelijk om grondonder- zoek uit te voeren door middel van sonderingen en er was inmiddels een berekeningsmethode voor de draagkracht van palen beschikbaar (Van Mierlo & Koppejan 1952). De draagkracht van een paal wordt sindsdien bere- kend uit draagkracht punt plus positieve schacht- wrijving minus negatieve kleefbelasting. De meest toegepaste paalsystemen zijn sinds 1955 prefab betonpalen en Vibro-palen. Vanaf 1960 ontstond een sterke afname van de toepassing van houten palen. De funderingen van de kostbare grachtenpanden in het oude centrum van Amsterdam waren in de 20eeeuw regelmatig aan vervanging toe. De fun- deringen waren toen ruim 300 jaar oud en gingen in kwaliteit achteruit waardoor verzakkingen ont- stonden. Ook bestond de wens om de panden te renoveren, waardoor de belasting op de fundering vrijwel altijd toe zou nemen. Het eerste funde- ringsherstel werd uitgevoerd met behulp van be- tondrukpalen (systeem De Waal). Dit systeem was echter zeer arbeidsintensief, zodat vanaf ca. 1980 meestal gebruik wordt gemaakt van inwendig ge- heide stalen buispalen (trillingsarm). Voor het tril- lingsvrij uitvoeren van funderingsherstel wordt meestal gebruik gemaakt van schroefinjectiepalen. Zakkingsgedrag houten paalfunderingen Ongeveer tot 1955 werden houten paalfunderin- gen empirisch ontworpen. Deze funderingen ver- tonen over het algemeen een (beperkt) doorgaand zakkingsgedrag doordat er bij het ontwerp geen rekening is gehouden met negatieve kleefbelas- ting op de palen. In Amsterdam worden zakkings- snelheden van 1,0 à 1,5 mm/jaar daarom als normaal beschouwd. De 19 eeeuwse panden met deze huidige zakkingssnelheden vertonen over het algemeen weinig schade omdat de zakkings- verschillen beperkt zijn gebleven tot enige centimeters. De absolute zakkingen sinds de bouw bedragen meestal 0,20 tot 0,25 m. Opmerking: De grenzen tussen de gebieden met verschillende funderingstypen zijn globaal en er zijn altijd uitzonderingen De mythe van de zakkende 1ezandlaag Reeds vóór het begin van de loopbaan van de schrijvers van dit artikel, ruim 40 jaar geleden, bestaat er in Amsterdam een mythe die verluidt dat de 1 ezandlaag zou zakken ten opzichte van de 2ezandlaag (vaak wordt een zakkingssnelheid van 1 mm/jaar genoemd). Om deze reden vereist het bevoegd gezag in Amsterdam nog steeds dat er rekening moet worden gehouden met dit verschil in zakkingsgedrag bij het uitvoeren van funderingsherstel in de 2 ezandlaag als aangren- zende panden van dezelfde bouweenheid in de 1 e zandlaag zijn gefundeerd. Uit figuur 1 blijkt dat de 1 ezandlaag, de 2e zand- laag en de tussenliggende lagen behoren tot de Formatie van Boxtel. Deze formatie is afgezet tijdens het Weichselien (laatste ijstijd). Het mate- riaal tussen de 1 een de 2 ezandlaag is afgezet tijdens het Allerød interstadiaal, een warmere periode in deze ijstijd. Over het algemeen bestaat dit materiaal uit los tot matig vast gepakt zand met daarin 0,5 m klei en/of 1,0 m kleiïg zand. Het Allerød interstadiaal wordt gedateerd op een ouderdom van 13.000 tot 14.000 jaar. Gezien de ouderdom van deze lagen is het samendrukkings- proces tegenwoordig uitsluitend seculair van aard. Afgezien van het logaritmische verloop en op basis van 1 mm/jaar samendrukking zou er inmiddels een samendrukking van minimaal 13 tot 14 m moeten zijn opgetreden. Dit is nogal onwaarschijnlijk voor zo weinig samendrukbaar materiaal. Bovendien heeft de Meetkundige Dienst van RWS in 1997 de zakking van het pleistoceen in Amsterdam, dus inclusief de 1 een 2 ezandlaag, bepaald op 0,2 tot 0,4 mm/jaar. Met behulp van het Meetboutennet van de ge- meente Amsterdam is geprobeerd aanvullend be- wijs te vinden om aan te tonen dat het veronder- 30 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Figuur 4 – Zakkingsgrafiek van meetbouten in panden met funderingsherstel in de 1e zandlaag. Figuur 5 - Zakkingsgrafiek van meetbouten in panden met funderingsherstel in de 2 ezandlaag. 31 GEOTECHNIEK JUNI 2019 stelde zakkingsverschil tussen de 1 een 2 ezandlaag een mythe is. In Amsterdam zijn op grote schaal meetbouten aangebracht om de zakkingen van gebouwen (funderingen) te monitoren, met name in de 19 eeeuwse wijken. In Stadsdeel Zuid zijn relatief veel metingen uitgevoerd, vooral in relatie met de aanleg van de Noord-Zuidlijn van de metro. Deze metingen zijn integraal per bouwblok uitgevoerd, zonder rekening te houden met funde- ringsherstel. Over het algemeen worden bij de uitvoering van funderingsherstel de nieuwe palen in de 2 ezand- laag geplaatst. Maar als de draagkracht van de 1e zandlaag toereikend is, dan worden de nieuwe palen ook wel in deze laag geplaatst. Het voor- malige Stadsdeel Oud-Zuid heeft tot 2012 een overzicht bijgehouden van het uitgevoerde funde- ringsherstel en dat is destijds ook gepubliceerd via de website van dat stadsdeel. Met behulp van dat overzicht is gezocht naar panden met funderings- herstel en een meetbout die niet alleen vooraf- gaand aan, maar ook langdurig na het funderings- herstel is gemeten. De grafieken in de figuren 4 en 5 geven de resul- taten van meetbouten in panden van Stadsdeel Oud-Zuid met funderingsherstel in respectievelijk de 1 een in de 2 ezandlaag. De stippen in de zak- kingslijnen stellen het tijdstip van funderings- herstel voor. Hieruit blijkt dat er na het funderings- herstel een periode van minimaal 1 jaar verstrijkt voordat de nieuwe fundering de functie volledig heeft overgenomen van de oude fundering. Maar afhankelijk van de zakkingssnelheid vóór het funderingsherstel kan dit ook langer duren. Uit de sonderingen nabij de beschouwde meetbouten blijkt dat tussen de 1 een 2 ezandlaag een gebrui- kelijke hoeveelheid samendrukbaar materiaal aanwezig is. Nadat de nieuwe fundering de functie volledig heeft overgenomen van de oude fundering is er geen zakkingsverschil gemeten tussen herstelde funderingen in de 1 een de 2 ezandlaag. Dit is ook aannemelijk omdat beide zandlagen tot dezelfde geologische afzetting behoren en de hoeveelheid samendrukbaar materiaal tussen beide zandlagen zeer beperkt is. Bovendien leiden de hogere paal- belastingen bij een funderingsherstel in de 1e zandlaag blijkbaar niet tot extra zakking. Op basis van het voorgaande is dus aangetoond dat er niet of nauwelijks zakkingsverschil optreedt tussen de 1een de 2 ezandlaag. De mythe van ca. 1 mm/jaar zakkingsverschil tussen de 1 een 2 ezandlaag is waarschijnlijk in de wereld gekomen doordat men vroeger veronderstelde dat de zakking van houten paalfunderingen veroor- zaakt werd door zakking van de 1 ezandlaag, terwijl in werkelijkheid de zakking hoofdzakelijk veroor- zaakt wordt doordat de palen geotechnisch over- belast worden door negatieve kleefbelasting, waardoor de paalpunten steeds dieper in de 1 e zandlaag komen te staan. Vervorming in de funde- ringsconstructie speelt echter ook een rol. Bronvermeldingen www.dinoloket Ondergrondmodel DGM 2.2 www.geologievannederland.nl - Archief Fugro Land BV (sonderingen en funde- ringsinspecties) - TNO rapport “Bodemdaling in Nederland” 2007- - U-R0566B van 20 december 2006 - Van Mierlo & Koppejan – Lengte en draagvermo- gen van palen – 1952 https://data.amsterdam.nl/ Data portaal Amster- dam - Meetboutennet ! Excel in creating sustainable solutions for a better world BESIX Nederland is als multidisciplinair bouwbedrijf ruim 25 jaar aanwezig op de Nederlandse markt en heeft succesvol deelgenomen aan tal van! innovatieve en toonaangevende projecten die het Nederlandse landschap mee vormgeven.!BESIX Nederland heeft mee gebouwd aan projecten zoals de 2de!Coentunnel, Renovatie van de Velsertunnel, Lammermarkt- en Garenmarktgarages, de Hogeschool Utrecht, Traverse in Dieren, de Prinses Beatrixsluis, Neeltje Jans Radartoren, Theemswegtracé in de haven van Rotterdam, de A6 in Almere, de Maastoren, de Montevideo toren en nog zo veel meer.!Wij bieden een unieke integrale aanpak o.a. dankzij ons eigen ingenieursbureau met ruim 180 experten in domeinen zoals geotechniek, structuren, uitvoeringsmethodes, digitalisering, betontechnologie, …. Dankzij deze know-how kunnen we snel inspelen op de dynamiek in de markt en de noden van onze klanten. Trondheim 22 - 24 Barendrecht www.besix.nl /company/besix-nederland/ +31 (0)180 64 19 90 nederland@besix.com Lammermarktgarage CUR 236 beschouwt de veerstijfheid van anker- palen door middel van een interactie model, waarin grondschuifveren langs de paalschacht en de stijfheid van de ankerpaal samen de piekschuif- spanning langs de schacht modelleren. Dit rek- schuifspanningsverloop kan in zand een bepaald piekgedrag vertonen, waarbij het verloop na de piek, van piekschuifspanning ( !piek ) naar de residuele schuifspanning ( !res), ook wel softening wordt genoemd. In de CUR is als ‘best guess’ aan- genomen dat deze reductie plaats vindt over een verplaatsing van 1 mm. De reductie van de schuif- spanning is in de CUR aangehouden op 50% van de piekspanning, ongeacht de eigenschappen van het zand of de ankerpalen. In de thesis ‘Strain softening for micropiles under tensile loading’ is dit aspect verder onderzocht en de bevindingen hieruit worden in dit artikel besproken. Daarnaast is er nog een stap verder gezet en worden de (mogelijke) gevolgen voor de ontwerppraktijk besproken. In het onderzoek is er gekozen om met behulp van directe schuifproeven en bestaande literatuur softening te onderzoeken. Softening en het lengte-effect Een ankerpaal haalt zijn trekcapaciteit uit schuif- spanningen, die ontwikkelen langs de schacht van de paal. Er ontwikkelt zich een niet-uniform verplaatsingsverschil over de lengte van de anker- paal ten gevolge van de elastische verlenging van de paal. De mate van relatieve verplaatsing t.o.v. het omringende grondmassief en de relatieve ver- plaatsing over de lengte van de paal bepalen de schuifspanningen langs de ankerpaal. Dit is voor een homogeen grondmassief schematisch weerge- geven in figuur 1. In het geval van oneindig stijve palen is de ver- plaatsing uniform over de lengte van de ankerpaal en gelijk aan de absolute verplaatsing aan de onderkant van de paal. De relatieve verplaatsingen tussen paal en grond zijn dus gelijk over volledige lengte van de paal. In het geval van een relatief ‘slappe’ paal verplaatst de paal relatief veel ten gevolge van de elastische verlenging. Hierdoor ontstaan differentiële verplaatsingen over de lengte van de paal en dus verschillende verplaat- singen/deviatorrekken langs de schacht, aan- gegeven met de rode punten in figuur 1. Dit effect wordt ook wel het lengte effect genoemd. Met de aanname van een constante schuifsterkte langs de lengte van de paal, genormaliseerd voor de normaalspanning, is de in deze alinea beschreven interactie weergegeven in figuur 1. De stijfheid en lengte van de paal zijn de variabelen die beïnvloeden of de paal schuifspanningen afdraagt volgens de oneindig stijve paal of meer volgens de flexibele paal uit figuur 1. Aangezien de trekcapaciteit van een ankerpaal de som is van de schuifspanningen langs de schacht, is deze dus ook afhankelijk van deze parameters. Deze afhankelijkheid wordt voor de trekcapaciteit van een ankerpaal verdisconteerd door middel van de f 3factor ( !1,0), ook wel het lengte effect genoemd. Voor de stijfheid van de ankerpaal geldt dit idem dito. Deze afhankelijkheid wordt in CUR236 beschreven door lokaal de schuifspannin- gen te beschouwen en het fenomeen softening mee te nemen. Softening en het lengte-effect (of de bijbehorende f3-factor) belichamen dus beide hetzelfde feno- meen, met als verschil dat softening het effect op lokaal niveau is en het lengte-effect de totale invloed van deze softening op de trekcapaciteit verdisconteert. Aanpak onderzoek interactie zand - ankerpaal In de thesis is er gekeken naar het lokale gedrag van zand, dus softening. Dit gedrag kan vervolgens worden vertaald naar een globale respons van de ankerpaal. Hierbij is er allereerst theoretisch geke- ken hoe het zand zich gedraagt en vervolgens naar de ankerpaal-zand interactie. Vervolgens zijn er ter bevestiging ‘schaalproeven’ uitgevoerd om de theorie te bevestigen. Hierbij is de aanname gedaan dat de manier waarop het zand wordt belast in een directe schuifproef, de interactie zand-groutlichaam goed benadert. Deze aanname is gerechtvaardigd door het gedrag dat zand vertoont tijdens bezwijken onder schuif- spanning. In dit geval ontstaat er een dun glijvlak langs de paal, ook wel een ‘shearband’ genoemd. Deze zone is in de orde grootte van enkele keren de D 50van het zand (Tehrani et al., 2016). Proefre- sultaten van metingen verricht ter plaatse van de paalschacht van een modelpaal (geschaald) zijn weergegeven in figuur 2 (Tehrani et al., 2016), waarbij de afstand van het paaloppervlak tot de ‘shearband’ genormaliseerd is ten opzichte van de D50. De shearband is weergegeven langs een stuk paal, ten opzichte van het middelpunt van 24 GEOTECHNIEK JUNI 2019 SOFTENING BIJ ANKERPALEN, VAN VERVORMING NA AR DRAAGKRACHT(REDUCTIE) Figuur 1 – Schuifspanningsontwikkeling: stijve paal t.o.v. flexibele paal. ir. Tom LaumenBAM Infraconsult Javier Salazar Rivera M.Sc. BAM Infraconsult ing. Jaap CromwijkVo l ke r I n f r a , e e n ko n i n k l i j ke Vo l ke r We s s e l s o n d e r n e m i n g de microscoopmeting, z rel, genormaliseerd ten opzichte van paaldiameter B (31,75 mm). in figuur 2 is er verder onderscheid gemaakt in de relatieve ruwheid, R n (=ruwheid interface/D 50). Beide interfaces, R n= 0,26 en R n=1,14 zijn ‘ruw’. Er is aangenomen dat de ‘shear band’ in een directe schuifproef, onderzocht door onder andere Uesugi et al. (1988) en De Jong et al. (2003), voldoende dik is om het lokale bezwijkgedrag ter plaatse van een ankerpaal te benaderen. Om de grond-grout interactie te onderzoeken is er gekozen voor een simpele opzet, met zand in beide dozen van het schuifproefapparaat. Hierbij is er bewust gekozen niet een van de dozen te vullen met grout. Hierdoor konden er relatief veel proe- ven worden uitgevoerd. De verstoring van de meetresultaten ten gevolge van vastzittende korrels is een belangrijk argument om grout in een doos te vermijden (Breure & Everts, 2014). De in-situ geconstrueerde interface ter plaatse van een ankerpaal, waarin zandkorrels vast zitten in het grout is rechtstreeks verbonden met het omliggende zand. Conform de theorie van Kishida & Uesugi (1987) is een interface met een ruwheid (diepte ‘ribbels’ van contactvlak) groter dan 10% van de D50 van een zand, een ruw interface. In dit geval is een interface net zo ‘sterk’ als zand-zand, met andere woorden "interface = "zand . Dit is aan- genomen voor een ankerpaal. De keuze voor schuifproeven met in beide dozen zand wordt daarom gezien als representatief voor de zand- grout interactie. Softening: theorie Been & Jefferies (1985) toonden aan dat het gedrag van zand afhankelijk is van de ‘state para- meter’. Vereenvoudigd houdt dit in dat het gedrag van zand afhankelijk is van een combinatie van de dichtheid en de heersende effectieve spanningen. Een hogere aanvangsdichtheid zorgt voor meer dilatant gedrag. Hogere effectieve spanningen zorgen voor meer contractant gedrag. Een samen- spel tussen beide variabelen bepaalt het zand- gedrag. Bolton (1986) linkte een hogere waarde van "aan dilatant gedrag. Hierbij wordt de dilatantiehoek genoemd als oorzaak voor de toename in de schuif- sterkte, welke zich manifesteert in de vorm van een piekgedrag. Tevens licht Bolton (1986) toe dat dit dilatant gedrag, conform wat de state parameter al beschreef, afhankelijk is van de relatieve dicht- heid. Het softening gedrag is conform de literatuur dus afhankelijk van de relatieve dichtheid en de effectieve spanningen in de grond. Softening: fysiek modelleren De schuifproeven zijn voor verschillende drukken en relatieve dichtheden uitgevoerd, in droge con- dities. De relatieve dichtheden (Dr) zijn gevarieerd van 50% tot en met 100%. De proeven zijn uit- 25 GEOTECHNIEK JUNI 2019 SAMENVATTING In het kader van een afstudeeropdracht aan de TU Delft is er in de M.Sc. (Master of Science) thesis van Tom Laumen onderzoek gedaan naar softening bij ankerpalen. Hierbij is er op lokaal niveau gekeken naar het zandgedrag in het contactvlak grout-grond met als doel meer te weten te komen over softening. De aanname uit CUR236 dat een restschuifspanning overblijft van 50% van de maximale schuifspanning lijkt een conservatieve inschatting te zijn. Uit de proeven bleek een afname tussen de 0% en 30%, afhankelijk van de dichtheid van het zand en de effectieve spanningen. SAMENVATTING Figuur 2 –Dikte ‘shearband’ t.g.v. schachtwrijving bij twee ‘ruwe’ palen (Tehrani et al., 2016) voor verschillende waarden van R n. Figuur 3 –Schuifspannings-verplaatsingsverloop voor verschillende D r, normaalspanning = 107 kPa. gevoerd met een effectieve normaalspanning van 107 kPa en 510 kPa. De grootte van de beproefde monsters is 100 mm x 100 mm x 30,7 mm (L x B x H). Resultaten Enkele proefresultaten hiervan zijn weergegeven in figuur 3. Het monster is beproefd met een normaalspanning van 107 kPa, uitgaande van een neutrale horizontale korrelspanningscoëfficiënt (K0aangenomen op 0,4) vertaalt zich dit naar een gemiddelde effectieve spanning (p’) van 64 kPa, . Deze spanning is slechts een ruwe benadering van de werkelijkheid maar gezien de theoretische invloed van de gemiddelde korrelspanning wel belangrijk om te benoemen. Op de horizontale as staat de horizontale verplaat- sing, u x, op de verticale as de gemobiliseerde schuifspanning !mob . De pieksterkte en de daarop- volgende softening is duidelijk zichtbaar. Daar- naast kan er ook een verloop in het piekgedrag worden geobserveerd. De beproefde monsters met een hogere relatieve dichtheid laten een duidelijk groter piekgedrag zien en dit neemt af tot helemaal geen piekgedrag meer, bij een relatieve dichtheid van ongeveer 50%. Om de verhouding tussen piek- en residuele spanning te kwantificeren is de residuele schuif- spanning genormaliseerd ten opzichte van de piek- schuifspanning. Dit is gedaan voor zowel een normaalspanning van 107 kPa als een normaal- spanning van 510 kPa. Deze resultaten zijn weer- gegeven in figuur 4. Op de horizontale as is de relatieve dichtheid gegeven, op de verticale as is de verhouding residuele/piekschuifspanning gegeven. Conform de schuifspanningsontwikkeling in figuur 3 is er een omgekeerd lineaire correlatie tussen de relatieve dichtheid en de verhouding tussen piek- en residuele schuifspanning. Er is daarnaast slechts een kleine spreiding waarneembaar in de resul- taten. De proeven met een hogere normaalspan- ning vertonen minder softening ten opzichte van de resultaten bij een lagere normaalspanning. Naast een kwantitatieve analyse op de reductie van de piekschuifspanning naar de residuele schuifspanning is er ook gekeken naar de beno- digde verplaatsing hiervoor. Hierbij is er specifiek gekeken naar de benodigde verplaatsing !usofte- ning om te komen van de piekschuifspanning tot de residuele schuifspanning. Dit is weergegeven in figuur 5. Hierin zijn voor zowel de proeven met 107 kPa normaalspanning als met 510 kPa normaal- spanning de resultaten getoond voor verschillende relatieve dichtheden. De verplaatsingen variëren tussen de 1,6 mm en 3,2 mm, zonder duidelijke correlatie tussen de relatieve dichtheid, korrelspanning en/of !usoftening . Interpretatie resultaten Op basis van de uitgevoerde proeven is duidelijk geworden dat de reductie ten gevolge van softe- ning tenminste afhankelijk is van de relatieve dichtheid van het zand en de korrelspanningen. Dit alles is in overeenstemming met de theorie van Bolton (1986) en Been & Jefferies (1985). Een lineair verband tussen de softening reductie en de relatieve dichtheid benadert de resultaten, per spanningsniveau, nauwkeurig. Dit is weergegeven in figuur 6. Voor de verschillende korrelspanningen geldt een ander verloop, waarbij er afhankelijk van de spanningsverhoging, steeds minder softening optreedt. De maximaal gemeten reductie bedraagt 30%. Te n a a n z i e n v a n d e v e r s c h i l v e r p l a a t s i n g t u s s e n !piek en !res (!usoftening ) is er een gemiddelde verplaatsing waargenomen van 2,3 mm. Hierbij moet in acht genomen worden dat het geforceerde glijvlak in de directe schuifproef een bepaalde dikte heeft, welke bepalend is voor de schuif- rekken, en dus voor de relatieve verplaatsingen tussen zand en paal. De dikte van het bezwijkvlak rondom een paal is niet per definitie even groot als in een schuifproef. Hierdoor is de bepaling van de benodigde verplaatsing voor de mobilisatie van piek- naar residuele schuifspanning slechts een benadering. Door het vergelijken van het bezwijk- vlak in zowel de schuifproef als lokaal bij een anker- paal kan wel een goede benadering worden ver- kregen. Dit is in de thesis theoretisch onderbouwd, in de vergelijking tussen Uesugi et al. (1988) en De Jong et al. (2003) en Tehrani et al. (2016). Vergelijken model CUR236 t.o.v. onderzoeksresultaten De resultaten van de directe schuifproeven wijken af van de aanname in CUR 236. De ‘softening re- ductie’ in CUR 236 is aangehouden op 50%. In de proeven is, enkel kijkende naar het zandgedrag, een maximale afname van 30% gemeten bij een normaalspanning van 107 kPa. Deze reductie is daarnaast ook dichtheidsafhankelijk, waarbij deze in het geval van lage relatieve dichtheden ( !50%) naar 0% kan afnemen. Naarmate de effectieve spanningen toenemen, neemt de reductie vanaf !piek ook verder af. Wanneer deze waarden worden vergeleken met de Figuur 4 – Verhouding piekschuifspanning – residuele schuifspanning. Figuur 5 – Verplaatsing van piek- tot residuele schuifspanning gepresenteerd t.o.v. D r, voor verschillende normaalspanningen. 26 GEOTECHNIEK JUNI 2019 verhouding tussen tan( ") en tan( #) (dilatantie- hoek) conform Bolton (1986) worden soortgelijke reducties gevonden. Ook dit gegeven ondersteunt de verhouding tussen de piek- en residuele schuif- sterkte. In het huidige CUR 236 model spelen effectieve spanningen en de relatieve dichtheid geen rol voor de softening. Met betrekking tot het lengteeffect (f 3) maakt de CUR236 een conservatieve inschatting, kijkende naar het zandgedrag. Voor het vervormings- gedrag, vaak in combinatie met een onderwater- beton vloer, is het niet eenvoudig te zeggen wat het effect is op de ontwerppraktijk. Te r i l l u s t r a t i e i s m e t b e h u l p v a n d e p r o e f r e s u l t a t e n bij een normaalspanning van 107 kPa en 510 kPa, het huidige model van CUR236 aangepast naar een dichtheidsafhankelijk schuifspanningsverloop. Dit is weergegeven in figuur 7. Aanbevelingen Om aan te tonen hoe dit zandgedrag zich vertoont ter plaatse van ankerpalen moet softening nauw- keurig en lokaal gemeten worden in bezwijk- proeven op ankerpalen. Hierbij zou het gebruik van glasvezel voor het meten van de rekken in de paal de beste optie zijn. Een andere mogelijkheid, simpelere methodiek, is het doortrekken van de ankerpalen tijdens bezwijkproeven, zoals staat beschreven in Laumen (2018). Wanneer dit uitge- voerd wordt in combinatie met grondonderzoek kan de aangenomen toestand (zowel korrel- spanningen als dichtheid) in de praktijk worden bevestigd. Dit zal voor alle verschillende anker- paaltypes onafhankelijk moeten worden gedaan. De proeven zijn uitgevoerd op pleistoceen zand uit de formatie van Drente. In Laumen (2018) zijn op basis van literatuur de afhankelijkheden benoemd. In praktijk zal dit bevestigd moeten worden voor zand met andere korrelkarakteristieken, uit andere formaties. Het is meer realistisch om softening en het lengte- effect (een directe afgeleide van softening), ook dichtheids- en spanningsafhankelijk te maken. Hierbij is er echter ook een meer diepgaande rekenmethodiek benodigd om dit te verwerken. Het simpelweg aflezen van de f 3voor het bepalen van de softening reductie neemt de afhankelijk- heid voor de relatieve dichtheid niet mee. Een verdere verdieping om het softening gedrag span- ningsafhankelijk te maken zou een betere benade- ring van de werkelijkheid zijn. Indien er wordt besloten om dit te doen, moet er ook rekening gehouden worden met een spanningsafhankelijke rekenmethodiek. Betreffende de verplaatsing van piekschuifspan- ning naar de residuele schuifspanning kunnen uit de proefresultaten geen harde conclusies worden getrokken. Wel kan er op basis van de proefresultaten, in combinatie met literatuur, afgeleid worden dat het lokale schuif-rek gedrag wordt benaderd in de directe schuifproeven. De aangenomen verplaatsing van 1,0 mm van !piek naar !res lijkt op basis van de proeven een veilige aanname. Ervan uitgaande dat de dikte van het bezwijkvlak enkele mm’s (4 tot 20*D50) bedraagt, lijkt een verplaatsing van 2 à 3 mm waarschijnlijker. Dit is groter dan de aangenomen verplaatsing van 1,0 mm uit de CUR 236. Literatuur - Stichting SBRCURnet, Ankerpalen: tweede her- ziene versie van CUR-publicatie 236, november 2017, Delft - Laumen, T., Strain softening for micropiles under tensile loading, M.Sc. thesis TU Delft, oktober 2017, http://resolver.tudelft.nl/uuid:263fa2bb d0c0-424c-9498-b8e9c4b46bc7 - Tehrani, F.S., Han, F., Salgado, R., Prezzi, M., To v a r , R . D . , C a s t r o , A . G . , E f f e c t o f r o u g h n e s s o n the shaft resistance of non-displacement piles embedded in sand, Géotechnique 66.5, 2016 - Uesugi, M., Kishida, H., Tsubakihara, Y., Behavior of sand particles in sand-steel friction, Soils and foundations 28.1, March 1988, 107-118 - De Jong, J.T., Randolph, M.F., White, D.J., Inter- face load transfer degradation during cyclic loading: a microscale investigation, Soils and Foundations 43.4, Japanese Geotechnical Society, August 2003, 81-93 - Uesugi, M., Kishida, H., Influential factors of friction between steel and dry sands, Soils and foundations 26.2, 1986, 33-46 - Been, K., Jefferies, M.G., A state parameter for sands, 1985, Géotechnique No. 2, p. 99-112 - Bolton, M. D, The strength and dilatancy of sands, Géotechnique 36.1, 1986, 65-78 - Breure, W., Everts H.J., Schuifspanningsverplaat- singsgedrag grout-zand, Vakblad Geotechniek, juli 2014, p. 68 – 71. ! Figuur 6 – fsoftening per normaalspanning uitgezet tegen D r. Figuur 7 – Aangepaste CUR 236 versie schuifspannings- verloop o.b.v. interpretatie schuifproeven 27 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Beheersing van het materiaal grond is voor de geotechnicus van cruciaal belang; kennis van de basiseigenschappen is een eerste ver- eiste. Door grond letterlijk en figuurlijk op een verstandige manier in de hand te houden wordt bereikt dat geotechnische problemen niet uit de hand lopen In de loop der jaren zijn er in de geotechniek, maar ook in de bodemkunde talrijke penetrometers ont- wikkeld voor onderzoek van de oppervlaktelaag. In figuur 1 zijn diverse van deze conusvormen afgebeeld. Dergelijk penetrometeronderzoek vindt in het terrein meestal plaats vanaf het maaiveld of vanaf de bodem van een ingraving, en in het laboratorium vanaf het oppervlak van relatief grote grondmonsters. De gemeten penetratie- weerstand geeft inzicht in bodemeigenschappen als beloopbaarheid en berijdbaarheid van de top- laag, in bewerkbaarheid en doorwortelbaarheid van de agrarische grond en in het mechanisch gedrag van funderingslagen. De penetrometers worden gewoonlijk gevormd door een staaf waaraan een conusvormige punt is bevestigd. De schacht met de conus wordt verti- caal in de grond gedrukt en de daarvoor benodigde kracht wordt geregistreerd als de conus- of sondeerweerstand in kN of MN, dan wel in kPa of MPa. De diameter van de schacht is als regel kleiner dan de diameter van de basisplaat van de kegel. De conuspunt heeft een tophoek (Engels: apex angle) van 30, 60 of 90 graden, hoewel soms ook top- hoeken van 15 graden (zeer scherpe punt) of 180 graden (vlakke punt) voorkomen; zie figuur 2. Vaak wordt de conus enigszins verstevigd door de basis- plaat over een zekere afstand te verhogen; zie de eerste en laatste conus van figuur 2. De kegelwand is meestal glad, maar na enige corrosie kan een zekere ruwheid optreden. Soms wordt een vol- komen ruwe kegelwand gecreëerd door in het oppervlak een trapjesvorm van concentrische ringen te frezen; zie het detail van de trapjesvorm in figuur 2. De basisdiameter van de conus kan variëren van ongeveer 1 cm tot 3 à 4 cm, een en ander afhanke- lijk van de grondsoort en de beschikbare penetra- tiekracht. Om te bewerkstelligen dat de pene- tratieweerstand louter bestaat uit de weerstand die de conuspunt ondervindt (zonder de schuif- weerstand langs de achter de conus bevestigde schacht), is de schachtdiameter in principe kleiner dan de conusdiameter. Bij de zogenoemde opper- vlakkige conuspenetratie is de indringing, dat wil zeggen de verticale verplaatsing van de basisplaat van de conus in de praktijk meestal niet groter dan enige decimeters. Analyse mini-funderingsplaat Evenals de CBR-stempel en de pocket-penetro- meter kan de conuspenetrometer worden opgevat als een mini-uitvoering van een belaste funderings- plaat. De grootte van het grensdraagvermogen q b van een plaat kan bij ongedraineerde belasting van de klei-ondergrond ( != 0) worden afgeleid op basis van de draagkrachtformule van Prandtl, aan- gepast voor een ronde, ruwe funderingsplaat met een penetratiediepte D en een plaatdiameter B. De formule voor het grensdraagvermogen q bvan een funderingsplaat luidt: qb= N c.sc.dc.cu waarbij q ben c ude dimensie van een spanning heb- ben. Het grensdraagvermogen Q b[kracht] van de mini-funderingsplaat is daardoor: Qb= A.N c.sc.dc.cu. Daarbij is het oppervlak van de basisplaat gelijk aan A = 0,25 !.B2, terwijl N ceen draagkrachtcoëfficient voorstelt en s ceen vormfactor. Beide parameters zijn afhankelijk van de hoek van inwendige wrijving !, die in geval van ongedraineerd belaste klei gelijk is aan nul, waardoor N c= 5,7 en s c= 1,2. Verd er is de zogenoemde dieptefactor d ceen functie van de verhouding D/B; in de literatuur worden voor situaties waarbij D/B " 1 waarden gegeven van d c= 1,2 - 1,4. Om het totale grensdraagvermogen of de volle- dige penetratiekracht Q uvan een fundering (zoals bijvoorbeeld de CBR-stempel en de pocket-pene- trometer) te bepalen dient tevens de kleefkracht Qflangs de zijkant of schacht in rekening te worden gebracht; deze bedraagt: Q f= !.B.H.F.c u. Daarin is F de langs de verticale schacht heersende verhouding tussen adhesie en cohesie, terwijl H de schachthoogte representeert. Zodoende geldt algemeen voor het totale grensdraagvermogen: Qu[kracht] = Q b+ Q f= (A.N c.sc.dc+ !.B.H.F ). c u of qu[spanning] = Q u/ A = (N c.sc.dc+ !.B.H.F) / 0,25 !.B2) c u zodat: q u[kPa]= (5,7x1,2x1,28 + 4H.F/B) c u[kPa] Bij de CBR-proef wordt de stempel als regel slechts weggedrukt tot een maximale diepte van 0,5 inch. In dat geval is D/B = 0,5x2,54cm / 4,96cm " 0,25. Bij de pocket-penetrometer is de voorgeschreven penetratiediepte gelijk aan de penetrometer- diameter, zodat D/B = 1. In beide gevallen is de penetratiediepte D gelijk aan de schachthoogte H en moet ter bepaling van de totale penetratie- weerstand de weerstand die de weggedrukte basisplaat ondervindt worden vermeerderd met de kleefweerstand qf langs de schacht; deze is gelijk aan q f[kPa] = (4H.F/B) c u[kPa]. De weggedrukte mini-funderingsplaat kan worden opgevat als een 180-gradenconus (vlakke conus- punt). Omdat doorgaans de plaatdikte of hoogte H zeer klein is ten opzichte van de diameter B kan voor normaal-geconsolideerde, slappe klei conform bovenstaande formule en onder aanname van F " 1 worden afgeleid dat de kleefweerstand qf[kPa] = (4H.F/B) c u[kPa] zeer klein tot verwaar- loosbaar is : daardoor bedraagt de plaat- of conus- weerstand q c[kPa] " 9 c u[kPa]. Funderingsplaatje, 90-gradenconus en verzwaarde conus Zoals reeds is besproken bij analyse van de CBR- stempel en de pocket-penetrometer zullen de glijlijnen die vertrekken van de basis van de plaat bij initiële penetratie naar het maaiveld lopen, maar bij voortschrijdende penetratie tenslotte terugbuigen naar de schacht. Laatstgenoemde situatie wordt bij de mini-plaatbelastingproef op normaal-geconsolideerde klei en een ongedrai- 16 GEOTECHNIEK JUNI 2019 COLUMN Figuur 1 – Voorbeelden van penetrometers, met verschillen in ruwheid, tophoek en diameter van de c onus. Figuur 2 – Diverse conusvormen voor ondiepe penetratie. Piet Lubking PRIKKEN IN KLEI (4) DIVERSE CONUSVORMEN neerde belastingtoestand bereikt bij een zoge- noemde grensdiepte van D " 0,7B; zie figuur 3. Op de grensdiepte is het grensdraagvermogen van de weggedrukte belastingplaat, dat wil zeggen van een penetrometer met een vlakke conuspunt en een schachtdiameter die kleiner is dan de plaat- diameter, te definiëren als: qb= N c.sc.dc.cu= 5,7x1,2x1,3 c u" 9 c u Uit het glijlijnenpatroon tijdens penetratie blijkt verder dat onder het plaatje een grondkegel met een tophoek van 90 graden wordt gevormd die, evenals het gehele glijlijnenpatroon bij de grens- diepte ongewijzigd blijft bij verdere penetratie; zie figuur 4a. Daardoor is de benodigde penetra- tiekracht beneden de grensdiepte in principe constant; zie het verloop van de penetratieweer- stand met de diepte ofwel de sondering van figuur 4b. Zoals ook in figuur 4b is te zien neemt de pene- tratieweerstand op grotere diepte nog enigszins toe als gevolg van de met de diepte toenemende terreinspanning. De gradiënt van de toename is volgens veel onderzoekers afhankelijk van de plasticiteitsindex van de klei. Indien de grondkegel onder de basisplaat wordt vervangen door een ruwe 90-gradenconus zal het glijlijnenpatroon en daardoor ook de pene- tratieweerstand q c[kPa] niet veranderen (zie figuur 4a+b). Het weggedrukte plaatje levert dus eenzelfde penetratieweerstand op als de ruwe 90-gradenconus. In beide gevallen bedraagt de zogenoemde conusfactor N k= q c/cu" 9 en ontstaat een sondering als van figuur 4b. To e p a s s i n g v a n e e n r u w e c o n u s m e t e e n a n d e r e tophoek dan 90 graden of van gladde conustypen levert een ander glijlijnenpatroon op en zal daar- door ook resulteren in een andere conusweerstand c.q. conusfactor. Ook een andere dimensionering van de conus door een opstaande rand achter de kegelvorm aan te brengen (zie de eerste en laatste conus van figuur 2) zal het glijlijnenpatroon veran- deren. Zoals blijkt uit bovenstaande formules zal in die gevallen de penetratieweerstand van de weggedrukte conus q c[kPa] toenemen met de wrijvingscomponent q f[kPa] = (4H.F/B)c u[kPa], waarbij H de randhoogte representeert. Daardoor kan de conusfactor N kin belangrijke mate toenemen. Wanneer de randhoogte H van de conus relatief groot is ontstaat een massievere conus die norma- liter wordt gebruikt als slagsonde; zie het laatste conustype van figuur 2. Een dergelijke conus, die wordt weggeslagen in plaats van weggedrukt, wordt betiteld als slagsondeerconus. Bij de dynamische penetratie van de slagsonde zal de ondergrond zich bovendien stijver gedragen, zodat daarbij nog hogere weerstanden worden gemeten. Effecten van randvoorwaarden bij conuspenetratie Uit meerdere series laboratoriumexperimenten en verificatieberekeningen met diverse computer- programma's blijken de volgende algemene tendensen voor wat betreft de invloed van de respectieve randvoorwaarden (zoals tophoek, ruwheid, diameter en penetratiesnelheid van de conus) op de grootte van de conusweerstand: - Bij normaal gangbare conussen is de conusweer- stand onafhankelijk van de diameter. Slechts bij extreem grote diameters worden enigszins lagere weerstanden gemeten, terwijl bij extreem kleine diameters soms veel hogere wee rstanden wor- den waargenomen. - Bij gladde conussen worden geen noemenswaar- dige verschillen in conusweerstand gevonden tussen resultaten van 30 o-, 60 o- en 90 o- conussen. Conussen met een zeer scherpe tophoek (<15 graden) leveren vanwege een relatief groot conus- oppervlak wel hogere weerstanden op. - Met ruwe conussen worden in het algemeen 5- 15% hogere weerstanden geregistreerd dan met overeenkomstige gladde conussen. Daarbij zijn de verschillen bij 30 o-conussen groter dan bij 60 o- en 90 o-conussen. - Van de ruwe conussen vertonen de 90 o- en 180 o- conus eenzelfde conusweerstandsverloop; de conusfactor bedraagt in beide gevallen Nk= q c/cu" 9. De ruwe 60 o-conus registreert ten opzichte van deze typen een circa 5% hogere en de ruwe 30 o-conus een circa 10% hogere weer- stand; de conusfactor en van laatstgenoemde instrumenten zijn dan ook groter. - De penetratiesnelheid kan de grootte van de conusweerstand in aanzienlijke mate cbeïnvloe- den. Met name bij veel hoger e snelheden dan de meest gangbare sondeersnelheid van circa 20mm/s worden relatief hoge wee rstanden cge- meten: een snelheidstoename van 1mm/s naar 1000mm/s le vert een 50% hogere en een toe- name van 2,5mm/s naar 250mm/s een 30% ho- gere conusweerstand op. Wanneer het kleimateriaal vanwege een gedrai- neerde belastingtoestand niet voldoet aan de conditie ! =0 kan de conusfactor gemakkelijk oplopen tot waarden groter dan N k= circa 10; in overgeconsolideerde klei kunnen nog veel hogere waarden worden waargenomen. In de geotechnische praktijk worden bij de gestandaar- diseerde elektrische, gladde 60-gradenconus met een diameter van 36mm in zachte, normaal-gecon- solideerde klei doorgaans conusfactoren aan- gehouden van N k= circa 10-15 en in harde, over- geconsolideerde klei van N k= circa 15-20. ! 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) . 17 GEOTECHNIEK JUNI 2019 COLUMN Figuur 3 – Glijlijnenpatronen bij een CBR-pr oef en bij een vlakke- conuspenetratie tot de grensdiepte. Figuur 4a+b – Glijlijnen- patr onen bij een ruwe vlakke conus en een ruwe 90-graden- conus op diverse penetratie- diepten met bijbehorende sondering. Figuur 2 – Stroomschema opbouw en samenhang handreiking. 18 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Inleiding De wereldwijde behoefte aan windturbines welke meer en goedkopere stroom produceren heeft geleid tot de ontwikkeling van hoge turbines met zware elementen. Het transporteren en (op)bou- wen van de windturbines stelt hoge eisen aan het ontwerp en de realisatie van een kraanop- stelplaats. Begin 2019, is een handreiking uitgebracht die een bundeling omvat van actuele kennis en ervaring over windturbines, hijskranen en de ondergrond. Het toepassingsgebied voor de handreiking [ref. 1] is in principe de Nederlandse windturbinemarkt op land met de bijbehorende wet- en regelgeving. De doelgroep bestaat uit partijen die direct of indirect betrokken zijn bij het ontwerp en/of de realisatie van kraanopstelplaatsen. Bij het ontwerp van een kraanopstelplaats bij de bouw van windturbines speelt een groot aantal locatie specifieke factoren een rol, zoals het kraantype, de belastingen, de omgeving en de ondergrond (veelal slap in het westen van Neder- land). Ook het op juiste wijze verwerken van de potentiële risico’s gerelateerd aan de hijswerk- zaamheden, en de ondergrond vraagt specifieke aandacht, en een risicogestuurde werkwijze. Het primaire doel van de handreiking is het bunde- len van kennis en ervaring over turbines, kranen, ondergrond, ontwerp, realisatie en beheer en onderhoud van een kraanopstelplaats, waarmee uiteindelijk kan worden gekomen tot de belang- rijkste doelstellingen: - Verhoging van veiligheid en betrouwbaarheid. - Eenduidige specificaties en eisen. - Handreikingen voor het ontwerp en de realisatie. - Meer inzicht in en beheersing van (geotechnische) risico’s door het uitvoeren van risicogestuurd grondonderzoek. - Inzicht in raakvlakken tussen de belanghebben- den en beter draagvlak. Om de beoogde doelstellingen te bereiken is in beginsel wederzijds begrip en verbinding nood- zakelijk tussen de werelden van geotechniek, windturbinefabrikanten en kraanverhuurders. Hier- toe is in de handreiking een uitgebreide woorden- lijst opgenomen. De handreiking gaat uit van telescoopkranen met kraanbelastingen tot en met de klasse 1.200 ton en opbouwkranen in de klasse 750 ton met bijbehorende turbinehoogtes en -gewichten. Boven deze klassen zijn grotere afmetingen, gewichten en gronddrukken van toepassing. In deze gevallen is specifiek maatwerk nodig. De opbouw van de handreiking met de samenhang tussen de hoofdstukken is in figuur 2 schematisch weergegeven. In figuur 3 is te zien welke uitgangs- punten en producten nodig zijn voor het ontwerp en de realisatie van een kraanopstelplaats bij de bouw van een windturbine. STOWA - HANDREIKING ‘KRAANOPSTELPLAATSEN BIJ DE BOUW VAN WINDTURBINES’ Figuur 1 – Aanzicht op een kraan- opstelplaats bij de bouw van een windturbine. Mark Peter Rooduijn Fugro NL Land Erik den ArendBT Geoconsult SAMENVATTING 19 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Windturbinetypes Het type windturbine stelt specifieke eisen aan de bouwlocatie en omgeving. Rekening houdend met de randvoorwaarden uit de omgeving en ondergrond wordt in de ontwikkelingsfase gezocht naar de optimale locatie, turbinehoogte en ver- mogen. De keuze voor de windturbine locatie is vanwege de randvoorwaarden vaak niet helemaal optimaal vanuit economisch en/of technisch per- spectief. De randvoorwaarden voor de kraanopstelplaats, zoals een slechte ondergrond, hoge grondwater- stand, beperkt ruimtebeslag, positie, kabels en leidingen, zijn vaak niet leidend in de keuze van de locatie. Kraankeuze, kraanbelastingen en specificaties In de handreiking is veel aandacht besteed aan de opbouw en montage van diversen kraantypen bij verschillende configuraties. Over het algemeen wordt gebruik gemaakt van mobiele telescoop- of opbouwkranen. De onderwagens staan op banden, rupsen of alleen op stempels. De keuze voor een geschikte kraan wordt in grote mate bepaald door de afmetingen en gewichten van de windturbine componenten, maar ook trans- port, opbouw, onderhoud en demontage van de kraan zijn van belang. Het kraantype bepaalt de belastingen en de op- tredende contactdrukken op de kraanopstelplaats. De handreiking geeft ter bewustwording een indicatieve tabel met de stempelkrachten en rupsdrukken bij het oprichten van de giek en de operationele situatie. De windbelastingen en de effecten hiervan zijn hierin niet opgenomen. Op basis van deze tabel kan in principe een voor- lopig ontwerp worden gebaseerd. De belastingen voor een definitief ontwerp dienen door de kraan- leverancier aan de hand van het definitieve hijsplan en het effect van de windbelasting te worden gecontroleerd. Aan de hand van deze controle kan een ontwerpaanpassing en/of een beheers- maatregel volgen. Zie ook het schema in figuur 3. Geotechnisch en geohydrologisch onderzoek De ondergrond is veelal heterogeen en vormt een relatief onzekere factor in het ontwerp. De informatie en de kennis over variatie van grond- eigenschappen, grondwaterstand en stijghoogte bepalen de betrouwbaarheid van het grondgedrag en daarmee de geotechnische risico’s. Geotechnische risico’s kunnen goed worden be- heerst door toepassing van Geotechnisch Risico Management (GeoRM). GeoRM biedt de mogelijk- heid om op gestructureerde wijze om te gaan met de onzekere factoren die de verschillende geotechnische risico’s bepalen. Vo lgens het proces van GeoRM dient grond- onderzoek risicogestuurd te worden uitgevoerd. Concreet betekent risicogestuurd grondonderzoek dat de hoeveelheid en het detailniveau van het grondonderzoek wordt afgestemd op de speci- fieke geotechnische risico’s die spelen bij het ontwerp van kraanopstelplaatsen. Om gericht en efficiënt grondonderzoek uit te kunnen voeren moet bekend zijn welke risico’s of onzekerheden door middel van het grondonder- zoek kunnen worden gereduceerd. Voor een kraanopstelplaats bestaat een aantal generieke risico’s, ongeacht de projectlocatie. De handreiking geeft een overzicht van deze gene- rieke risico’s gerelateerd aan de oorzaken en de gevolgen. Voor elk risico is aangegeven met welk type grondonderzoek het risico kan worden gereduceerd. Het benodigde type, de hoeveelheid en het detail- niveau van het grondonderzoek voor het ontwerp van een kraanopstelplaats is echter niet in generieke zin op te geven. Elke projectlocatie en specifieke omstandigheden vergen maatwerk. Het Figuur 3 – Uitgangspunten en producten voor ontwerp en realisatie. In de windturbinemarkt is sterke behoefte aan eenduidigheid en handreikingen voor het ontwerp van zwaarbelaste kraanopstelplaatsen op land. In 2017 is onder de vlag van SBRCURnet gestart met de ontwikkeling van een richtlijn. To e n e i n d 2 0 1 7 S B R C U R n e t w e r d b e ë i n d i g d h e e f t S t o w a h e t v e r d e r e p r o c e s ondersteund. Begin 2019 is de publicatie in de vorm van een handreiking uit- gebracht. De handreiking omvat een bundeling van actuele kennis en ervaring over windturbines, hijskranen en de ondergrond. Hierbij is zo veel mogelijk aan- sluiting gezocht met de praktijk en bestaande normen en richtlijnen. Een van de belangrijkste uitdagingen voor het ontwerp is dat rekening dient te worden gehouden met de locatie specifieke factoren en de onzekerheid over de in te zetten kraan en de belastingen op het funderingsniveau. grondonderzoek wordt naar behoefte per project- fase en/of gewenst detailniveau vastgesteld. Voor de opzet van het grondonder zoek zijn hand- reikingen gegeven waarmee op drie detailniveau’s (zeer grof, grof en fijn) of per projectfase (schets- of initiatiefase, voorontwerp en definitief ont- werp) het type en de hoeveelheid grondonderzoek kan worden bepaald. De aanbevelingen voor de opzet van risico ge- stuurd grondonderzoek zijn gebaseerd op de richtlijn CUR/Geo-Im puls-rapport 247 Risico- gestuurd grondonderzoek, van planfase tot realisatie [ref 2]. Ontwerp Het ontwerp voor een kraanopstelplaats wordt gemaakt op basis van de specificaties van de turbine- en kraanleverancier, de informatie over de ondergrond en de eisen vanuit de omgeving. Kraanopstelplaatsen dienen per definitie vol- doende veilig en stabiel te zijn. Veiligheid en stabiliteit van een kraan wordt primair verkregen door een draagkrachtige werkvloer of kraanopstel- plaats en een voldoende sterke en stijve onder- grond. Grondvervormingen als zettingen, die onder de operationele kraanbelastingen optreden, dienen binnen vastgestelde eisen te blijven. De stabiliteit (sterkte) en de mate van vervorming van de ondergrond worden berekend en getoetst aan de eisen, vigerende normen en richtlijnen. Indien de ondergrond van nature niet voldoende sterk en stijf is, zal deze door middel van een grondverbetering moeten worden verbeterd of zullen de belastingen naar de dieper gelegen draagkrachtige zandlagen moeten worden afge- dragen. Ook de eigenschappen en de geometrie van de kraanopstelplaats kunnen worden verbeterd, bijvoorbeeld door toepassing van menggranulaat al dan niet in combinatie met een geotextiel als wapening. Het ontwerp van een kraanopstelplaats wordt in grote mate bepaald door de keuze van de wind- turbine en de kraan. Deze factoren bepalen de belastingen op de kraanopstelplaats. Enerzijds is het noodzakelijk om in een vroeg stadium te beginnen met een ontwerp, om de geotechnische risico’s inzichtelijk te krijgen. Anderzijds liggen de keuzes voor de windturbine en de specifiek in te zetten kraan zelden in een vroegtijdig stadium vast. De belastingen zijn in dit stadium vaak nog niet definitief vastgesteld. Vanuit turbineleveranciers worden vaak eisen gesteld aan het benodigde draagvermogen van een kraanopstelplaats, bijvoorbeeld een beno- digde “draagkracht” van 250 kN/m2. Zonder opgave van de specifieke belastingen en belasting- combinaties vanuit de operationele situatie van de kraan zijn dergelijke eisen te vaag om een realis- tisch ontwerp van een kraanopstelplaats op te baseren. De contactdrukken en contactoppervlakken worden op basis van het gewicht van de kraan, de hijs- bewegingen en de effecten van windbelasting op eenduidige wijze bepaald aan de hand van het ontwikkelde stappenplan. In figuur 4 is het stappenplan schematisch weergegeven. Onderstaand is een korte toelichting op de stap- pen gegeven: 1. De input van de kraanbelasting voor de ontwer- per bestaat uit de maximale stempeldruk (in het geval van een stempelkraan) of de maximale rupsdruk met het bijbehorende contactopper- vlak (in het geval van een rupskraan). Indien deze nog niet beschikbaar is in de betreffende ont- werpfase, kunnen belastingen van een vergelijk- bare hijssituatie bij een ander project aange- houden worden. In de handreiking zijn ook indicatieve waarden voor kraanbelastingen opgenomen. Als in het voorontwerp niet is gerekend met de definitieve kraanbelastingen, dient in een later stadium van het ontwerp, of desnoods voor de uitvoering, altijd geverifieerd te worden of het ontwerp geschikt is voor de definitieve kraanbelastingen. De definitieve belastingen worden door de kraanleverancier op basis van het definitieve hijsplan bevestigd. 2. De wijze waarop het effectief contactoppervlak wordt bepaald is verschillend voor een stempel- kraan of een rupskraan en afhankelijk van de verdeling van de contactspanningen over het contactoppervlak. In beide gevallen kan de stem- pel- of rup sdruk over schotten worden gespreid. 3. Horizontale belastingen ontstaan vanuit wind- belasting op de kraan en/of het te hijsen ele- ment of vanuit draaibewegingen van het bovenstel van de kraan. Ook doorbuiging van de stempelpoten geeft horizontale belastingen. In de handreiking staan vuistregels om de horizon- tale belastingen te bepalen. Hierbij is opge- merkt dat er vooral voor relatief hoge kranen met lange gieken (>100m) rekening dient te worden gehouden met aanzienlijk hogere belas- tingen door 2de orde effecten als gevolg van uitbuiging van de giek. In dergelijke gevallen Figuur 4 – Stappenplan voor het bepalen van de ontwerpbelastingen. 20 GEOTECHNIEK JUNI 2019 21 GEOTECHNIEK JUNI 2019 dient de kraanfabrikant te worden geraad- pleegd. 4. Door de ontwerper worden weloverwogen belastingcombinaties gedefinieerd, om onrealis- tische (zware) combinaties van maatgevende belastingen uit te sluiten. 5. K r a a n b e l a s t i n g e n k u n n e n e e n s t a t i s c h - , k o r t - durend en dynamisch karakter hebben. De ont- werper dient op basis van de belastingduur een toetsing uit te voeren voor een situatie met gedraineerd en ongedraineerd grondgedrag. 6. De kraanbelasting van de kraanleverancier bestaat over het algemeen uit karakteristieke waarden. Deze moeten door de ontwerper door toepassing van partiele belasting factoren conform NEN 9997-1 omgezet worden naar rekenwaarden van de kraanbelasting. Een ander uitgangspunt voor het ontwerp van een kraanopstelplaats is het benodigde ruimtebeslag. Voor het bepalen van het benodigde ruimtebeslag van een kraanopstelplaats dient bekend te zijn voor welke functies en in welke fase deze geschikt moet zijn. Mogelijk zal de kraanopstelplaats in functie blijven voor onderhoud gedurende de gebruiksfase van de windturbine. Ook moet bekend zijn of de kraanopstelplaats later wordt gebruikt voor opslag van onderdelen van de windturbine. Om schade door vorst en opdooi en reductie van het draagvermogen te voorkomen dient voldoende ontwateringsdiepte aanwezig te zijn. In het ont- werp dient tevens rekening te worden gehouden met voldoende afschot in verband met afwatering van de opstelplaats. Voorkomen moet worden dat gewassen naast de kraanopstelplaats onder water komen te staan en daardoor gewasschade oplo- pen. Goede drainage is een belangrijk aandachts- punt, waarbij moet worden bedacht dat het graven van greppels naast de opstelplaats de draagkracht vermindert. Waterschappen stellen ook specifieke eisen ten aanzien van de waterhuishouding van het beheers- gebied en beïnvloeding van waterkeringen. Funderingsoplossingen Elke specifieke situatie vraagt om een specifiek funderingsontwerp van de kraanopstelplaats. In de handreiking wordt stilgestaan bij de meest gangbare funderingsoplossingen. Van de volgende oplossingen zijn de voor- en nadelen en aandachts- punten behandeld: 1. Fundering op staal; De meest eenvoudige oplos- sing, geschikt voor een goed draagkrachtige ondergrond. 2. Fundering op staal met grondverbetering; Een fundering op staal waarbij de (bovenste) slecht draagkrachtige lagen worden vervangen door draagkrachtig materiaal (meestal zand of puin- granulaat). 3. Fundering op staal versterkt met geokunststof- fen; Door middel van het toepassen van geo- kunststoffen in de funderingslaag kan meer be- lastingspreiding gerealiseerd worden door de funderingslaag, waardoor de belasting op de ondergrond wordt beperkt. 4. Fundering op staal in combinatie met soilmix/ mixed-in-place; Door middel van soilmix of mixed-in-place kan of de draagkracht van de ondergrond worden vergroot, of kan de draag- kracht en mate van belastingspreiding in de funderingslaag worden vergroot. 5. Fundering op paalmatras; Deze fundering bestaat uit een grondlichaam versterkt met geokunststoffen (een matras) op een paalfunde- ring. Door middel van boogwerking in het matras worden de belastingen die op het matras aangrijpen afgedragen naar de relatief stijve elementen: de palen. 6. Fundering op poeren met palen; Dit is een robuuste fundering, waarbij de belastingen direct via een paalfundering naar een draag- krachtige grondlaag worden afgedragen. Een uitdagingen bij deze oplossing is om de geo- metrie van de poeren geschikt te maken voor meerdere kraantypen. De meest geschikte oplossing wordt bij voorkeur gekozen op basis van een zogenaamde keuze- matrix of Trade Off Matrix (TOM). Hiervan is in de handreiking een voorbeeld opgenomen. Modellering In de handreiking zijn aanbevelingen opgenomen voor de modellering van de verschillende funde- ringsoplossingen volgens analytische en eindige elementen methoden. Enkele belangrijke aan- bevelingen zijn: - Belastingspreiding in de funderingslaag Bij het toepassen van een ongebonden funde- ringslaag (bijvoorbeeld van granulaat), zal deze laag zorgen voor spreiding van de belasting van- uit de kraan. De mate van belastingspreiding hangt af van de verhouding tussen de stijfheid van de funderingslaag en de stijfheid van de ondergrond. Bij een ongebonden funderingslaag dient conform NEN 9997-1 een toets op pons te worden uitgevoerd. Hierbij dient rekening te worden gehouden met een belastingspreiding onder een hoek van 8° ten opzichte van de verticaal. Bij het modelleren van een fundering op staal met geokunststoffen kan de positieve bijdrage van het geokunststof aan de belastingspreiding en/of de sterkte van de fundering in rekening worden gebracht. De belastingspreiding in versterkte funderingslagen kan voor het VO als volgt worden aangehouden: 1:1 in een funderingslaag met geokunststof of een funderingslaag met gestabiliseerde grond 1:2 in een funderingslaag met een geokunststof cellenstructuur. De verschillende spreidingen zijn weergegeven in figuur 5. In latere fasen van het ontwerp dient de wijze waarop de werking van het geokunststof in rekening wordt gebracht, te worden onderbouwd door middel van literatuur of proefresultaten. -Invloed van nabijgelegen taluds Is er binnen de invloedsbreedte van de fundering op staal een talud aanwezig is, heeft dit talud een negatieve invloed op de draagkracht van de ondergrond. De lengte van het glijvlak wordt kleiner waardoor minder wrijving in de onder- grond kan worden gemobiliseerd en minder tegen- werkend grondgewicht aanwezig is. In NEN 9997-1 staat aangegeven hoe de invloed van een talud in een analytische berekening van een fundering op staal kan worden meegenomen. In geval van funderingen op palen of een paal- matras kunnen nabijgelegen taluds leiden tot relatief grote horizontale belastingen als gevolg van horizontale grondvervormingen op de palen aan de rand van het paalmatras of de poer. -Raakvlakken met andere objecten. Voorbeelden van raak vlakken met andere objecten in het geval van een fundering op een paalmatras of palen zijn: •Interactie tussen de paalfundering van de kraan opstelplaats en de paalfundering van de Figuur 5 – Aan te houden spreiding in de funderingslaag voor VO. 22 GEOTECHNIEK JUNI 2019 windturbine zelf (vaak met schoorpalen). •Zettingsverschillen tussen de kraanopstel- plaats en de omliggende opslagplaats en toe- gangswegen. - Modellering van zettingen In het ontwerp van de kraanopstelplaats dienen de te verwachten zettingen als gevolg van aanleg van de kraanopstelplaats en de hijsbewegingen getoetst te worden. Bij aanleg zal deze toetsing plaatsvinden aan eisen met betrekking tot de restzetting na oplevering van de kraanopstelplaats. Doel hiervan is het voor- komen van te grote zettingsverschillen met de omgeving en het waarborgen van voldoende ont- wateringsdiepte van de kraanopstelplaats, zowel tijdens de bouwfase als de onderhoudsfase van de windturbine. Ook dient het ontwerp getoetst te worden aan (verschil)zettingen als gevolg van vervormingen van de fundering en ondergrond door hijsbewegin- gen. Dit heeft als doel om te waarborgen dat even- tuele rotaties van de kraan tijdens het hijsen acceptabel klein blijven. Dit kan leiden tot relatief strenge eisen aan (verschil)zettingen omdat een kleine verschilzetting op funderingsniveau leidt tot een relatief grote vervorming van de tip van de kraan op grote hoogte. Realisatie, beheer en onderhoud De handreiking geeft aandachtspunten ten aanzien van de realisatie, het beheer en het onderhoud van een kraanopstelplaats. Ook monitoring ten behoeve van het volgen van risicovolle processen (vervormingen, trillingen en geluid) tijdens de aanleg van de opstelplaats of de hijsoperatie zijn behandeld. De kwaliteitsborging en beproeving van de gerealiseerde constructies komen ook aan bod. Hierbij wordt aandacht geschonken aan tijde- lijke opstelplaatsen en interacties met onder andere de aanleg van kabels, de windturbine- fundatie, de bouwwegen en het transport van de windturbine. To t s l o t Het was aanvankelijk de bedoeling om een ontwer- prichtlijn te ontwikkelen. Gaandeweg bleek ech- ter, dat het ontwikkelen daarvan een complexe opgave is. De reden hiervoor zijn de locatie speci- fieke factoren, waardoor een ontwerp op maat nodig is. Daar komt bij, dat het vaak op een laat moment pas bekend is welke kraan/kraantype zal worden ingezet of welke belastingen daad- werkelijk zullen optreden. Het opstellen van een concreet toegesneden ontwerp vóórdat de werke- lijk toe te passen kraan bekend is – inclusief daar bijhorende drukfiguur en windbelasting – zal vaak leiden tot een herontwerp in een later stadium. De publicatie heeft dan ook het karakter van een handreiking ten behoeve van het ontwerp om hiermee in de komende jaren ervaring op te doen, zodat deze te zijner tijd kan worden bijgewerkt tot een ontwerprichtlijn. Om te komen tot verdere ontwikkeling zijn sugges- ties en aanvullingen zeer welkom. Zowel de Nederlandstalige als de Engelstalige versie van de handreiking is gratis te downloaden via: www.stowa.nl/publicaties/handreiking-kraan- opstelplaatsen-bij-de-bouw-van-windturbines Te v e n s w o r d t d o o r PAO Te c h n i e k e n M a n a g e m e n t een cursus georganiseerd waarin alle onderwerpen in de handreiking worden behandeld en nader worden toegelicht. Inschrijven kan via: https://paotm.nl/nl/cursus/kraanopstellingen -bij-windturbines/?profession=216&page= 2&interest=343 Referenties 1. Stowa-publicatie Kraanopstelplaatsten bij de bouw van windturbines, rapport 2019-02, ISBN 978.90.5773.856.2 2. CUR/Geo-Impuls-rapport 247, Risicogestuurd grondonderzoek, van planfase tot realisatie. Zie www.kivi.nl/afdelingen/geotechniek/geonet/geo -impuls/producten . ! Met ruim 10 jaar ervaring is Jetmix de specialist van Nederland op het gebied van grout(injectie) ankers, -ankerpalen en grondverdringende schroefpalen! Ontdek onze dienstverlening op: www.jetmix.nl Een stabiele basis begint bij Jetmix Oudsas 11, Werkendam o@jetm . 0183 505666 E. inf fo TT. o@jetmix.nl 8 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Introductie Waterglas wordt in de civiele techniek toegepast bij bodeminjectie voor het creëren van tijdelijk waterremmende lagen of als (permanente) ver- sterking van grondconstructies. Het gebruik van waterglas wordt steeds aantrekkelijker voor nieuwbouwprojecten, vanwege de lage kosten in vergelijking met onderwaterbeton en de signifi- cant kleinere omgevingsinvloeden in vergelijking met spanningsbemaling. Gezien de ‘drukte’ in de stedelijke bodem, met name in relatie tot onder- grondse energieopslag (WKO’s) wordt het steeds belangrijker om de efficiëntie van de waterglas- injectie te vergroten en de beïnvloeding van de ondergrond te monitoren en zoveel mogelijk te verminderen. Vanuit de civiele techniek is in het recente verleden met name aandacht besteed aan de sterkte-eigen- schappen van waterglas en de praktische aspecten van bodeminjectie. De chemische reacties bij de vorming en uiteindelijke degeneratie van de water- glasgel en de rol van de interactie met het grond- water en de bodembestanddelen zijn daarbij echter grotendeels onderbelicht gebleven. Inzich- ten hierin kunnen echter duidelijkheid geven over de werking en risico’s bij de toepassing van water- glas en harders onder verschillende bodem- en bemalingscondities. In dit artikel wordt daarom de (geo)chemische kant van waterglasinjectie nader uiteengezet. Dit artikel is het derde artikel in een serie van drie over de toepassing van waterglas in het Vakblad Geotechniek [1][2]. Wat is waterglas? Waterglas is een oplossing van silica (SiO 2) met natronloog (NaOH) dat in enige mate verdund is met water. Door de aanwezigheid van natronloog is de pH 1hoog, waardoor de silica in oplossing blijft en het waterglas injecteerbaar is. Oplosbaarheid silica Een essentieel aspect van waterglas is de hoeveel- heid silica dat opgelost kan blijven in water. Bij een neutrale pH is de oplosbaarheid van (amorfe) silica ca. 0,1 à 0,2 g/l (zie figuur 1). De oplosbaarheid van silica neemt toe met temperatuur, maar loopt veel sterker op met afnemende zuurgraad (hogere pH, figuur 2). Boven een pH van 9 à 10 kan silica veel makkelijker in oplossing blijven. Commercieel beschikbaar waterglas met hoge pH heeft een silica concentratie van ca. 200 à 300 g/l (een factor 1000 hoger dan onder een neutrale pH); deze concentratie wordt gehaald omdat waterglas industrieel geproduceerd wordt. Polymeer vorming tijdens condensatie De opgeloste silica in waterglas kan geleren (en uiteindelijk neerslaan) als gevolg van een daling in de pH. Een verbinding van silicium kationen (Si 4+) met hydroxides (OH -) is namelijk alleen stabiel bij een specifieke pH. Als de pH omlaag gaat, zal de vorming van silicapolymeren optreden [3]. Gedurende de polymeervorming zullen silicium kationen met elkaar verbonden worden via oxides (O2-). De verbinding van Si 4+ met O 2-is een stabiele verbinding. In figuur 2 is te zien hoe een individuele Si (OH) 4molecuul zich verbindt met verschillende andere Si (OH) 4moleculen om zo een polymeer te vormen. Als voldoende moleculen zich aan elkaar binden kan het polymeer groeien en zichtbaar worden. Het polymeer kan een indivi- duele korrel (ofwel colloïde vormen) vormen of het kan groeien aan de bodem (bijv. aan silica van zand zoals weergegeven in figuur 3). Polymeervorming resulteert in gelering van de waterglasoplossing. De mate van polymeer- vorming is dan ook bepalend voor de kwaliteit van een gel. Om de polymeervorming te kwantificeren kan gekeken worden naar de gemiddelde hoeveel- heid oxide verbindingen per siliciumatoom. Sili- cium heeft 4 positief geladen posities die alle een aparte verbinding met een oxide kunnen maken. Als alle 4 posities zijn ingenomen door een oxide, spreken we van Q 4. Als er slechts 3 verbindingen met oxides zijn, dan spreken we van Q 3. Uiteinde- lijk wordt siliciumhydroxide weergegeven als Q0(zie figuur 4). In principe geldt dat hoe hoger de graad van verbindingen met oxides, des te sterker de uiteindelijke gel en/of vaste silica. Q 0heeft geen sterkte/structuur (het is immers opgelost) terwijl Q 4sterk is en structuur heeft (het is dan een vast amorf mineraal). Gel kan gevormd worden als de vloeistof vol- doende ionisch is, dat wil zeggen voldoende opge- loste stoffen aanwezig zijn per volume water. Hierbij geldt dat een stevige gel verkregen kan worden als er ook complexen/polymeren gevormd worden. De gradatie van een opgeloste stof Si(OH) 4tot SiO 2gaat van een vloeibare substantie GEOCHEMIE VAN WATERGLASINJECTIES Figuur 2 – Vo r m i n g v a n s i l i ci u m hyd ro x i d e s [ 6 ] . Figuur 1 – Oplosbaarheid van amorfe SiO 2in water [4]; ter info: 100 ppm = 10-2wt% !0,1 g/L. dr. N. HartogUniversiteit UtrechtKWR Watercycle Research Institute drs. G. WintersCRUX Engineering ir. J.K. HaasnootCRUX Engineering dr. ir. A.E.C. van der StoelCRUX EngineeringHogeschool van Amsterdam dr. T. SweijenCRUX Engineering Universiteit Utrecht SAMENVATTING 9 GEOTECHNIEK JUNI 2019 Waterglas wordt in de civiele techniek toegepast als bodeminjectie voor het creëren van tijdelijk waterremmende lagen of als versterking van grond- constructies. De (geo)chemische achtergrond van waterglas is daarbij veelal onderbelicht gebleven en wordt daarom in dit artikel toegelicht. Waterglas heeft een hoge pH en wordt geïnjecteerd in de bodem samen met een harder en water. De harder zal gelvorming veroorzaken. Twee soorten ‘harders’ worden gebruikt die beide een ander soort gel creëren: i) verzurende harder en ii) natriumaluminaat. Door het gebruik van verzurende harders zal de pH van de gel dalen, terwijl natriumaluminaat de hoge pH van waterglas in stand houdt. Het type waterglas en harder (en tevens de mengverhouding) zijn afhankelijk van de toepassingsdoeleinden. Zolang de toepassingseisen en bodemeigen- schappen bekend zijn en de injectie zorgvuldig uitgevoerd wordt is bodem- injectie met waterglasinjectie voldoende beheersbaar en betrouwbaar. (Q0), naar gel (Q 1, Q 2, Q 3) tot amorfe siliciumoxide (Q4). Tijdens deze gradatie wordt water uit de structuur van de siliciumoxides gedreven, waar- door een vaste vorm kan ontstaan. Het uitdrijven van water uit de silica structuur wordt ook wel Synerese genoemd. De mate van gelering en uitharding (de zogenaamde neutralisatie van het waterglas) is, naast genoemde pH en temperatuur, ook afhankelijk van de aanwezigheid van andere stoffen. Si/Na ratio en uiteindelijke kwaliteit van amorfe siliciumoxide De uiteindelijke structuur van de gel is tevens afhankelijk van het waterglas dat gebruikt wordt. De verhouding van opgeloste silica ten opzichte van het natronloog (ofwel alkali) blijkt hierin een bepalende factor te hebben. Deze ratio ( ) is ca. 3.22 voor commercieel gebruikte waterglas. Het effect van de ratio op de uiteindelijke gel structuur is terug te zien in NMR-data (Nuclear Magnetic Resonance) waarin onderscheid gemaakt kan worden tussen Q 0t/m Q 4posities, figuur 5. Het feit dat meer Q 3en Q 4posities gevuld worden in de gel naarmate de ratio groter wordt resulteert in een slechtere oplosbaarheid van het uiteindelijk product (ofwel een hardere gel/vaste vorm). Dit is bijvoorbeeld weergegeven in figuur 6. Wat wordt geïnjecteerd in de bodem? Een waterglasinjectie bevat drie ingrediënten, na- melijk: waterglas, water en een harder. De meng- verhouding van de drie ingrediënten is afhankelijk van de beoogde eigenschappen van de injectie, die samenhangen met de doeleinden van de water- glasinjectie. Normaliter wordt onderscheid ge- maakt tussen de volgende twee doeleinden: - Het realiseren van een waterremmende laag. Hiervoor wordt een zogenaamde softgel geïnjec- teerd, die relatief weinig waterglas bevat en veel water. Het doel van een softgel is het opvullen van porieruimtes, zodat de doorlatendheid van de bodem sterk afneemt. - Het versterken van de bodemmatrix. Hiervoor wordt een zogenaamde hardgel gebruikt, die een constructieve laag vormt. Een hardgel bevat relatief veel waterglas zodat zandkorrels verkit kunnen worden door amorfe silica. De termen softgel en hardgel moeten niet te Figuur 4 – Illustratie van de verschillende Si verbindingen. Figuur 5 – Distributie van NMR scattering profielen voor verschillende molaire ratio’s van SiO 2/Na 2O [7]. Figuur 3 – SEM metingen van verhard waterglas aan kwarts [5] voor verschil- lende silica concentraties (a 18 wt%, b 13 wt% en c 7 wt%). De verkitting tussen zandkorrels is duidelijk zichtbaar en ook hoe de verkitting afneemt als gevolg van een afname in silica concentratie. 10 GEOTECHNIEK JUNI 2019 !!!!!!!!!!!!"#$%&'()%*+'%!!!!!!!!!!!!!!!,-#($.+/0'1'./+'%!!!!!!!!!!!!!!!"#2342'5!1%44/6% !"#$%&$'()*&( !+(%(" ,-$% 7 .()&-,&/* !&$ 8 9/(6%.1#+%(!0')!$%!:;9< )' !0(% + # 1 . % 6(/ 9< 9; !:%!$) letterlijk genomen worden: ook de softgel is in ‘uitgeharde’ vorm zeker geen geleiachtige sub- stantie, maar vormt samen met het injectiemedium (zand) een ‘zandsteenachtig’ materiaal. Bij het toepassen van een hardgel wordt veel waterglas gebruikt zodat silica hecht aan de zand- korrels; hierbij is het opvullen van porieruimte niet zozeer van belang. Daarom is het segregeren van water en natronloog uit silica (i.e. synerese) niet zozeer een probleem. Voor een softgel is synerese juist wel ongunstig, omdat de gel krimpt tijdens synerese en de doorlatendheid van de laag die is afgedicht met de gel juist zal toenemen. Immers de poriën dienen opgevuld te blijven met gel om de doorlatendheid laag te houden. Harders Om de geïnjecteerde waterglasoplossing te verharden wordt een harder vermengd met het waterglas en water, zodat de injectie tot op zekere mate verhardt. Commercieel worden vaak twee soorten ‘harders’ gebruikt die elk een ander gele- ringsmechanisme hebben. Ver zurende hard ers Harders die de pH omlaag brengen betreffen o.a. Durcisseur, R100, triacetine en Condat stab. Door het omlaag brengen van de pH, komt polymeervor- ming van het opgeloste silica tot stand. Met andere woorden: de gemiddelde Q-waarde gaat omhoog; de fractie van Q 3en Q 4verbindingen wordt vergroot ten opzichte van de fractie Q 0 en Q 1verbindingen. Het toevoegen van een zuur resulteert dus in een gecontroleerde, langzame verharding van de gel, al dan niet door vorming van harde amorfe silica. Doordat polymeervorming plaatsvindt zal de gel een neiging hebben zich tevens aan de zandmatrix te vestigen zodat een gebonden gel ontstaat; dit is ook zichtbaar in figuur 3. Immers, zand is ook een silica waar omheen Si-OH verbindingen aanwezig zijn; vooral wanneer het porie water sterk basisch is. Naar alle waarschijnlijkheid zullen overblijfselen van de zuren (langere organische moleculen) tevens bijdragen tot gelering door het faciliteren van een nucleatie positie waar andere moleculen zich omheen kunnen ordenen. Natriumaluminaat Natriumaluminaat (NaAlO 2) heeft een ander geleringsmechanisme dan verzurende harders [9]. Natriumaluminaat zal namelijk reageren met het aanwezige natronloog om zo een complex te vormen, dat vervolgens zal dienen voor nucleatie van nieuwe complexen van het aanwezige opge- loste silica. De complexen zullen netto geen lading hebben. De chemische reactievergelijking van de omzetting van natriumaluminaat kan beschreven worden als Hieruit blijkt dat hydroxide reageert met natriuma- luminaat, echter het gevormde complex bevat nog steeds hydroxide. Deze hydroxide is gebonden in het ionencomplex, maar dat wil niet zeggen dat deze uit het systeem is verdwenen. Als de pH omlaag gaat, zal deze reactie waarschijn- lijk reversibel zijn waardoor de pH op een hoog niveau gebufferd blijft. Het gevormde complex kan verdere complexen vormen met silicium- hydroxides/oxides en zal zo een gel vormen. Deze gel wordt ‘verhard’ door de nieuwgevormde complexen, maar dit resulteert niet zozeer in de verharding van de siliciumhydroxides/oxides (het waterglas zelf). Dit heeft als gevolg dat de gevormde gel minder gebonden zal zijn met het aanwezige zand ten opzichte van verzurende harders, hetgeen consequenties kan hebben voor het mobiliseren van deze gel bij grondwater- stromingen en bemaling. Neutralisatie Gelvorming van de injectie wordt vaak omschreven middels een neutralisatiegraad. Bij een lage neu- tralisatiegraad (20-30%) wordt een softgel ver- kregen en bij een hoge neutralisatie (60-70%) wordt een hardgel verkregen. Wat houdt de neutralisatiegraad eigenlijk in? De neutralisatiegraad geeft weer hoeveel basische oplossing overblijft nadat de gel verhard is geraakt (met andere woorden: hoeveel base/alkali is geneutraliseerd door het toevoegen van verzurende harders). De eigenschappen van de gel zijn sterk afhankelijk van de neutralisatiegraad. Het versc hijn- sel is alleen van toepassing op verzurende harders en niet op natriumaluminaat; immers, natriumalu- minaat zal juist hydroxides (ofwel alkali) toevoegen aan de gel in plaats van deze te verwijderen. De neutralisatiegraad is gedefinieerd door Little- john et al. [8] voor een specifieke R100 harder. In principe is de neutralisatiegraad de ratio van het zuur (H +) afkomstig van harders ten opzichte van de hydroxides (OH -) afkomstig van het waterglas; in molaire concentraties. Als we de formule van Littlejohn et al. [8] algemener opschrijven, krijgen we 2: De term is een stoichiometrische term, die staat voor de hoeveelheid zuur die vrijkomt per molecuul van de harder; bijvoorbeeld: R100 is een dizuur (!h= 2), triacetine is een trizuur ( !h= 3). Levensduur Een veel gestelde vraag over waterglas is de vraag over levensduur; hoelang gaat een waterglasinjec- tie mee? Om deze vraag te beantwoorden moet men zich realiseren dat aan een waterremmende injectie andere eisen worden gesteld dan aan een constructieve injectie 3. Constructieve waterglasinjectie De levensduur van een constructieve waterglasin- jectie wordt bepaald door het sterkteverlies in de tijd. De additionele sterkte van een waterglasinjec- tie is afkomstig van de verkitting van zandkorrels door waterglas waarbij synerese van de gel niet zozeer een negatief proces is. Amorfe silica kan gaan oplossen waardoor de sterkte langzaam afneemt; het achterliggende proces is het oplossen van Ta bel 1 Overzicht van de verhoudingen van het geïnjecteerde waterglas en de uiteindelijk e molaire massa's van verschillende speciaties. Let wel dat de exacte speciat ie van de verschillende componenten complex is en niet weergegeven in de tabel.! Hardgel Softgel R100 R100 Aluminaat Injectiemengsel Water 42 % 83 % 83 % (vol%) Waterglas (SiO 2:Na 2O= 3,22) 50 % 15 % 15 % Harder 8 % 2 % 2 % Concentratie Na 2O 0,71 0,21 0,21 na uitharding (mol/l) SiO 2 2,37 0,71 0,71 OH- 0,34 0,16 0,79 Harder 1,09 0,27 0,37 Neutralisatie 0,76 0,63 < 0 Figuur 6 – Oplosbaarheid van verhard waterglas [7]; des te lager de silica concentratie des te hoger de oplosbaarheid. 11 GEOTECHNIEK JUNI 2019 VRAAG C (totaal 35 punten) Uitbaters van een bruin café klagen al jaren omdat hun biljart tafel niet horizontaal blijft staan, de biljartballen rollen richting één zijde van het café. Het café is aan de voor- en achterzijde gefundeerd op een strokenfundering op staal. De ondergrond bestaat uit een zettingsgevoelige maar door- latende grondsoort. in figuur 1 is de situatie weer- gegeven. Te n g e v o l g e v a n e e n h a r d n e k k i g e g r o n d w a t e r - verontreiniging is een bemaling geïnstalleerd op een afstand van 4 m uit de voorgevel van het café. Om de oorzaak van de scheve biljarttafel te achter- halen, wordt het volgende onderzoek uitgevoerd. In tabel 1 zijn de gegevens weergegeven. Vraag 1 (5 punten) Bij het toepassen van een langdurige bemaling wordt de omgeving negatief beïnvloed, geef kort aan wat deze bezwaren zijn. Vraag 2 (5 punten) De bemaling staat langdurig aan met een debiet van 10 m 3/uur. Bereken de verlaging van de grond- waterstand ter plaatse van de strokenfundering aan de voor- en aan de achterzijde. Vraag 3 (15 punten) De verlaging van de grondwaterstand veroorzaakt zetting in de ondergrond. Bereken de eindzetting conform de Angelsaksische methode t.p.v. de strokenfundering aan de voor- en achterzijde. Uitgangspunten bij de berekening zijn dat de belastingspreiding van de strokenfunderingen buiten beschouwing wordt gelaten, de bemaling is langdurig (de eindzetting t = 10.000 dagen wordt in rekening gebracht) en de belastingver- hoging treedt op na de grensspanning. Vraag 4 (6 punten) Is het café richting de voor- of achterzijde gezakt en hoe groot is de totale rotatie van het gebouw (als helling van de constructie)? Vraag 5 (4 punten) De bemaling wordt uitgezet en op 4 m afstand van- uit de voorgevel wordt een tijdelijke bouwput ge- realiseerd. Om schade aan het café tijdens de bouwwerkzaamheden te voorkomen dient voor de methode van uitvoering eisen gesteld te worden aan de bouwkuipwand. Beschrijf deze eisen kort en motiveer kort uw antwoord. VRAAG & ANTWOORD CGF 1 EXAMEN, DEEL C, JUNI 2018 Ta bel 1: Gegevens Grondlaag Diepte [m NAP] Gws kD ! "droog "nat CR C # Van Tot [m NAP] [m 2/dag] [m] [kN/m 3][kN/m 3][-] [-] Zettingsgevoelige 0,0 -6,0 à -8,0 -1,0 500 400 14,0 18,0 0,15 0,0025laag Strokenfundering voorzijde Opmerking Diepte $’oorspronkelijk Diepte $’nieuw [m NAP] [kN/m 2] [m NAP] [kN/m 2] 0,0 0,0 0,0 0,0 -1,0 14,0 -1,36 19,0 grondwaterstand -3,3 32,4 -3,3 34,5 1/2 laag onder fundering %ze 0,15 . 5,4 . log (34,5 / 32,4) + 0,0025 . 5,4 . log (10000/1) = 0,076 m Strokenfundering achterzijde Opmerking Diepte $’oorspronkelijk Diepte $’nieuw [m NAP] [kN/m 2] [m NAP] [kN/m 2] 0,0 0,0 0,0 0,0 -1,0 14,0 -1,29 18,1 grondwaterstand -4,3 40,4 -4,3 34,2 1/2 laag onder fundering %ze 0,15 . 7,4 . log (40,4 / 34,2) + 0,0025 . 7,4 . log (10000/1) = 0,154 m Antwoorden Vraag 1 Verlaging van de grondwaterstand, zakking van het maaiveld, verspreiding/mobiliteit van verontreinigingen in het grondwater, onttrek- kingen door derden, droogstand van houten palen en verdroging gewassen Vraag 2 De formule van de Glee: %hw= Q / (2 . &. kD) . Ko{!/r} en Q= 10m 3/uur . 24 uur = 240 m 3/dag Strokenfundering voorzijde : r1= 4m en != 400m =>r1/ != 4 / 400 = 0,01 =>Ko= 4,72 %hw1 = 240 / 2 . &. 500 . 4,72 = 0,36 m Strokenfundering achterzijde : r2= 4 + 6m = 10m en != 400m =>r1/ != 10 / 400 = 0,025 =>Ko= 3,83 %hw2 = 240 / 2 . &. 500 . 3,83 = 0,29 m Vraag 3 Ze= C r. ho. log ( $’nieuw /$’oorspronkelijk ) + C #. log (t / t 1) Vraag 4 Richting de achterzijde van het café, totale rotatie gebouw als helling van de constructie 1 / ( (0,154 – 0,076) /6) = 1 : 77 Vraag 5 Trillingen : Aanbrengen bouwkuipwand dient trillingsvrij te zijn, Ontgravingen : Geen hori- zontale verplaatsingen, Bemalingen : Geen ver- laging van de grondwaterstand beneden de laagste grondwaterstand rekening houdend met eerdere bemalingen. 23 GEOTECHNIEK JUNI 2019

Jaargang 23, 2019 - nummer 1 incl. Geotechniekdag België Special

33 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 H et programma van de Geotechniekdag, met sprekers uit België en Nederland, heeft op 4/12 meer dan 100 geotechniekers naar het hotel Van der Valk in Beveren kunnen lokken. Naast de kennisdeling was er ook ruimte voor netwerking in een aangename sfeer. De sluizenprojecten die werden besproken waren netjes verdeeld over beide landen: Kieldrechtsluis en sluizen Sint Baafs-Vijve en Lanaye enerzijds en sluizen Gouda, Limmel, IJmuiden anderzijds. De nieuwe sluis Terneuzen kan dan weer gezien worden als een gemeenschappelijk project, en bij de Panamasluizen behoorden Belgische en Neder- landse bouwfirma’s tot de grote spelers. Bij de presentaties kwam ook de verschillende aan- pak bij het in de markt zetten door de overheid van sluizenprojecten (en infrastructuurprojecten in het algemeen) tot uiting. Enerzijds D&C contracten in Nederland, waarbij het ontwerp grotendeels door de opdrachtnemer wordt uitgewerkt, anderzijds de Belgische aanpak waarbij dit grotendeels gebeurt door de opdrachtgever. Synopsis van de Geotechniekdag Wereldwijd bestaat de noodzaak om meer, sneller en betrouwbaarder materialen te transporteren over het water, dit uit oogpunt van mobiliteit en duurzaamheid. Natuur- en wiskundige Blaise Pascal gaf het al aan in de 17de eeuw: “ Les rivières sont des chemins qui marc hent et qui portent où l’on veut aller” (vrij vertaald: Waterwegen zijn wegen die bewegen en je brengen waar je heen wil). Om het watertransport en de overslag van goederen naar land mogelijk te maken dient de maritieme toegang tot de havens verzekerd te worden [1]. Suizen vormen hierbij een belangrijk sluitstuk. Op deze studiedag werden een aantal indrukwek- kende en complexe sluizenprojecten toegelicht, indrukwekkend in omvang en/of complex in ont- werp en uitvoering. Hieronder vindt u een korte samenvatting (die evenwel niet de pretentie heeft van volledigheid) van de items i.v.m. risicobeheer- sing die aan bod kwamen, mede gesteund op de synthese presentatie [11] van de studiedag. 1. Geologisch en geotechnisch onderzoek Het adagium “een succesvolle werf begint met een degelijk geologisch en geotechnisch onderzoek” werd - voor wie daar nog mocht aan twijfelen - meermaals bevestigd. Het belang van een goede kennis van de plaatse- lijke geologie (= moeder van de geotechniek) is essentieel en werd in het bijzonder aangetoond in de lezing over de Panamasluizen [7]. Verder in deze special vind je ook het betreffende artikel van Anthony De Vos - Jan De Nul. Figuur 2 toont een beeld van de geologische inspectie van de uit- graving. Naast een grondige studie van de geologie dient ook nagegaan of het basis geotechnisch onderzoek dat in het bestek werd opgenomen door de op- drachtgever, waar nodig uitgebreid en aangevuld moet worden [5] en [10]. Dit is in het bijzonder het geval bij D&C contracten waarbij de opdracht- nemer ook instaat voor het ontwerp. In deze Nederlandse aanpak dient de opdracht- nemer een grondige kennis van de grondgesteld- heid te verwerven en zijn ontwerp en uitvoerings- methoden daarop terdege af te stemmen. Dit werd geïllustreerd in de presentatie over de sluis Terneuzen, Voorafgaand aan de aanbesteding werd een verkennend onderzoek uitgevoerd van sonderingen, boringen en laboratoriumonderzoek. De focus werd daarbij in het bijzonder gelegd op de onderkenning van de diepere tertiaire lagen. Aandachtspunt daarbij was de uitschuring van de Boomse klei door een oude geul, die nadien was opgevuld met glauconiethoudend zand. Het verkennend onderzoek werd dan door de aannemer aangevuld met een omvangrijk proeven- pakket, dat zich in belangrijke mate richtte op risicobeheersing van o.a. (rest)zettingen, verwe- kingsgevoeligheid van de grond en hydrologisch gedrag (ondermeer ook proeven voor de juiste afbakening van het voornoemde gat in de Boomse klei en de doorlatendheid van het opvullende glauconiethoudend zand). Figuur 3 toont de door- snede van sluiskolk en sluishoofden bovenop het geologisch profiel, en illustreert duidelijk dat de sluiskolk zich situeert t.h.v. het gat in de Boomse klei. Bij de Belgische aanpak vormt het uitgebreide grondonderzoek dat bij het bestek is gevoegd de basis voor het volledige project en wordt dan ook in eerder beperkte mate aangevuld door de opdrachtnemer. Een andere interessante en zeker te onthouden ervaring is dat men moet beschikken over recent uitgevoerd grondonderzoek, of ten minste vroeger onderzoek bevestigd door nieuwe proeven. Wanneer dit niet het geval is kan dit leiden tot problemen, zoals aangetoond in de presentatie over de sluis van Lanaye [9]. Door wijzigende prioriteiten was het project met meer dan 20 jaar Gauthier Van AlboomVo o r z i t te r Ex p e r tg ro e p Ge o te c h n i e k i e - n e t GEOTECHNIEKDAG 2018 = SLUIZENDAG Figuur 1 – Netwerking op de Geotechniekdag. uitgesteld. Voor de uitvoering van de diepwanden (figuur 4) en in het bijzonder de bentonietspoeling in een grindpakket werd door de aannemer uitge- gaan van de representatieve d 10 waarde bepaald uit de korrelverdelingsanalyses die in het kader van het vroeger uitgevoerde uitgebreide onderzoek waren uitgevoerd. De keuze van het bentoniet werd dan ook gemaakt op basis van deze waarde, rekening houdend met bestaande normen en richt- lijnen en eigen ervaringen van de aannemer in dergelijke gronden. Alhoewel alles erop wees dat de diepwanden met de bestaande expertise zonder problemen konden worden uitgevoerd, werd bij het graven van de eerste panelen een verlies van grote hoeveelheden bentoniet vast- gesteld. Bijkomend grondonderzoek met monster- name en granulometrische analyses gaf aan dat de representatieve d 10 waarde van het grindpakket 10 tot 15 maal groter was dan de waarde die uit het oorspronkelijke onderzoek was gevolgd. Het bleek dat de fijne deeltjes die destijds in die lagen de grindmatrix opvulden nagenoeg volledig waren uitgespoeld (hoogst waarschijnlijk ten gevolge van waterstroming doorheen het grindpakket), wat dus een belangrijk effect had op de microstabiliteit van de wand. Dankzij de expertise van de aan- nemer kon het probleem worden opgelost door een andere keuze van het bentoniet en toevoeging van toeslagstoffen. 2. Opmaken van een gedragen geohydrologisch model Naast een gedegen kennis van geologie en geo- technische karakterisering van de lagenopbouw, is het opmaken van een hydrologisch model bij sluizenprojecten zonder meer een must. Vertrek- kend van een uitgebreide grondwatermonitoring wordt de bestaande grondwatersituatie in kaart gebracht. Ook historische gegevens en ervaringen worden in acht genomen. Zo was er bijv. een sterke terughoudendheid voor grote bemalingen bij de bouw van de nieuwe sluis van Terneuzen wegens de historiek van grote verzakkingen bij de bouw van de bestaande sluizen [5]. Een volledige geohydrologische modellering laat toe de effecten van de aanleg van sluizen correct in te schatten: effect van grondwaterverlagingen in nabije en verdere omgeving, effecten van de potentiële tijdelijke of permanente verstoringen van de waterdichte bodem [3], in kaart brengen van de wijziging van de hydrologische situatie door het baggeren van de vaargeul [10]. 3. Full scale proeven, monitoring en observaties bij ontwerp In nagenoeg alle presentaties kwam het belang van full scale proeven, monitoring en observaties naar v oor. a. Belastingsproeven bij renovaties Dit is zeker het geval bij de renovatie van histo- rische sluizen [2]. De beschikbare informatie is veelal beperkt en de staat van fundering en kwel- schermen is vaak niet vast te stellen met inspecties (figuur 5), wat leidt tot grote onzekerheden. Dank- zij monitoring, belastingproeven aangevuld met moderne geotechnische analyses kunnen de onze- kerheden worden beperkt en vertaald naar realis- tische scenario’s voor deze onderdelen. Dit werd uitgewerkt voor de case van een historische keer- sluis bij Gouda (paalfundering). b. Prooftesting om werkbaarheid van het concept van specifieke bouwonderdelen na te gaan Full scale proeven, gecombineerd met monitoring, kunnen ook gehanteerd worden als prooftesting, 34 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 SAMENVATTING In België, Nederland en ook in het buitenland zijn belangrijke sluizenprojecten net afgewerkt, in uitvoering of in voorbereiding. Reden voor de ie-net expertgroep Geotechniek om, samen met KiVi Nederland, op de jaarlijkse Geotechniekdag een aantal projecten toe te lichten. Daarbij werd de focus gelegd op de manier waarop met de geotechnische risico’s werd omgegaan. Aan de sprekers was ook gevraagd om ervaringen en lessons learned te delen. Figuur 2 – Geologische inspectie uitgravingen voor Panamasluizen. Figuur 3 – Geologisch profiel met inplanting sluiskom en sluishoofden sluis Terneuzen. 35 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 Figuur 5 – Inspectie sluis Gouda. om de werkbaarheid van “slimme” oplossingen voor specifieke problemen bij sluizen aan te tonen [3]. Dit was het geval voor de sluis van Limmel, een van de sluizen die worden vervangen of gereno- veerd om het Juliana kanaal beter toegankelijk te maken. Een toprisico voor deze projecten was de potentiële, tijdelijke of permanente, verstoring van de waterdichte bodem (figuur 6). De werkbaar- heid van het uitgedachte waterremmend systeem werd door de opdrachtnemer aangetoond d.m.v. een pompproef (heksenproef) en daaraan gekop- pelde monitoring, en verder opgevolgd tijdens de uitvoering. c. Impact specifieke gedrag speciale gronden op bouwconcept Vo o r d e K i e l d recht s l u i s [ 4 ] e n d e n i e uw e s l u i s Ter - neuzen [5] vormden de zwel van de Boomse klei en de inheibaarheid van damplanken en buispalen in die klei en in de glauconiethoudende zanden een bijzonder aandachtspunt. Bij het ontwerp van de Kieldrechtsluis werd door de opdrachtgever een uitgebreid monitoring- programma (met klassieke en meer advanced meettechnieken) opgezet om de zwel van de Boomse klei op te volgen, zodat de zweldruk t.h.v. de deurloop kon worden voorspeld. Ter plaatse van de sluiskolk zelf konden, door de opbouw van de sluisvloer met tegels, opwaartse verplaatsingen ten gevolge van zwel worden opgevangen. Ter hoogte van de deurloop waren die bewegingen echter slechts beperkt toelaatbaar om het rollen van de deuren niet te hinderen. Er was een periode van 1,5 à 2 jaar voorzien om de klei vrij te laten uitzwellen; de resterende zweldruk diende begroot te worden voor een adequate dimensione- ring van de wapening van de deurloop. Deze rest- zweldruk is nog vrij belangrijk, omdat door de uitermate kleine doorlatendheid van de Boomse klei het consolidatieproces en dus ook de zwel heel traag verloopt. Zoals blijkt uit figuur 7 komt de grootteorde van de bij ontwerp voorspelde zwel goed overeen met de opgemeten waarden. De planning van de werf liet niet toe vanaf het begin van de uitgravingen de nodige meetappara- tuur te installeren, zodat de initiële zwel niet kon worden opgemeten. Positief is dat het overgrote deel van de meet- apparatuur nog operationeel is (hetgeen bij plaatsing en werking in werfomstandigheden niet evident is). Dankzij het feit dat de overheid als opdrachtgever het monitoring programma zelf heeft opgezet, kan dit nu ook verder worden doorgevoerd. Bij het ontwerp van de nieuwe sluis Terneuzen werd de inheibaarheid van damplanken en buispa- len t.p.v. de sluiskolk onderzocht d.m.v. een hei- proef [6]. De voorspelbaarheid ervan wordt immers bemoelijkt door het voorkomen in de on- dergrond van Boomse klei en galuconiethoudende zanden. Bij dit onderzoek werd een integrale risicoanalyse (figuur 8) toegepast waarbij naast het technisch, economisch en planningsaspect ook het omge- vingsaspect werd in acht genomen. In functie van resp. betrouwbaarheid van en gevoeligheid aan de inputparameters kan dan de onzekerheid/ betrouwbaarheid van de analyse worden inge- schat, zoadat correcte uitvoeringsbeslissingen kunnen worden genomen i.v.m. toe te passen technieken en mitigerende maatregelen. Bij de proefheiïngen werden zowel de inheibaar- heid zelf, beschadiging en functiebehoud (uit slot lopen bij zwaar heiwerk) als schade (nabijheid kaaimuur en sluizencomplex) en hinder voor de omgeving onderzocht. Hierbij werd een uitgebreid monitoringprogramma opgezet met vervormings- metingen aan bestaand sluizencomplex, meting voortplanting trillingen, waterspanningen, en geluidshinder in nabije en verdere omgeving. De gepaste maatregelen werden genomen om de heibaarheid van de damwanden en buispalen, met behoud van functionaliteit te verzekeren en de impact op nabije en verre omgeving op een aanvaardbaar niveau te houden. d. Risico zettingsvloeiing Het risico op zettingsvloeiing van losgepakte zanden door baggerwerken en tril- en heiwerk- zaamheden was reëel voor de omgeving van de sluizen van Terneuzen en IJmuiden [5] en [10], gelet op de historiek van vroegere zettingsvloei- ingen. Voor beide sluizenprojecten werd en daarom voor- afgaand sonderingen met opmeting van water- spanningen, heiproeven gekoppeld aan water- spannings-, trillingsmetingen en observaties van taluddeformaties uitgevoerd. Deze proeven en metingen werden als input gebruikt voor de pre- dictie van wateroverspanningen in verwekingsge- voelige gronden (figuur 9). Voor de sluis IJmuiden werd bovendien een ontgravingsproef uitgevoerd waarbij een zettingsvloeiing werd uitgelokt. Op die manier konden predictiemodellen worden ontwikkeld, die een adequate risicobeoordeling mogelijk maken. Als mogelijke mitigerende maatreglen werden ge- graven i.p.v. geheide of getrilde wanden, beper- kingen van de bovenbelasting en taludhellingen van de uitgravingen, gekoppeld aan een beperkte Figuur 4 – Realisatie diepwanden sluis Lanaye. bemaling t.p.v. verwekingsgevoelige zones voorzien. De monitoring van waterspanningen, trillingen en taluddeformaties werd ook verder gezet tijdens de uivoering om gevaarlijke situaties snel te kunnen detecteren. e. Effecten van wijziging geohydrologische situatie De effecten van grondwaterverlaging en wijziging van de geohydrologische situatie in het algemeen vormen eveneens een bijzonder aandachtspunt bij sluizenprojecten. Voor wat het risico gekoppeld aan een grond- waterverlaging betreft bestaan er 2 opties: ofwel uitwerken van een bouwconcept dat geen merk- bare wijziging van de grondwaterstand noodzaakt, ofwel voorzietn van gepaste mitigerende maat- regelen bij diepe bemalingen. In de eerste optie kunnen plaatselijke bemalingen nog noodzakelijk zijn om bijv. zettingsvloeiingen te voorkomen. Het baggeren van een diepe vaargeul voor de nieuwe sluizen leidt bovendien tot een algemene wijziging van de geohydrologische situatie met mogelijke gevolgen voor de bodem rondom de nieuwe sluis. Om opbarsten van de bodem te voor- komen zal men soms tevens genoodzaakt zijn plaatselijk een bemaling te voorzien (figuur 10). Zoals eerder aangegeven is het opmaken van een degelijk geohydrologisch model, afgetoetst aan beschikbare historische gegevens en monitoring (pompproeven) tijdens de ontwerpfase hierbij essentieel [5] en [10]. 4. Beperkingen opgelegd door nabije constructies. Wanneer een nieuwe sluis in een bestaand sluizen- complex wordt voorzien, is de bestaanszekerheid en de operationaliteit van de bestaande sluizen een dwingende vereiste [8],[10]. Schade door o.a. zettingen en trillingen dient vermeden te worden. Maximaal toelaatbare verplaatsingen en trillingen worden opgelegd en een gepast monitoring- programma (met nulmeting voorafgaand aan de werken) wordt opgezet. Waar mogelijk worden trillingsarme bouwmethoden voorzien. Bijkomend worden in die context soms ook beper- kingen opgelegd aan de beschikbare werfruimte, hetgeen ook zijn effect heeft op de uitvoering [8]. 5. Monitoring tijdens de uitvoering Het uitvoeren en analyseren van metingen en 36 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 Figuur 6 – Potentiële verstoring van de waterdichte bodem bij bouw sluis Limmel. Figuur 8 – Integrale risicoanalyse inheibaarheid damplanken en buispalen. Figuur 9 – Beoordeling op basis van CPTU static liquefaction screening diagram, Shuttle & Cunning (2008). Figuur 7 – Berekende versus gemeten zwel Boomse klei. 37 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 observaties is ook cruciaal in de uitvoeringsfase. De meetresultaten kunnen dan worden terugge- koppeld naar ontwerp/uitvoering om de gepaste engineering- en uitvoeringsbeslissingen te kunnen nemen. Metingen die werden aangehaald betref- fen zowel traditionele meetmethoden (o.a. water- peilmetingen, en waterspannings-, trillings- en geluidsmetingen bij inheien resp. intrillen funde- ringselementen) als advanced meettechnieken (optische vezel techniek). Ook de impact van de bouwactiviteiten op nabije sluizen en constructies in het algemeen dient tijdens de uitvoering opgevolgd. 6. Impact van specifieke eisen opgelegd in het bestek In het bestek voor de bouw van de sluis van Lanaye [9] was het gebruik van ter plaatse vervaardigd beton voorzien. Het beton diende aangemaakt met granulaten, grotendeels voortkomend uit grindwinning in de Maas, ontgonnen bij de grond- werken voor de sluis. Dit was uit oogpunt van duurzaamheid een heel goed idee, maar de uitwerking ervan in de praktijk was echter niet voor de hand liggend. De eisen gesteld aan beton voor diepwanden zijn immers verschillend van die voor structureel beton (figuur 11). Dit geldt i.h.b. voor de vloeibaarheid, ver- werkbaarheid en weerstand tegen ontmenging en bleeding. Aan deze eisen kon niet tegemoet worden geko- men zonder bijkomende ingrepen bij het gebruik van de gerecycleerde granulaten. Door gepaste maatregelen te nemen heeft de gespecialiseerde aannemer ervoor gezorgd dat de initiatieven van duurzaamheid konden worden waargemaakt, zonder in te boeten op de kwaliteit van de uitvoe- ring van de diepwanden. 7. Slotwoord Deze studiedag heeft aangetoond en bevestigd dat België en Nederland een grote expertise hebben opgebouwd bij de realisatie van sluizen- projecten. De verhalen die gebracht zijn waren duidelijk positief: risico’s werden goed in kaart gebracht en de daaraan gekoppelde fullscale proeven en monitoring lieten toe een aangepast bouwconcept te voorzien en/of gepaste miti- gerende maatregelen te nemen en relevante para- meters op te volgen. De aanpak bij het in de markt zetten van dergelijke infrastructuurprojecten is verschillend in Nederland (grotere vrijheid en daar- aan gekoppelde verantwoordelijkheid bij de opdrachtnemer) en België (ontwerp grotendeels gestuurd door de opdrachtgever). Essentieel is evenwel een goede samen-werking tussen beide partijen, en een open mind om te komen tot een wederzijds aanvaard ontwerptraject, dat niet noodzakelijk uitgaat van conservatieve bestaande bouwconcepten maar ook nieuw bedachte concep- ten een kans geeft. Het delen van kennis, ervaringen, meetresultaten en -analyses, ook en in het bijzonder bij negatieve ervaringen, is onontbeerlijk voor de kennisontwik- keling in de geotechnische wereld. Want komt ervaring niet neer op het leren uit je fouten? In deze mini-special vindt u op de volgende pagina’s een artikel over “Impact van geologie op design en uitvoering van de Panamasluizen” van Anthony De Vos . Ik hoop dat ook andere sprekers hun weg vinden naar de redactie van het vakblad Geotechniek. Referenties Presentaties Geotechniekdag 2018 [1] Freddy Aerts (Afdeling Maritieme Toegang): Havens en maritieme toegang. [2] Arend Pool (Fugro) en Henk Weijers(Hoog- heemraadschap Rijnland: Geotechnische betrouw- baarheid van historische sluizen. [3] Werner Vits!& Ken Watzeels (Besix): !Omgang met waterdichte kanaalbodem bij sluisprojec- ten. ! ! ! ! ! ! ! [4] Leen Vincke (Afdeling Geotechniek) & Murielle Reyns (BAM): Kieldrechtsluis – monitoring. [5] Sarah Verfaille (Afdeling Geotechniek) &!Milcar Vijlbrief (Sassevaart): Nieuwe sluis Terneuzen: ont- werp. [6] Patrick Ganne (Besix): Sluis Terneuzen - Uitvoe- ringsrisico Heibaarheid. [7] Anthony De Vos (Jan De Nul): De impact van geologie op design en uitvoering van de bouw van de Panamasluizen. [8] Alexander Ivens (EBS) & Tom Debruycker!(EBS): Ontwerp van een nieuwe Vb-sluis opwaarts de bestaande Va-sluis te Sint-Baafs-Vijve.! ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! ! !! [9] Maurice Bottiau (Franki Foundations: Sluis Lanaye:!specifieke uitvoeringspacten van de diep- funderingen). [10] Paul Wernsen!(BAM NL): Zeesluis!IJmuiden. [11] Christophe Bauduin!(Besix): Synthese presen- taties.! ! Figuur 11 – Eisen structureel beton vs beton voor diepwanden. Figuur 10 – Bemaling in tweede watervoerend pakket om opbarsten bodem te vermijden (sluis Terneuzen). Guido Me inhardt CRUX Engineering Siebe D ijkstra Vo l ke r I n f r a , e e n Koninklijke VolkerWessels onderneming Klaas Jan BakkerTe c h n i s c h e Un i v e r s i t e i t D e l f t Introductie Het gebruik van een verankering is een gangbare techniek om de horizontale stabiliteit van wand- constructies te waarborgen. Hierbij wordt het verankeringselement (de ankerstaaf) in axiale richting belast om de kracht uit de wand af te dragen. Zettingen of zakkingen van de grond achter de constructie, door bijvoorbeeld auto- nome bodemdaling of grondophogingen, leidt tot een laterale belasting op de ankerstaaf. Deze zettingen dragen bij aan een toename van de vervormingen en daarmee mede tot een toename van de spanningen in het ankerelement/de anker- staaf. In dit kader is een afstudeeronderzoek (Dijkstra, 2015) uitgewerkt met twee doelen. Doel één is om op basis van de beschikbare data van model- proeven van Deltares de q-last op de ankerstaaf nader te onderzoeken (deel 1). Doel twee is de wens om een alternatieve rekenmethode ten opzichte van CUR!166 voor de extra krachten (spanningen) in de staaf te ontwikkelen (deel 2). Dit omdat de huidige vigerende methode in CUR!166 vereenvoudigingen kent en daarmee minder geschikt is voor het berekenen van schuine ankers. Deel 1, de afleiding van de laterale belasting (q- last) door zakkende kleigrond op de ankerstaaf is reeds eerder in vakblad Geotechniek in juni 2018 uiteengezet (Dijkstra, et al., 2018). In het voor- liggende artikel, deel 2 van dit onderwerp, wordt op basis van het afstudeeronderzoek een meer algemene analytische rekenmethode voor de bepaling van de extra krachten en spanningen in de ankerstaaf ten gevolge van deze laterale q-last beschreven. Tot slot is voor een in de praktijk voorkomende situatie een vergelijking gemaakt tussen een berekening met de ontwikkelde analy- tische methode en Plaxis 2D en 3D. De focus ligt hierbij op ankerstaven in kleigrond. Ver vo r m i n g s g e d r a g a n ker s t a a f Het verloop van de zettingscurve (w g) langs de ankerstaaf is bepalend voor de belasting en bedding door de grond op en onder de ankerstaaf. figuur 1 visualiseert dit principe. Met de diepte neemt de afstand waarover de grond zakt af. Het zettingsprofiel langs de ankerstaaf kan een niet- lineaire vorm aannemen, zoals het geval is indien het anker meerdere grondlagen doorkruist. De zetting van de grond en de resulterende belasting op het anker zorgt voor een doorbuiging (w s) van de ankerstaaf. Het is hierbij van belang te onderkennen dat niet de maximale zakking maar de relatieve verplaatsing tussen grond en ankerstaaf bepalend is voor de belasting op de ankerstaaf. Bij beperkte verplaatsingsverschillen tussen w gen w szal de grond rondom de staaf elastisch bezwijken zoals beschreven in (Dijkstra, et al., 2018). Zowel elasti- sche als plastische deformatie van de grond treedt langs de lengte van de ankerstaaf op. De belasting langs de schoor staande ankerstaaf neemt de eerste meters langs de ankerstaaf toe als gevolg van een toename van de effectieve spanning in de kleigrond (w g> w s), waarbij het exacte aantal meters afhankelijk is van de schoorstand, de anker- kracht en het zettingsprofiel. Met een afname van de relatieve verplaatsing zal de belasting afnemen over het elastische deel totdat het anker bedding van de grond ondervindt. Dit treedt op over het deel van de ankerstaaf waar geldt w g< w s. Als gevolg van de verlenging van de ankerstaaf ont- staat een toename van de axiale ankerkracht ( !Fa) en als gevolg van de laterale vervorming (de door- buiging) een buigend moment in de staaf. Door de ankerstaaf te beschouwen met een reeks in serie geschakelde liggervergelijkingen kunnen de krach- ten, momenten en vervormingen analytisch wor- den bepaald. Iedere ankerstaaf wordt hierbij uit meerdere delen (liggervergelijkingen) samenge- steld, waarbij voor ieder deel een aparte “differen- tiaalvergelijking” van toepassing is met aparte randvoorwaarden omtrent de belastings- en bed- dingssituatie. Hiervoor worden de volgende vijf delen met de vijf belastings- en beddingssituaties ten aanzien van de randvoorwaarden voor de liggervergelijkingen gebruikt: –Deel 1 met situatie 1: Constante belasting op de ankerstaaf of eigen gewicht van het anker- materiaal, zetting is groter dan de doorbuiging (wg> w s). –Deel 2 met situatie 2: Lineair toenemende belas- ting op de ankerstaaf, zetting is groter dan de doorbuiging. Deze situatie treedt op nabij de ankerkop waar grond plastisch deformeert en de belasting onafhankelijk is van de relatieve verplaatsing w r. –Deel 3 met situatie 3: Belasting op de ankerstaaf is afhankelijk van de relatieve verplaatsing w r. De beperkte relatieve verplaatsing maakt de grootte van de belasting op de ankerstaaf verplaatsingsafhankelijk. –Deel 4 met situatie 4: Bedding van de grond is afhankelijk van de relatieve verplaatsing w r. De verplaatsing van de ankerstaaf is groter dan de zakking van de grond (w s> w g). –Deel 5 met situatie 5 (meer theoretisch) waarbij 6 GEOTECHNIEK MAART 2019 KRACHTSWERKING EN VERVORMING VAN EEN ANKERSTA AF ALS GEVOLG VAN GRONDBEL ASTING Figuur 1 – Zakking van de grond langs het anker (w g) en doorbuiging van de ankerstaaf (w s) als gevolg van zakkende grond door bijvoorbeeld terreinzetting ten gevolge van een maaiveldbelasting. de bedding van de grond onafhankelijk is van de vervorming omdat de grond plastisch defor- meert. Dit maakt geen onderdeel uit van de hui- dige berekeningsmethode. Deze theoretische situatie treedt vanwege het ontbreken van een belasting zelden op en heeft dan tevens geen significante invloed op het resultaat omdat de axiale rek en kromming over dit deel van de an- kerstaaf niet maatgevend zijn. Daarom wordt si- tuatie 5 gelijk aan situatie 4 gesteld. Te n a a n z i e n v a n d e z e t t i n g e n w o r d t o p g e m e r k t dat deze uiteraard in de tijd door consolidatie kun- nen veranderen. Uitgangspunt in de berekening is echter een vaste waarde, normaliter aan het einde van de zettingsperiode (geen significante rest- zettingen). In figuur 2 zijn de vier belastings- en beddings- situaties (per deel) langs de ankerstaaf weer- gegeven, waarbij een schoor staand ankerstaaf ten behoeve van de overzichtelijkheid horizontaal is weergegeven. Per deel zijn dan de belastings- en beddingssituaties als randvoorwaarden voor de liggervergelijking zoals boven beschreven gedefi- nieerd. De basis betreft een liggervergelijking voor buiging en extensie waarin de belasting (constant, lineair en verplaatsingsafhankelijk) verantwoorde- lijk is voor de verschillende situaties van randvoor- waarden per deel. Zowel de belasting als de bedding zijn afhankelijk van de niet lineaire zettingscurve langs de staaf, welke met een 5 de graads polynoom benaderd kan worden, zie vergelijking (1). Een 5 de graads polynoom heeft hierbij voldoende vrijheidsgraden om de zetting van grond voldoende accuraat te kunnen benaderen. (1) In het kader van dit artikel kunnen omwille de beschikbare ruimte niet alle vijf delen van de ver- schillende liggervergelijkingen in detail worden weergegeven. Daarom is als voorbeeld in figuur 3 deel 3 met situatie 3 getoond, één van de vijf boven beschreven te koppelen delen waaruit de ankerstaaf is opgebouwd. De andere drie delen zijn uitgebreid beschreven in (Dijkstra, 2015). De zetting van de grond neemt af langs de lengte van de ankerstaaf. In situatie 3 zal elastische de- formatie van de grond optreden door de beperkte relatieve verplaatsing w r, dit is een randvoor- waarde voor deze situatie. De in figuur 3 weergegeven situatie wordt gesche- matiseerd tot vergelijking (2). De doorbuiging van de ankerstaaf resulteert in een verlenging waar- door een aanvullende axiale kracht !Fain het anker ontstaat. Aangezien de doorbuiging van het anker bekend is, kan per lengte-eenheid van de staaf de nieuwe lengte (L +) worden bepaald en hiermee de verlenging van de staaf ( !L = L +- L). Indien dit voor alle aan elkaar gekoppelde secties wordt gedaan volgt uit vergelijkging (3) de toename van de axiale ankerkracht !Fa. De wijze waarop de belasting q(x) wordt bepaald is beschreven in (Dijkstra, et al., 2018). (2) (3) Waarin: EI = buigstijfheid van de ankerstaaf [kNm 2] EA = rekstijfheid van de ankerstaaf [kN] Fa=axiale kracht in de ankerstaaf [kN] !Fa=toename van de axiale kracht in de ankerstaaf [kN] ws=zakking van de grond langs lengte van de ankerstaaf [m] wg=doorbuiging van ankerstaaf langs de lengte [m] wr=relatieve verplaatsing (= w g– w s) q(x)= belasting langs de ankerstaaf [kN/m] !Li=verlenging van de ankerstaaf per deel/situatie [m], i = 1 tot 4 !Ldamwand = verkorting van de ankerstaaf door damwanduitbuiging [m] L = lengte van de ankerstaaf [m] Er worden randvoorwaarden gesteld aan het buigend moment, dwarskracht, rotatie en ver- plaatsingen ter plaatse van de opleggingen van de beschouwde sectie van de staaf om de vergelij- kingen te kunnen oplossen. Op deze wijze kunnen de vergelijkingen wiskundig aan elkaar gekoppeld worden tot in serie geschakelde elementen waar- mee het vervormingsgedrag van de belaste anker- staaf benaderd wordt. Aangezien de ankerkracht (en dus ook de toename van de ankerkracht) gelieerd is aan de vervorming van de ankerstaaf, dienen de vergelijkingen op iteratieve wijze opge- lost te worden om tot een resultaat te komen. De buigstijfheid (horizontale vervorming) van de damwand kan in rekening worden gebracht door het gebruik van een lineaire veer zoals weergege- ven in figuur 3. Een deel van de verlenging van de ankerstaaf wordt geabsorbeerd door het vervor- men van de damwand in axiale richting van het anker ( !Ldamwand ). In vergelijking (3) wordt !Ldamwand daarom negatief in rekening gebracht. 7 GEOTECHNIEK MAART 2019 Figuur 2 –Belastings- en beddingssituaties langs de ankerstaaf als gevolg van de zakking van de grond (wg) en doorbuiging van de staaf (ws). Figuur 3 –Belasting op de ankerstaaf is afhankelijk van de relatieve verplaatsing wr(x), exemplarisch deel 3. SAMENVATTING Zettingen van grondlagen langs een daarin gelegen ankerstaaf kunnen leiden tot een aanvullende kracht in de ankerstaaf. In het kader van een afstudeeropdracht aan de TU Delft is onderzoek gedaan naar deze aanvullende kracht in de staven als gevolg van de belasting door deze zettingen ofwel de zakkende grond. De hierbij relevante grondbelasting op de ankerstaaf is reeds uiteengezet in het eerder ge- publiceerde artikel “Grondbelasting op ankerstangen” in het vakblad Geotechniek van juni 2018. Het voorliggende artikel betreft daarmee deel 2 van het onderwerp “zakkende grond op ankers”. Voor het benaderen van het vervormingsgedrag over de vrije ankerlengte, en daarmee het spanning-rekdiagram van de staaf, is in de af- studeeropdracht een analytische rekenmethode opgesteld. Deze methode maakt gebruik van een aanpasbare reeks differentiaalvergelijkingen welke op iteratieve wijze de optredende situatie (grond-staaf interactie) simuleert. Deze rekenme- thode is goed toepasbaar voor een breed scala aan situaties. Waaronder het belas- ten van schuine ankers waarbij meerdere grondlagen doorkruist worden, hierbij rekening houdend met de niet-lineaire zettingen langs de staaf en de toetsing van de ankerstaaf conform de vigerende staalbouwnormen. SAMENVATTING 8 GEOTECHNIEK MAART 2019 De bepaling van !Ldamwand wordt verderop in het artikel toegelicht. De oplegging van de ankerstaaf bij de ankerkop is beschouwd als roloplegging (zie ook figuur 7) en als horizontaal en verticaal gefixeerd punt bij het groutlichaam. Eventuele axi- ale interactie (in richting van de staaf) tussen de zakkende grond en de ankerstaaf maken geen onderdeel uit van de huidige analytische bereke- ningsmethode. De spanningsveranderingen door axiale interactie zijn in het algemeen klein van orde ten opzichte van de laterale interactie. Met de boven voorgest elde analytische reken- methode door koppeling van de vijf delen van de (stalen) ankerstaaf, de vier differentiaalvergelijkin- gen voor vier standaardsituaties, kan de toename van de ankerkracht ( !Fa) door zakkende grond worden bepaald. De controle van de spanningen (sterkte) van de stalen staaf kan dan worden uit- gevoerd op basis van de lineaire elasticiteits- theorie conform de vigerende (staalbouw) norm NEN-EN 1993-5. Voor massieve en holle anker- staven geldt tevens dat de optredende spanningen over de doorsnede herverdeeld kunnen worden als de vloeirek in de uiterste vezel is overschreden, uitgaande van voldoende plastisch vermogen en afhankelijk van de staalkwaliteit. Dit betreft dan een plastische berekening conform NEN-EN 1993- 1-1 en NEN-EN 1993-5, check hierbij de rotatie- capaciteit van de ankerstaaf ( "max < "u). Gezien de verplaatsingsgestuurde aard van zakkende grond op ankers wordt de doorbuiging van de staaf begrensd door de maximale zetting van grond. Het toelaten van plastische vervorming van de staaf is hierdoor theoretisch mogelijk. Aanvullende informatie desbetreffende kan de geïnteresseerde lezer ontlenen aan (Dijkstra, 2015). Verificatie met behulp van Embedded piles Plaxis Te n b e h o e v e v a n h e t v e r i f i ë r e n v a n d e b e s c h r e v e n analytische rekenmethode is gebruik gemaakt van Embedded piles in het numeriek EEM programma- pakket Plaxis 2D (versie 2015.1), waarbij met de updated mesh optie is gerekend. Een Embedded pile is als ankerelement geschikt omdat zowel de belastingscomponent als de vervormings- component in één element geïntegreerd zijn. De interactie tussen de grond en het ankerelement wordt tot stand gebracht door speciale interface- elementen aangezien een Embedded pile los staat van het gegenereerde mesh. Deze eigenschappen maken het in theorie geschikt om als verankerings- element in een model gebruikt te worden. Doordat de axiale en l aterale schachtwrijving van het Embedded element multi-lineair begrensd kan worden, kan een meer realistische benadering van de laterale belasting in langsrichting van het verankeringselement worden gemaakt. Indien de schachtwrijving niet wordt begrensd, kunnen de spanningen tot onrealistische waarden toenemen. Met behulp van de verplaatsing van de grond langs het Embedded element wordt de belasting op de ankerstaaf (het Embedded element) bepaald. 4 toont voor een fictieve situatie de laterale belas- ting op het eerste deel van een ankerstaaf welke door zakkende kleigrond belast wordt. De rode lijn toont het verloop van de belasting zoals deze op basis van de theorie wordt verwacht (Dijkstra, et al., 2018). Indien de begrenzing (oranje lijn), conform (Dijkstra, et al., 2018), van de belasting niet wordt toegepast, kan de laterale schachtwrij- ving daar waar de relatieve verplaatsing het grootst is tot onrealistische waarden toenemen (gestippelde blauwe lijn). Dit ongewenste effect kan worden voorkomen door de schachtwrijving van het Embedded element in het numeriek model te begrenzen, zoals bij de groene en paarse lijn in figuur 4 het geval is, wat navolgend nader wordt toegelicht. Aan de hand van figuur 4 wordt duidelijk dat door de multi-lineair begrenzing van de schachtwrijving, zowel in laterale als in axiale richting, meer realis- tische resultaten worden verkregen. Het verloop van de laterale belasting langs de staaf, zoals benaderd met behulp van de in het afstudeeron- derzoek ontwikkelde analytische rekenmethode, komt overeen met de op basis van een numeriek model (Plaxis 2D) bepaalde waarden. Opgemerkt wordt dat er met de interfacestijfheid (ISF) gevari- eerd is, te weten 10 ISF en 20 ISF. Normaliter zal het variëren van de ISF’s impact hebben op de belasting. Aangezien de belasting, in dit geval de schachtwrijving in zowel axiale als laterale richting begrensd is, is de invloed van de ISF-waarde beperkt. De geïnteresseerde lezer kan aanvullende achtergrondinformatie ontlenen aan (Dijkstra, 2015). Ver vo r m i n g a n ker s t a a f m e t scharnierende opleggingen Om de nieuw ontwikkelde analytische reken- methode te verifiëren, zijn de resultaten voor twee denkbeeldige situaties vergeleken met numerieke berekeningsmodellen met Embedded piles in Plaxis 2D en 3D. Hierbij is een verankeringselement (ankerstaaf met uitwendige diameter Ø 51 mm en wanddikte 10 mm) schuin aangebracht in een 12m dikke kleilaag en aan de kop scharnierend verbon- den met een damwand. Onder de kleilaag ligt vast zand. De geschetste situatie is in figuur 1 weergeven. De invloed van de damwanduitbuiging wordt in eerste instantie verwaarloosd. Later in het artikel wordt de horizontale vervorming (uit- buiging) van de damwand wel meegenomen als randvoorwaarde. In deze denkbeeldige situatie zakt de kleigrond langs het ankerstaaf als gevolg van een bovenbe- lasting van 40 kPa. De zetting bij de ankerkop, hier bepaald met behulp van Plaxis 3D, bedraagt circa 0,23 cm en neemt af met de diepte. Er is sprake van gedraineerd vervormen/bezwijken van de kleigrond. De initiële axiale kracht in het anker (ankerkracht in BGT) bedraagt 400 kN, de voor- Figuur 4 – Laterale belasting op een ankerstaaf bepaald met behulp van de analytische rekenmethode en Embedded piles in Plaxis 2D. Figuur 5 – Doorbuiging over de vrije ankerlengte van de ankerstaaf (1e denkbeeldige situatie). spankracht kan hier een onderdeel van zijn. De gebruikte kleisoort heeft de volgende eigen- schappen: - # sat / #unsat = 16/16 kN/m 3; - $ ’ = 20°en c’ = 5 kPa; -E50;ref = 4.000 kN/m 2, E oed;ref = 2.000 kN/m 2 en E ur;ref ref = 12.000 kN/m 2; -Hardening soil model De doorbuiging van de ankerstaaf als gevolg van de zetting (grondbelasting op staaf) is in figuur 5 weergegeven. De ontwikkelde analytische reken- methode maakt gebruik van een zettingsafhanke- lijke belasting om de optredende vervorming van de ankerstaaf te bepalen. De ankerstaaf volgt het zettingsprofiel van de zakkende grond. In tabel 1 zijn de berekende waarden voor de toename van de axiale kracht en de doorbuiging van het anker vermeld voor de analytische bereke- nings-methode en het numerieke model met een “Embedded element” in Plaxis 2D en 3D. De bere- kende verschillen tussen de analytische benade- ring en het numerieke model zijn klein. Het Embedded element vertoont eveneens een zettingsafhankelijke vervorming. De doorbui- gingslijnen komen hierdoor nagenoeg overeen. De voortvloeiende toename van de axiale ankerkracht in de staaf is hierdoor goed vergelijkbaar. Dit on- dersteund de juistheid van de analytische reken- methode waarmee de toename van de axiale kracht en de doorbuiging in de ankerstaaf worden bepaald. De waarden komen niet exact overeen, maar hebben wel dezelfde orde grootte. Daadwer- kelijke validatie dient met aanvullend onderzoek te worden uitgevoerd, bijvoorbeeld met praktijk- proeven. Met behulp van de Plaxis 2D simulaties zijn tevens de momenten en dwarskrachten vergeleken met de ontwikkelde analytische rekenmethode (zie figuur 6). Opgemerkt wordt dat op het grensvlak tussen de grondlagen lichte verstoringen zichtbaar zijn, met name in het numerieke model, die te wijten zijn aan de abrupte verandering van grond- eigenschappen. De invloed van de damwandvervorming De verlenging van de ankerstaaf door zakkende grond resulteert in een toename van de axiale ankerkracht. De hierdoor optredende vervorming van de damwand in de richting van het anker heeft echter een verkorting van de ankerstaaf tot gevolg waardoor de toename van de ankerkracht wordt vermindert. De damwanduitbuiging heeft een reducerend effect op de toename van de axiale ankerkracht, zie vergelijking (8). figuur 7 visuali- seert op welke wijze de verkorting van de staaf (!Ldamwand ) is vastgesteld. In de bijbehorende vergelijking (figuur 5) zijn tevens de hoek van het anker %en de aanvullende rotatie bij de ankerkop $(0) verwerkt. Zoals in een voorgaande paragraaf is beschreven maakt dit onderdeel uit van de iteratieve berekening (4) (5) Waarin: a = h.o.h. afstand van de ankerstaven [m] k = horizontale beddingscontante over 1 strekkende meter [kN/m 2] &= golflengte [m] u = uitbuiging loodrecht op de damwand [m] !Fh= loodrechte component van de ankerkracht op de damwand [kN] Het in rekening brengen van de horizontale dam- wandvervorming heeft een reducerend effect op de toename van de axiale ankerkracht (zie tabel 2). Het vaststellen van een juiste horizontale bed- dingsconstante (achter de wand) is hierbij van belang om overschatting van het effect van de damwanduitbuiging te voorkomen. Opgemerkt wordt dat het effect van de toename van de verticale kracht in de damwand en de bij- behorende verticale verplaatsing geen onderdeel Figuur 6 – Buigend moment en dwarskracht over de vrije ankerlengte. Figuur 7 – Invloed horizontale vervorming damwand op het anker. 9 GEOTECHNIEK MAART 2019 Ta bel 1 Vergelijking van de resultaten van de analy t ische rekenmethode met Plaxis (Hardening soil) Parameter Analytische Plaxis 2D Plaxis 3D rekenmethode To e n a m e a x i a l e k r a c h t !F72 kN 73 kN 89 kN Maximale buigend Mmax 1,70 kNm 1,85 kNm - * moment * Het ontbreken van de mogelijkheid in Plaxis 3D 2015.0 om de laterale schuifkracht te begrenzen, leidt tot een onrealistisch verloop van de momentlijn. Derhalve is er geen resultaat weergegeven. Ta bel 2 Vergelijking van de resultaten met en zonder horizontale damwandver vorming Parameter Analytische rekenmethode Analytische rekenmethode Zonder vervorming damwand Met vervorming damwand To e n a m e a x i a l e k r a c h t !F72 kN 53 kN Maximale buigend moment Mmax 1,70 kNm 1,76 kNm 10 GEOTECHNIEK MAART 2019 Ben jij ook toe aan een groeistap? – We zijn voor onze werkvelden geotechniek, geohydrologie en bodem op zoek naar getalenteerde, enthousiaste collega’s op alle ervaringsniveaus. Interesse? Stuur ons jouw CV en motivatie naar info@cruxbv.nl . CRUX in Top 250 Groeibedrijven + Amsterdam Delft Eindhoven +31 (0)20 4943070 info@cruxbv.nl cruxbv.nl uitmaken van de nu ontwikkelde analytische reken- methode. Dit geldt eveneens voor de aan- vullende rotatie van het anker als gevolg van de verplaatsing loodrecht op het anker. Tevens wordt opgemerkt dat deze situatie tot nu toe niet met Plaxis is vergeleken. Op deze aspecten kan mogelijk in vervolgonderzoeken nader worden ingegaan. Ver vo l g s t a p p e n In het voorliggende artikel is op basis van een afstudeeronderzoek een alternatieve rekenmetho- diek beschreven voor het bepalen van de toename van de ankerkracht door zakkende grond, die tot nu enkel op basis van numerieke berekeningen met Plaxis is geverifieerd. Voor een verd ergaande ontwikkeling en validatie van deze nieuwe berekeningsmethode verdient het de aanbeveling om in aanvullende onderzoe- ken met proeven de gevonden invloedsfactor uit (Dijkstra, et al., 2018) voor de belasting op het ankerelement en de vervormings- en spannings- berekeningen van het ankerstaaf op basis van de liggervergelijkingen uit dit artikel te verifiëren. Hiervoor zouden bijvoorbeeld de ankerkrachten bij zakkende grond op ankerelementen bij geschikte projecten, bijvoorbeeld een dijkversterking, in-situ kunnen worden gemeten met rekstroken in combinatie met deformatie- met hellingmetin- gen. Daarmee zouden de van te voren berekende extra krachten en vervormingen van de ankerstaaf met de gemeten waarden kunnen worden vergele- ken. Tevens zouden de hier beschreven bereke- ningsmethode en de nog te verkrijgen resultaten uit metingen de basis kunnen vormen voor een technische commissie om de huidige berekenings- methode voor zakkende grond op ankers uit CUR 166 verder te ontwikkelen. Conclusie en aanbeveling Zakkende grond op ankers kan een bepalend aan- deel in de sterkteberekening van ankerstaven zijn, bijvoorbeeld in projecten voor de dijkversterking. De in een afstudeeronderzoek ontwikkelde analy- tische rekenmethode maakt gebruik van één model met een aanpasbare reeks differentiaalver- gelijkingen waarbij op iteratieve wijze de vervor- ming en krachtswerking in de ankerstaaf over de vrije ankerlengte wordt bepaald. De ontwikkelde analytische rekenmethode houdt rekening met niet-lineaire zettingsproﬁelen langs de ankerstaaf, het doorkruisen van meerdere grondlagen, een zettingsafhankelijke laterale belasting en horizon- tale vervormingen van de damwand. Tevens is het mogelijk om per locatie langs de ankerstaaf de bijbehorende krachten, momenten en vervormin- gen vast te stellen op basis van het vervormings- spanningsgedrag in de ankerstaaf. De ontwikkelde analytische rekenmethode is tot nu geverifieerd met numerieke berekeningen met Plaxis 2D en 3D. De juistheid van het gebruik van een zettingsafhankelijke doorbuiging wordt met deze Plaxis simulaties bevestigd. Door gebruik te maken van de zettingsafhankelijkheid van de niet- lineaire belasting op de staaf en het ontwikkelen van bedding onder de staaf ontstaat een goede benadering van de doorbuiging en daarmee de spanningen in de ankerstaaf. De aanbeveling is om de daadwerkelijke validatie van de rekenmethode met behulp van praktijk- proeven te laten plaatsvinden zodat deze methode in een technische commissie verder ontwikkeld en in de ontwerppraktijk toegepast kan worden. Literatuur - CUR (2012). CUR-publicatie 166 Damwandcon- structies Deel 2 (6e druk ed.). Gouda. - Dijkstra (2015). Zakkende grond op ankers. Tech- nische Universiteit Delft. - Dijkstra, Meinhardt & Bakker (2018). Grondbelas- ting op ankerstangen. Geotechniek juni 2018. ! 46 GEOKUNST MAART 2019 Inleiding Nederland leeft met w ater. Het veilig en leefbaar houden van ons land is in de komende decennia een grote opgave. Na de kritische periodes van hoogwater in 1993 en 1995 is CUR-publicatie 186 opgesteld, waarin het gebruik van geokunststof- fen in dijkverbeteringen wordt beschreven. In februari 2012 hield de Nederlandse Geotextiel- organisatie (NGO) een creatieve sessie met als thema ‘Geokunst-stoffen in dijkversterking’ (Van Eekelen e.a., 2012). Hierbij werd gesteld ‘Een innovatie is pas een innovatie, als het idee succes- vol is toegepast’. Beide activiteiten hebben tot nieuwe toepassingen van geokunststoffen geleid, maar het aantal toepassingen met geokunststoffen is nog steeds beperkt. Inmiddels is het 2019. De uitdagingen met waterkeringen en kustver- dediging zijn aanzienlijk groter geworden. Is er al iets veranderd? Welke uitdagingen komen op ons af? Gezien alle te verwachten weersextremen: verdienen onze dijken nieuwe toepassingen van geokunststoffen? Zeespiegelstijging Zeespiegelstijging is één van de gevolgen van de opwarming van de aarde. Het effect op de aarde en de consequenties voor de mensheid zijn enorm. Vanuit de IPCC (Intergovernmental Panel on Clim ate Change) zijn wereldwijde beschouwingen gemaakt met predicties van zeespiegelstijging tussen 0,4 m en 0,7 m tot 2100 afhankelijk van het klimaat- scenario (IPCC, 2014); figuur 1 toont een combinatie van metingen en predicties van de zeespiegel- stijging. Een probabilistische studie uit 2017 geeft aan dat bij een versneld verlies van het landijs op Antarctica de verwachte zeespiegelstijging tot 2100 zelfs zou kunnen toenemen naar 1,8 meter (mediaanwaarde, scenario DP16, Le Bars e.a., 2017). Ter vergelijking: de wereldwijde zeespiegel- stijging over de afgelopen 100 jaar was circa 0,2 meter. Evaluatie van gemeten zeespiegels tussen 1993 en 2018 laten een toename van circa 0,08 m over de laatste 25 jaar zien, waaruit de versnel- lende trend al blijkt (zie figuur 2, Australisch over- heidsbureau voor meteorologie, CSIRO, 2018). Effecten van klimaatverandering Genoemde predicties bevatten uiteraard onzeker- heden, maar al wordt de zeespiegelstijging maar half zo veel, dan nog heeft dit significante gevolgen voor de veiligheid, leefbaarheid en houdbaarheid van woon-, werk en landbouwlocaties. Effecten als bijvoorbeeld duinafslag langs de Nederlandse kust als gevolg van hoogwatercondities zullen zich steeds vaker en intenser voordoen (figuur 3). De kosten voor het onderhouden van de Nederlandse kustlijn zullen snel toenemen. Verder zal de zee- spiegelstijging leiden tot een toename van zoute kwel (verzilting van het grondwater), met aanzien- lijke gevolgen voor de landbouwproductie in de kustgebieden. Haasnoot e.a. (2018) hebben de mogelijke gevolgen van versnelde zeespiegel- stijging voor Nederland in kaart gebracht (figuur 4). Ze verwachten aanzienlijk meer zandsuppletie langs de kust, structurele maatregelen voor het op peil houden van de zoetwatervoorziening en waterveiligheid, nog hogere en bredere dijken, en aanzienlijk hogere frequenties in het sluiten van waterkeringen als de Maeslandkering en Ooster- scheldekering. Naast een verhoogde zeespiegel zijn er ook andere klimaateffecten zoals grotere extremen in het weertype met langere perioden van extreme droogte of juist hevige neerslag. Gezien de ligging van Nederland in de delta van Maas en Rijn zal aanhoudende extreme neerslag in de boven- stroomse gebieden frequenter leiden tot zeer hoge rivierwaterstanden. Kritische situaties met hoogwater in de rivieren zijn hiermee in de toekomst vaker te verwachten. Het tegenover- gestelde kan ook: afgelopen jaar heeft Nederland reeds te maken gehad met een periode van extreme droogte, waarbij tussen mei en november KLIMAATVERANDERING EN WEERSEXTREMEN: TOEPASSING VAN GEOKUNSTSTOFFEN BIJ WATERKERINGEN EN KUSTVERDEDIGING (DEEL 1) Figuur 1 – Compilatie metingen zeespiegel data en predicties voor de zee- spiegelstijging tussen 1900 - 2100. Referentie: Hylke de Vries et al, KNMI, 2014. Figuur 2 – Metingen zeespiegel 1880 – 2014 met versnellende trend over de laatste 25 jaar op basis van satelliet meetdata (rood). Referentie: CSIRO Australia, 2018. Ing. Rijk GerritsenLow & Bonar / Enka Solutions, Nederland Ir. Kees DorstDorst Waterbouw Consult, Nederland prof. dr. ir. Adam BezuijenUniversiteit Gent en Deltares nagenoeg geen neerslag is gevallen. Hiermee beleefde Nederland in 2018 de droogste zomer sinds 1906. Uitdroging van waterkeringen kan desastreuze gevolgen hebben, zoals bleek bij het bezwijken van een veendijk bij Wilnis in 2003 (Onderzoekscommissie Wilnis, 2004). Maar denk ook aan verslechtering van de grasmatkwaliteit en uitdroging met scheurvorming in de water afsluitende kleilaag. Bodemdaling Behalve zeespiegelstijging is voor Nederland ook de autonome bodemdaling van belang. De oor- zaken van bodemdaling kunnen liggen in onder andere mijnbouw, verlaging van grondwater- standen, oxidatie of klink en krimp van voorname- lijk slappe bodemlagen. Bodemdaling is op locaties in het Westland of Oost-Groningen groter dan 5 mm/jaar (figuur 5) en voor sommige gebieden zelfs 10-20 mm/jaar. De snelheid van bodemdaling is hiermee op deze locaties zelfs substantieel groter dan de snelheid van de zeespiegelstijging (!). De bodemdaling verloopt vooral in veen- en kleigebieden in het westen van Nederland sneller dan tot nu toe was aangenomen. Steeds meer wordt onderkend dat het om een serieus probleem gaat (De Ingenieur, 2018). Door de bodemdaling zakken poldergebieden dieper weg, waardoor het waterstandsverschil over waterkeringen steeds verder toeneemt. Het effect van hogere water- standen buitendijks en bodemdaling in de polders binnendijks werkt hierdoor dubbel negatief op de hydraulische belasting en leidt tot afname van de stabiliteit van waterkeringen. Hoogwaterbeschermingsprogramma en POV-onderzoeksprogramma’s Nederland is kwetsbaar vanwege de enorme lengte aan waterkeringen: totaal circa 3.600 kilo- meter primaire waterkeringen (duinen, zeedijken en rivierdijken) en circa 14.600 km regionale water- keringen (dijken langs polders, kanalen en kleine rivieren). Zonder dijken en duinen zou circa 60% van ons land onder water staan. Het instand- houden van de waterkeringen is een grote opgave die met de klimaatverandering steeds ingrijpender zal worden. Samenwerking en kennisdeling tussen politiek (budgetten, prioritering), beheerders 47 GEOKUNST MAART 2019 Figuur 3 – Duinafslag na storm bij vuurtoren Egmond aan Zee. Referentie: beeldbank.rws.nl, Rijkswaterstaat. Figuur 4 – Mogelijke gevolgen Nederland bij versnelde zeespiegel- stijging. Referentie: Haasnoot e.a., Deltares, 2018. Figuur 5 – Bodemdaling Nederland met gebieden in rood (>5 mm/jaar) en geel (>1 mm/jaar). Referentie: Bodemdalingskaart.nl 2018. SAMENVATTING Door klimaatverandering is het veilig en leefbaar houden van Nederland een grote uitdaging voor de komende decennia. Zeespiegelstijging en frequentere uitzonderlijke weersomstandigheden zullen significante effecten hebben op onze waterkeringen. De komende decennia zal er een enorme versterkings- operatie moeten plaatsvinden. Voor het verkleinen van de impact hiervan lopen meerdere innovatie-trajecten. In verschillende POV-onderzoeksprogramma’s staan geokunststoffen op de kaart, maar de toepassing is tot dusverre beperkt, terwijl het gebruik ervan kan resulteren in een substantieel betere, snellere en/of goedkopere aanleg van nieuwe waterkeringen, dijkversterkingen of kustverdediging. Het artikel gaat in op de problematiek en de effecten van klimaatverandering en de potentiële rol die geokunststoffen kunnen spelen. Een vervolgartikel in de volgende GeoKunst zal uitgebreid ingaan op verschil- lende toepassingen van geokunststoffen bij waterkeringen en kustverdediging. (organisatie en aansturing), kennisinstituten (fundamenteel onderzoek) en bedrijfsleven (toe- levering en uitvoering) is hierbij van substantieel belang. Om tot samenwerking en kennisdeling te komen is het Hoogwaterbeschermingsprogramma (HWBP) opgericht. Het HWBP betreft een alliantie tussen Rijkswaterstaat en alle waterschappen. Samen hebben zij onderkend dat innovaties nodig zijn om de opgave tijdig realiseerbaar en betaal- baar te houden. In het kader van dit programma lopen daarom verschillende Project Overstijgende Verkenningen (POV-onder zoeksprogramma’s), waarbij onder andere de toepassing van niet- standaard technieken wordt onderzocht en beproefd in de praktijk. In verschillende commis- sies met deskundigen wordt gewerkt aan het opstellen van technische richtlijnen. Het HWBP werkt daarbij intensief samen met kennisinstituten en het bedrijfsleven om onderzoek en innovaties te stimuleren. Het doel daarbij is om waterkeringen en kustverdediging beter, sneller en goedkoper te realiseren. Waterkeringen en geokunststoffen Geokunststoffen kunnen bijdragen aan een groot aantal functies, van erosiebescherming, verster- king, scheiding, afdichting, drainage tot filtratie. Ver s ch i l l e n d e P OV - o n d e r z o e k s p ro g r a m m a ’ s g a a n dan ook in op de mogelijkheden van het gebruik van geokunststoffen bij water-keringen. Lange tijd zijn waterkeringen traditioneel aangelegd, waarbij het beleid was om de waterkering op te bouwen met natuurlijke materialen als zand en klei (Hand- boek dijkenbouw, 2018). Het aanbrengen van bo- demvreemde materialen werd zo veel mogelijk vermeden. De achterliggende gedachte was dat die waterkeringen er al eeuwen liggen en duurzaam- heid van bodemvreemde materialen altijd minder is dan die van zand en klei. Verhoogde veiligheids- eisen, eisen voor het behoud van het landschap en bebouwing, bodemdaling, de toenemende zee- spiegelstijging en andere klimaateffecten maken echter dat de complexiteit van dijkversterkingen steeds meer toeneemt. Hierdoor is op veel plaat- sen een versterking met alleen zand en klei niet meer haalbaar. Sinds de jaren 2000 heeft een geleidelijke omslag in denken plaats gevonden en worden alternatieve en innovatieve technieken steeds meer gezien als noodzakelijk en zelfs gewenst. Omdat ook de kennis over de levensduur van alternatieve constructies is toegenomen, kunnen deze nu als langetermijnoplossing worden toegepast. Verschillende innovatie-trajecten als Inside (CUR 219, 2007) en POV-onderzoeksprogramma’s (POV Drainagetechnieken, 2018; POVM grond- verbeteringen, 2018; Ontwerp- en beoordelings- richtlijn Verticaal Zanddicht Geotextiel, 2017) geven hierbij een belangrijke stimulans voor de inzet van alternatieve technieken. Dit heeft geleid tot toepassing van bijvoorbeeld stalen damwanden, 48 GEOKUNST MAART 2019 Figuur 6 – Kustverdediging met toepassing van een non-woven geotextiel als filterconstructie onder stortsteen. Referentie: Low & Bonar Figuur 7 – Zinkstuk met geotextiel onderlaag en rijshout vlechtwerk als filterconstructie onder stortsteen. Referentie: Kees Dorst Ta bel 1. To epassing geokunststof fen bij waterkeringen en kustverdedigingen in Nederland Omschrijving To e p a s s i n g Erosiebescherming met 3D-structuurmatten Nieuw Steile taluds en (keer)wanden in gewapende grond met geogrids Nieuw Stabiliteit ophogingen op slappe ondergrond met hoge sterkte grondwapening Bestaand Filterconstructies onder stort- of zetsteen Bestaand Kustverdediging met zand gevulde geotextiele zakken, tubes of containers Nieuw Ontwatering van baggerspecie met geotext iele tubes ingebouwd in waterkering Nieuw Beheersing waterstandverschillen met 3D-drainagematten of filterdoeken. Nieuw Consolidatie slappe bodemlagen onder waterkering met verticale drains Bestaand Waterremmende lagen met bentonietmatten of folie Nieuw Anti-piping constructie met Verticaal Zanddicht Geotextiel (VZG) of bentonietmatten Nieuw zware combi-wanden, diepwanden, betonnen L-wanden, mixed-in-place technieken, stalen ver- ankeringen, dijkdeuvels, etc. Geokunststoffenspelen hierin tot op heden een beperkte rol, behalve in bepaalde toepassingen zoals onder steenbestor- tingen en steenbekledingen op taluds of in zink- stukken (zie figuur 6 en 7). Deze toepassingen worden gebruikt sinds de jaren ’70 en zijn sinds- dien doorontwikkeld en algemeen geaccepteerd. Ta bel 1 geef t een over zicht van mogelijke toepas- singen van geokunststoffen bij waterkeringen en kustverdediging in Nederland. Per toepassing is aangegeven of er ervaring mee is of dat de oplossing relatief nieuw is of in ontwikkeling. In veel toepassingen is er wel ruime ervaring in bijvoorbeeld de infrastructuur, waterbouw of milieutechniek, maar nog niet specifiek bij water- keringen. Andere toepassingen zijn gedaan in het buitenland, maar nog niet in Nederland. Sommige toepassingen zijn een of enkele malen gebruikt in een (proef)- project, maar grootschalige toepas- sing is er nog niet van gekomen. In een dergelijk geval is de toepassing in tabel 1 geclassificeerd als ‘nieuw’. Voor brede acceptatie en toepassingen moeten hier nog grote stappen gezet worden. Al met al lijkt het erop dat sommige toepassingen van geokunststoffen bij waterkeringen in het buiten- land reeds verder zijn doorontwikkeld, en dat we in Nederland ‘achterop’ dreigen te raken. Waterkeringen en gewapende grond Waterkeringen zijn vaak gebouwd op een slappe ondergrond. Wanneer hierin een harde constructie als bijvoorbeeld een damwand wordt toegepast, dan blijkt uit berekeningen dat deze zwaar belast wordt, omdat dit een relatief stijve constructie is in de waterkering. Geokunststof gewapende grond kenmerkt zich door het feit dat deze constructie over het algemeen flexibel is en kan vervormen samen met de ondergrond. Met behulp van eindig- elementen-modellen (EEM) kan de krachts- werking, vervorming en interactie tussen grond en geokunststoffen in detail onderzocht worden. Door de interactie met het dijklichaam en de ondergrond trekken de met geokunststof gewa- pende grondconstructies aantoonbaar minder belasting naar zich toe dan damwanden of stalen verankeringen. Door de interactie tussen grond en geokunststoffen gedragen de constructies met geokunststof zich als een blokstabilisatie met aanzienlijke herverdelingscapaciteit. Dit maakt geokunststoffen (theoretisch) op voorhand geschikter voor dijkversterkingen. Vanuit ervaringen in Japan is bekend dat gewapende grondconstruc- ties zich ook bijzonder stabiel gedragen tijdens aardbevingen (Bezuijen e.a., 2018). In dit opzicht biedt het toepassen van steile taluds en (keer)- wanden in gewapende grond extra mogelijkheden voor waterkeringen in gebieden met risico’s op aardbevingen, zoals bijvoorbeeld Oost-Groningen. De toepassing van grondwapening bij dijkverster- kingsprojecten zou op sommige plaatsen een alternatief kunnen zijn voor (dure) damwand- constructies. Een uitgebreid overzicht van moge- lijkheden, onderzoek en berekeningen is opgenomen in de recent uitgebrachte publicatie over kerende constructies van gewapende grond (CUR-rapport 198, 2018). Kruinverhoging met gewapende grondconstructie Bij de dijkversterking Kinderdijk-Schoonhovense- veer (KIS) zijn in 2017-2018 over verschillende secties gewapende grondconstructies toegepast (figuur 8). Dit is in Nederland één van de eerste steile groene wandconstructies met geogrids in een primaire waterkering. De steile wandconstruc- tie is gebruikt voor het realiseren van een kruin- verhoging ten behoeve van het faalmechanisme overloop/overslag en is gepositioneerd aan de binnenwaartse zijde. Door aanwezigheid van wegen, fietspaden en woningen was ter plaatse van dijkvak Nieuw-Lekkerland de beschikbare ruimte voor een kruinverhoging zeer beperkt. In eerste instantie was hiertoe een oplossing voorzien met betonnen L-wanden. Uiteindelijk is gekozen voor een groene steile wandconstructie over een totale lengte van circa 750 meter. De constructie is flexibeler (in staat om beweging van dijk/ondergrond te volgen) dan een betonnen constructie. Het is een voorbeeld van duurzaam bouwen (merendeels gebruik van grond, gunstige MKI-score) en kosteneffectief. Een bijkomend groot voordeel bij dit project was de hoogwaar- diger landschappelijke inpassing van een begroeid steil talud. 49 GEOKUNST MAART 2019 Figuur 8 – Uitvoering gewapende grondconstructie dijkversterking Kinderdijk-Schoonhovenseveer (KIS). Referentie: Combinatie Dijkverbetering Molenwaard, Cees van de Wal Voor de zicht zijde is gebruik gemaak t van gegalvaniseerde staalnetten met daar achter een geokunststof erosiemat van polyamide. De geo- grids zijn hierbij enkel horizontaal gelegen en niet omgeslagen. Overweging voor het gebruik van staalnetten is dat hiermee een strakke zichtlijn kan worden verkregen en dat de kunststof geogrids minder snel beschadigingen ten gevolge van maaiwerkzaamheden, verkeersaanrijding of vandalisme, doordat ze niet direct aan de opper- vlakte zijn gelegen. Tevens wordt door volledige afdekking met grond aantasting van de geogrids door UV straling voorkomen. De gewapende grondconstructie is in grondlagen van 0,5 meter opgebouwd met uni-axiale polyester wapening- strips in de kruin van de dijk. De kerende hoogte van de wand verloopt geleidelijk over het tracé van 0,50 tot maximaal 2,35 meter. Geotextiele tubes Eén van de oudste toepassingen van geotextielen bij waterkeringen zijn grote zakken gevuld met zand. In 1957 werden deze al gebruikt voor de afdichting van de Pluimpot, een klein estuarium bij Tholen. In de jaren daarna zijn de geotextiele elementen steeds verder doorontwikkeld. Geo- textiele tube elementen kunnen hierbij op locatie worden gepositioneerd en hydraulisch worden gevuld met zand. Dit kan ongeveer tot een waterdiepte van 8 tot 10 meter. Voor toepassing in dieper water zijn oplossingen bedacht met grote geotextiele containers die op een splijtschip met zand worden gevuld, dichtgenaaid en vanuit de splijtbak gelost op locatie. Geotextiele elementen worden regelmatig toegepast als golfbrekers, duinvoetverdediging, erosiebescherming of water- kerende constructies. De meeste toepassingen vinden momenteel plaats in het buitenland. De potentie voor de Nederlandse kustverdediging is aanzienlijk, aangezien toepassing van geotextiele elementen in de kustverdediging of waterkering de risico’s en effecten van strand- en duinafslag substantieel zou kunnen beperken. De intensiteit van zandsuppleties zal hiermee afnemen, wat de kosten en intensiteit van onderhoud van onze kust- verdediging na zware stormen beperkt. Voor toepassing van geotextiele tube elementen is veel literatuur beschikbaar. Een goed overzicht van mogelijkheden, onderzoek en berekeningen is weergegeven in verschillende publicaties (Pilarc- zyk, 2000; Bezuijen & Vastenburg, 2012; Kim e.a., 2018). Eerder is ook onderzoek gedaan naar de mogelijk- heden om geotextiele tubes te vullen met bagger- specie en de elementen te gebruiken bij waterke- ringen (CUR 222, 2009; Besseling e.a. 2010). Een mogelijke toepassing is om de tubes in te bouwen in de kern van de waterkering, in de vooroever of achter de waterkering als stabiliteitsberm, zie fi- guur 9. Hierbij is het voordeel dat grote hoeveel- heden baggerspecie vanuit waterwegen kunnen worden gebruikt voor een duurzame en nuttige toepassing. In Zutphen is baggerspecie uit de haven bij industrieterrein De Mars hergebruikt door gebruik te maken van geotextiele tubes aan- gebracht in een vooroever (zie figuur 10). Deze oever staat in een open verbinding met de IJssel. Voor toepassing is het belangrijk onder zoek te doen naar de mogelijke types van flocculanten, uitloging van eventuele verontreinigingen en de geotechnische eigenschappen van baggerspecie na ontwatering (volumiek gewicht, sterkte, stijf- heid). Recente ontwikkelingen zijn een verdere schaalvergroting van de geotextiele tubes en experimenten met het vullen van tubes met een klei/cement mengsel in plaats van met zand. Voor dit laatste zijn experimenten met geotextiele tubes uitgevoerd in Singapore, waar zand schaars is (Chew e.a., 2018). Conclusie Door klimaatverandering zal het veilig en leefbaar houden van Nederland een grote uitdaging worden. De komende decennia zal een enorme versterkingsoperatie van de waterkeringen moeten plaatsvinden. Voor het verkleinen van de impact hiervan lopen inmiddels verschillende innovatie- trajecten, die een stimulans geven aan alterna- tieve en verbeterde technieken. Geokunststoffen hebben hierin een veel grotere potentie dan tot op heden wordt benut. Het op grotere schaal gebruiken van geokunststoffen kan resulteren in een substantieel betere, snellere en/of goed- kopere aanleg van nieuwe waterkeringen, dijkver- sterkingen of kustverdediging. Dit biedt mogelijk- heden voor toepassingen in binnen- en buitenland. Dit artikel is het eerste deel van een serie van twee. Een artikel in het volgende nummer van GeoKunst zal uitgebreid ingaan op verschillende toepassingen van geokunststoffen bij waterkeringen en kustverdediging. Cursussen Er worden verschillende cursussen georganiseerd door het opleidingsinstituut PAO techniek en management, waarbij dieper wordt ingegaan op het gebruik van geokunststoffen in waterkeringen: –Geotextielen in de waterbouw, 4 april 2019. –Nieuwe technieken dijkversterkingen, 9 en 10 april 2019. Referenties 1. CUR 186, Geokunststoffen en rivierdijkverbete- ring, Civiel Centrum Uitvoering Research en Regel- geving, CUR/NGO, juli 1996. 2. Van Eekelen, S.; Van der Meer, M e.a., Een 50 GEOKUNST MAART 2019 Figuur 10 – Vulling geotex tiele tubes met bagger- specie met inbouw in vooroever De Mars Zutphen. Referentie: Gemeente Zuthpen Figuur 9 – To e p a s s i n g g e o t e x t i e l e t u b e s g e v u l d m e t o n t w a t e rde baggerspecie ingebouwd in waterkering. Referentie: Low & Bonar / Rijk Gerritsen innovatie is pas een innovatie als het idee succesvol is toegepast, NGO-workshop: geokunststoffen in dijkversterking, Geokunst, juli 2012. 3. IPCC, Intergovernmental panel on climate change, Climate change 2014 synthesis report, WMO- UNEP, October 2014. 4. De Vries, H, Katsman, C, Drijfhout S, Construc- ting scenarios of regional sea level change using global temperature pathways, Royal Netherlands Meteorological Institue (KNMI), De Bilt, November 2014. 5. Le Bars D, Drijfhout S, De Vries, H., A high-end sea level rise probabilistic projection including rapid Antarctic ice sheet mass loss, Environmental Research Letters, KNMI, De Bilt, April 2017. 6. State of the climate 2018, CSIRO, Australian Government bureau of Meteorology, 2018. 7. Haasnoot M. e.a..Mogelijke gevolgen van versnelde zeespiegelstijging voor het Delta- programma, een verkenning, Deltares rapport 11202230-005-0002, Delft, September 2018. 8. Onderzoekscommissie Wilnis, Wat Wilnis ons leert, Over technische, bestuurlijke en juridische aspecten van dijkverschuiving bij langdurige droogte, december 2004. 9. De Ingenieur, Bodemdaling is serieus probleem, 20 november 2018. 10. Dijkwerkers, Handboek Dijkenbouw, uitvoering versterking en nieuwbouw, Hoogwaterbescher- mingsprogramma (HWBP), Utrecht, september 2018. 11. CUR 219, INSIDE Innovatieve dijkversterking, Civiel Centrum Uitvoering Research en Regel- geving, CUR, 2007. 12. POV Macrostabiliteit en de POV-Piping, POV Drainagetechnieken, Hoogwaterbeschermings- programma (HWBP), Utrecht, mei 2018. 13. POV Macrostabiliteit, POVM grondverbeterin- gen, Hoogwaterbeschermingsprogramma (HWBP), Utrecht, september 2018. 14. POV Piping, Ontwerp- en beoordelingsrichtlijn Ver t icaal Zanddicht Geotex tiel, Hoogwater- beschermingsprogramma (HWBP), groene versie, 14 juni 2017. 15. Vastenburg, E., Gefundeerde innovaties binnen dijkversterkingsprojecten, Een verkennend onder- zoek naar evaluatiecriteria ten behoeve van het afwegen en selecteren van innovatieve dijkverster- kingsalternatieven in Nederland, februari 2015. 16. Bezuijen A., Van Eekelen, S.J.M., Nods M., 11 ICG conferentie: geokunststoffen in Seoul, Zuid- Korea, Geokunst nr. 4, december 2018. 17. CUR/CROW, Kerende constructies van gewa- pende grond, herziening CUR-rapport 198, CROW kennisplatform, 2018. 18. Pilarczyk, K.W., Geosynthetics and Geosystems in Hydraulic and Coastal Engineering, A.A. Balkema, Rotterdam, 2000. 19. Bezuijen, A., Vastenburg, E.W., Geosystems: design rules and applications, CRC Press, November 14, 2012. 20. Kim, Young C., Oumeraci, H, e.a., Handbook of Coastal en Ocean engineering, in 2 volumes expanded edition, February 2018. 21. CUR 222, Hoogwaardig bouwen met bagger- specie in geotextiele tubes, met baggerspecie naar betaalbare waterveiligheid, september 2009. 22. Besseling E., Van Leeuwen, J.L.M., Berendsen, E., Met baggerspecie naar betaalbare veiligheid, hoogwaardig bouwen met baggerspecie in geotex- tiele tubes, januari 2010. 23. Chew, S.H., Yim H.M.A., Koh J.W., Eng Z.X., Chua K.E., Tan S.E.D., Performance of pilot test of geotextile tube filled with lightly cemented clay, S24-01, 11th ICG Seoul, South-Korea, 2018. Copyright figuren: zie bij de figuren. ! 51 GEOKUNST MAART 2019 24 GEOTECHNIEK MAART 2019 COLUMN Piet Lubking Beheersing van het materiaal grond is voor de geotechnicus van cruciaal belang. Kennis van de basiseigenschappen is een eerste vereiste. Doorgrond letterlijk en figuurlijk op een verstandige manier in de hand te houden wordt bereikt dat geotechnische problemen niet uit de hand lopen. GROND IN DE HAND HOUDEN De pocket-penetrometer kan worden beschouwd als een met handkracht penetrerende mini-CBR- stempel, waarmee de ongedraineerde schuif- sterkte van samenhangend materiaal als klei kan worden gemeten. Het apparaat wordt in diverse uitvoeringen veelvuldig in het terrein en in het laboratorium gebruikt om vanaf het oppervlak de sterkte van het materiaal op een snelle en eenvou- dige manier te kwantificeren. Bij de proef wordt een mini-stempel met een diameter van 6,35mm (0,25 inch) handmatig verticaal in het klei- oppervlak gedrukt tot een diepte van 6,35mm; de indruksnelheid bedraagt maximaal enkele centimeters per seconde. De daartoe benodigde druk op de stempel wordt afgelezen op een schaal- verdeling. Bij de CBR-stempel is het quotiënt van penetratie- diepte en stempeldiameter D/B zeer klein (5 à 10%) en lopen de glijlijnen vanaf de onderkant van de stempel naar het maaiveld. Bij de pocket- penetrometer is de D/B-waarde = 1, waardoor rond de stempel een ander patroon van glijlijnen en vervormingen ontstaat. De glijlijnen buigen niet meer terug naar het maaiveld, maar naar de stempelschacht; in figuur 1 zijn de glijlijnen en vervormingen bij de pocket-penetrometerproef !6,35mm vergeleken met die bij de CBR-proef. De pocket-penetrometer maakt gebruik van een stempel waaraan een indrukbare veer is bevestigd. Bij de penetratie van de stempel in de klei wordt de veer ingedrukt; de kracht die noodzakelijk is om de voorgeschreven penetratie D te bewerkstel- ligen wordt door middel van de veerconstante geregistreerd. De indrukking van de veer wordt bij de eenvoudigste penetrometertypen op een lineaire schaalverdeling vastgelegd als een maat voor de ongedraineerde druksterkte (Engels: unconfined compressive strength) q uvan de klei; de ongedraineerde schuifsterkte (Engels: undrained shear strength) c uwordt gevonden door het afgelezen bedrag te delen door 2: c u= 0,5 q u. In figuur 2a is een representant van dit type pene- trometer weergegeven. Bij andere pocket-penetrometeruitvoeringen vindt de registratie van de druksterkte plaats met behulp van een wijzer op een wijzerplaat; zie figuur 2b. Daarbij worden meestal twee schaalver- delingen weergegeven; de binnenschaalverdeling met de ongedraineerde druksterkte q u[spanning] = 2 c u en de buitenschaalverdeling met de onge- draineerde druksterkte Q u[kracht]. De veerconstante van de penetrometer kan worden gecontroleerd door het apparaat verticaal op een gecalibreerde balans te drukken en de aflezing Qute vergelijken met de registratie van de balans. De ‘vertaling’ van de gemeten indrukking naar druksterkte van de gepenetreerde klei geschiedt aan de hand van de veerconstante op basis van de navolgende theoretische beschouwing. Draagkrachtbenadering Evenals bij de CBR-stempel kan de pocket-pene- trometer worden opgevat als een mini-uitvoering van een belaste funderingsplaat. De grootte van het grensdraagvermogen q bvan de basis van de penetrometer bij ongedraineerde belasting van de klei-ondergrond ( "= 0) kan worden afgeleid op basis van de draagkrachtformule van Prandtl, aangepast voor een ronde, ruwe funderingsplaat, waarvan de penetratiediepte D = de plaatdiameter B = 6,35mm. De formule voor het grensdraag- vermogen q bvan de basisplaat luidt: qb= N c.sc.dc.cu waarbij q ben c ude dimensie van een spanning heb- ben. Het grensdraagvermogen Q b[kracht] van de basis van de penetrometer is daardoor: Qb= A.N c.sc.dc.cu. Daarin is N ceen draagkracht- coëfficient en s ceen vormfactor; beide para- meters zijn afhankelijk van de hoek van inwendige wrijving ", die in geval van ongedraineerd belastie klei gelijk is aan nul, waardoor N c= 5,7 en s c= 1,2. Verd er representeer t d cde zogenoemde diepte- factor, die volgens veel onderzoekers kan worden gedefinieerd als d c= 1+0,4D/B op voorwaarde dat D/B niet groter is dan 1. Tenslotte representeert c u de ongedraineerde schuifweerstand van de onder- grond, terwijl A gelijk is aan het basisoppervlak van de penetrometer. Om het totale grensdraagvermogen of de volle- dige penetratiedruk Q u[kracht] van de gepene- treerde conus te bepalen dient tevens de P R I K K E N I N K L E I ( 3): DE POCKET-PENETROMETER Figuur 1– Glijlijnen en vevormingen bij penetrerende valconus, CBR-stempel, pocket- penetrometer en pocket-penetrometer met vergroot !25mm-stempel. Figuur 2 a+b – Gangbare pocket- penetrometertypen. kleefkracht Q flangs de schacht over de pene- tratiediepte D in rekening te worden gebracht; deze bedraagt: Q f= !.B.D.F.c u. Daarin is F de langs de penetrometerschacht heersende verhouding tussen adhesie en cohesie. Het totale grensdraagvermogen van de penetro- meter kan dus worden geschreven als: Qu[kracht] = Q b+ Q f= (A.N c.sc.dc+ !.B.D.F ). c u of als: q u[spanning]= (Q b+ Q f) / A Vo o r d e p o c ke t - p e n e t ro m e t e r g e l d t d a n : Qu[kN] = (3,03 x 10 -4+ 1,27x10 -4.F) c u[kPa] ofwel qu[kPa] = (9,58 + 4,0xF) c u[kPa] Vo lgens de geotechnische literatuur is de groot te van de adhesie voor slappe klei doorgaans prak- tisch gelijk aan de cohesiewaarde, zodat F = 1. In het adhesie-gebied van de pocket-penetrometer heerst echter een zeer lage terreinspanning, terwijl bovendien gemakkelijk een verstoring van de ad- hesie kan optreden door het handmatig indrukken van de stempel. Daarom wordt door veel onder- zoekers een waarde F < 1 gehanteerd. Aan de hand van de schaalverdeling op een penetrometer met een wijzerplaat zou kunnen worden achterhaald met welke grootte van F is gerekend. Indien bij- voorbeeld (in oude eenheden) op de buitenschaal Qu= 5,4 kgf wordt afgelezen, hetgeen overeen- komt met een aflezing op de binnenschaal van qu= 3 kgf/cm 2, bedraagt de verhouding tussen binnen- en buitenschaalaflezingen 3 / 5,4 = 0,56 cm -2. Met behulp van de bovenstaande uitdruk- king voor Q ukan nu worden geconcludeerd dat bij de betreffende penetrometer een adhesie- cohesieverhouding F " 0,25 is toegepast. Dit bere- keningsresultaat wordt echter sterk bepaald door de ingevoerde grootten van N c,scen d c. Bovendien blijkt dat diverse alternatieve benaderingen van de grootte van Q uhogere waarden dan F " 0,25 opleveren. Conusfactor N K De algemene formule voor de grootte van de ongedraineerde schuifweerstand op basis van een pocket-penetrometerwaarnemimg kan worden geschreven als: cu[kPa] = Q u[kN] / N k.!.R[m] 2 Daarin is R = 0,5B = de straal van het stempelopper- vlak, terwijl N kde zogenoemde conusfactor voor- stelt, die afhankelijk is van de vorm van de stempel en de penetratiediepte. Bij hantering van bovenvermelde uitdrukking voor Quen onder de – overigens arbitraire – aanname van een waarde van F " 0,5 heeft de conusfactor van de pocket-penetrometer een waarde van Nk= Q u/ A.c u" 11,6. De conusfactor kan worden aangeduid als Nk= N c.sc.dc+ h.F.4/D In geval van zeer slappe klei kan de standaard- penetrometervoet ( !6,35mm) worden vervangen door een stempel met een groter basisoppervlak. Diverse penetrometertypen worden dan ook gele- verd met opzetstempels !10mm, !15mm, !20mm en !25mm; zie figuur 2b. Laatstgenoemde heeft een ongeveer 16 groter stempeloppervlak dan de originele stempel. Bij dergelijke vergrotingen van de stempeldiameter verandert behalve het basis- oppervlak A tevens de waarde van d c= 1 + 0,4D/B. Figuur 1 laat zien dat daardoor tevens het patroon van vervorningen en glijlijnen veranderingen ondergaat ten opzichte van dat bij de normale pocket-penetrometer. Als een waarde van F " 0,5 wordt aangehouden zal de conusfactor in die gevallen worden gereduceerd van N k= ca.11,6 bij de standaard-penetrometer tot N k= ca.10,1 bij de penetrometer met een opzetstempel !25mm. Diverse stempeldiameters Voor alle stempeldiameters van de pocket-pene- trometer geldt in principe de bovengenoemde formule voor de ongedraineerde schuifsterkte: cu[kPa] = Q u[kN] / N k.!.R[m] 2 In de praktijk wordt daarbij vaak aangenomen dat Nkeen constante is, zodat de penetrometeraf- lezing q ubij grotere stempeloppervlakken alleen moet worden gereduceerd naarmate het betref- fende oppervlak groter is. Bijvoorbeeld: in geval van een stempel !25mm moet de penetrometer- aflezing gedeeld worden door een factor 16. In die gevallen is toepassing van een ijkgrafiek als aangegeven in figuur 3 aan te bevelen; daarin is de geregistreerde waarde van Q u[N] uitgezet tegen de ongedraineerde schuifsterkte c u[kPa] die de helft is van q u. In deze grafiek is voor alle stempel- oppervlakken eenzelfde gemiddelde waarde van Nk=10,6 aangenomen. Gezien het grote aantal verschillende penetro- meters dat in de handel leverbaar is verdient het aanbeveling om de ongedraineerde schuifsterkte, gevonden met een bepaalde pocketpenetrometer te calibreren door deze te vergelijken met de uitkomsten van penetratieproeven met een ruwe, ingesnoerde 90-gradenconus, die volgens de plasticiteitstheorie voor een ‘ideaal-plastisch’ materiaal een ‘theoretisch-juist’ draagvermogen oplevert van q u= N k.cu= (3 + 2 !) cu" 9,3 c u. In een volgende aflevering van ‘Prikken in klei’ wordt verder ingegaan op ondiepe-penetratieproeven met diverse conustypen. Te n s l o t t e w o r d t o p g e m e r k t d a t o o k i n a n d e r e disciplines dan de geotechniek pocket-penetro- meters worden toegepast, bijvoorbeeld om de consistentie van betonspecie of de rijpheid van fruit te bepalen. Deze en andere onderwerpen die voor de praktise- rende geotechnicus interessant en belangrijk kun- nen zijn, komen aan de orde in de door PAO Te c h n i e k e n M a n a g e m e n t a a n g e b o d e n c u r s u s CGF-M (Masterclass ‘Handen aan de grond’) en worden behandeld in het bijbehorende boek ‘Grondgedrag" (www.grondgedrag.nl). Figuur 3 – Mogelijke ijkgrafiek ter bepaling van de ongedraineerde schuifsterkte c uop basis van de penetratiedruk Q u bij toepassing van diverse stempel- afmetingen. 25 GEOTECHNIEK MAART 2019 COLUMN 16 GEOTECHNIEK MAART 2019 I. Mat ic Msc Witteveen+Bos Ir. drs. R. E.P. de N ijs CEng Witteveen+Bos Inleiding In het kader van het optimaliseren van de afmeer- plaatsen voor binnenvaart en kleine coasters in het Calandkanaal heeft het Havenbedrijf Rotterdam N.V. vanaf de tweede helft van 2016 enkele be- staande afmeerplaatsen laten aanpassen. Dit arti- kel beschrijft de aanpassing van de locatie Calandkanaal–Midden, direct ten oosten van de Maeslantkering, nabij het zuidelijke talud van de Noordzeewegdijk. Het dijklichaam achter de ligplaatsen betreft een primaire waterkering. Aandachtspunt in het project was het ontbreken van een analyse- en toetsingskader van de paalinstallatie. Om deze reden werd door Witteveen+Bos teruggegrepen naar een robuuste wijze van berekenen, analyseren en toetsen teneinde het statische evenwicht en de bijkomende dynamisch opgelegde effecten te kunnen combineren. Het betrof daarmee een kwantitatieve analyse om gevolgen en eventuele maatregelen te beschrijven waarmee instabiliteit van het talud kon worden bewaakt dan wel voor- komen. De stabiliteitsberekeningen werden uitgevoerd met representatieve waarden voor de grondpara- meters, om een zo reëel mogelijk grondgedrag te modelleren. De toetsing richt zich niet op absolute waarden voor veiligheid van taludstabiliteit, echter de analyses spitsen zich toe op het relatieve effect van het trilwerk, oftewel in welke mate wordt stabiliteit beïnvloedt. In deze analyse werd onder representatieve condities vastgesteld of er sprake is van een significante impact. Geometrie De dukdalven en trospalen van de voormalige ligplaats 78 werden uitgetrild en herplaatst. De oorspronkelijke situatie omvat twee trospalen met een diameter van 1620mm en wanddikte van 20mm en twee dukdalven met een diameter van 2250mm en wanddikte van 21,8mm. Deze palen werden uitgetrild en in licht gewijzigde configura- tie herplaatst op ca. 75m afstand ten oosten van de oorspronkelijke locatie, zie 1. Gezien de locatie in het talud werd het intrillen van de verplaatste trospalen van ligplaats 78 als maatgevend herkend, daar deze werden ingetrild op een afstand van 25 m uit de kruin van het talud, vrij hoog in het ondertalud, zie 2. Er is een bereke- ning gemaakt voor het intrillen van de (te herplaat- sen) trospalen van ligplaats 78. Tr o s p a a l 7 8 T - 1 w e r d g e t r o k ke n e n o p c a 7 5 m afstand hergebruikt op de geïnstrumenteerde locatie (zie 1) van de te realiseren ligplaats. Het bovenste deel van de paal was alvorens deze te trekken ca. 1,5 m boven de waterlijn afgebrand. Uitgaande van een waterpeil van ca. NAP 0,0 m ten tijde van uitvoering bevond de afgebrande paalkop zich op ca. NAP +1.5 m. Tijdens het trekken was aangroeiing zichtbaar tot ca. 5 m beneden de waterlijn, ca NAP -5,0 m. Dit komt goed overeen met de tekening uit 2010 en de recente diepte peiling. De paallengte bedroeg na afbranden ca. 20 m. Wanneer op basis van paaldiameter wordt teruggemeten van foto’s, daar markering op de versgetrokken paal ontbreekt, blijkt de zichtbare lengte boven water ca 21,5 m. Hoe diep de paal- STABILITEIT WATERKERING TIJDENS INTRILLEN BUISPALEN Figuur 1 – Foto 25 augustus 2016, intrillen trospaal 78-T1. Figuur 2 – To e s t a n d t r e k k e n t r o s p a a l 7 8 - T 1 ( n a g e n o e g i d e n t i e k aan situatie intrillen op 75 m oostelijkere positie). Afbrandniveau SAMENVATTING De dynamische belasting in combinatie met wateroverspanningen die het inbrengen van (funderings) elementen in de invloedszone van waterkeringen genereren, zijn in de reguliere dijktoetsing niet voorzien. Ook de wijze van kwantificeren is onbekend. Aan de hand van een project in het Calandkanaal te Rotterdam is een opzet gemaakt om een dijktoetsing te kunnen doen voor deze gecombineerde situatie. Het werk betrof het hoogfrequent intrillen van een meerpaal halverwege het talud aan de zijde van het Calandkanaal. De waterover- spanning is gemodelleerd middels een axiaal symmetrische flow berekening. De benodigde bodemversnelling is ontleend aan de methode Massarsch. Deze waarden zijn aangeboden in een gecombineerde 2D toetsing. Tijdens uitvoering zijn de trillingen en waterspanningen gemonitord en heeft instabiliteit zich niet voorgedaan. 17 GEOTECHNIEK MAART 2019 punt zich beneden het wateroppervlak bevond is niet duidelijk, de stelling was niet hoog genoeg om de paal compleet uit het water te heffen. Wanneer gesteld wordt dat de paalpunt bij aan- vang installatie zich juist onder het wateroppervlak bevond, bedroeg het inheiniveau in werkelijkheid NAP -20 m. De paal werd daarmee iets dieper her- plaatst dan de oorspronkelijke situatie gereali- seerd in 2010 weergegeven in 2, (NAP -18.5 m). Het huidige talud loopt van NAP +5,7m tot ca. NAP -20m, onderbroken door een berm op ca. NAP -0,3 m met een breedte van circa 4,0 m. Vanaf de bovenzijde talud tot NAP -3m is er een talud- bescherming aanwezig. Bodemopbouw Op de locatie zijn verschillende sonderingen uit-gevoerd aan de teen van het talud. Tevens is in het kader van de toetsing een sondering op de installatie locatie uitgevoerd, zie onderstaande afbeelding. In de afbeelding zijn tevens de locaties van sensoren gepresenteerd t.o.v. het heitraject, hier wordt later in dit artikel nader op ingegaan. In de sondering is het dikke pakket relatief los- gepakte zandlagen direct onder bodemniveau zichtbaar. De diepere lagen (vanaf ca. NAP -19m) vertonen naast een lage conusweerstand een ho- gere wrijvingsweerstand, wat duidt op cohesieve lagen die minder gevoelig zijn voor verdichting en een lagere doorlatendheid kennen. Te r p l a a t s e v a n d e n i e u w a a n t e b r e n g e n v a k k e n i s een grote variëteit van bodemopbouw terug te vinden in de sonderingen. Risico ten opzichte van de uitgevoerde berekening ter plaatse van de trospalen is de mogelijke aanwezigheid van een los gepakte zandlaag welke zowel boven als onder wordt afgeschermd door slecht doorlatende cohesieve lagen. Hierdoor ontstaat de mogelijk- heid dat wateroverspanning in deze laag slecht kan afstromen. Om een inschatting te krijgen van de mogelijkheid tot uitstromen uit deze laag, werd de laag opgenomen in het maatgevend grondprofiel. Figuur 3 – Sondering en meetposities ter plaatse van trospaal 78-T1, projectlocatie Calandkanaal-midden. Figuur 4 – Safety overview voor huidige situatie (Geel = SF < 1,5; Rood = SF < 1,2). SAMENVATTING Ta b e l 1 B e o o rd e l i n g s m e t h o d i e k Stap Omschrijving 1Beschouwing huidige taludstabiliteit met D-Geo Stability. 2Bepaling verdichting door het intrillen per grondlaag, op basis van sondering (Massarsch, Seed & Idriss, Olsen). 3Wateroverspanningenverloop in de tijd en diepte bepalen op basis van Plaxis analyse. 4Toetsing taludstabiliteit met wateroverspanningen en trillingen (D-Geo Stability). 5Uitvoeringsaspecten en vaststellen benodigde maatregelen en monitoring. 6Interpretatie meting. Doel De uitgangssituatie vaststellen en bepalen waar mogelijk de kritische punten en gevoeligheden liggen. Bepalen hoeveel water er uitstroomt uit de poriën tijdens het intrillen van 1 meter paal en het vaststellen van de bronversnelling. Vaststellen van wateroverspanningen door intrillen. Effect van wateroverspanningen en trillingen op taludstabiliteit. Ver taling van de resultaten van de analyse naar praktische voorstellen om risico’s te kunnen beheersen. Te r u g k o p p e l i n g m e t o o r s p r o n k e l i j k e verwachtingen Sensor-posities 1 Evaluatie methodiek De methode van beoordelen is samengevat in onderstaande 1. 2 Huidige taludstabiliteit Om de te verwachtten invloed van de trilwerk- zaamheden op de taludstabiliteit te kunnen bepalen, is eerst de stabiliteitsfactor en de maat- gevende glijcirkel van het huidige talud zonder de trilwerkzaamheden bepaald met behulp van D-Geo Stability (versie 15.1 build 2.4). In zowel het boven- als het ondertalud zijn relatief hoge stabiliteits- factoren berekend. De minimale stabiliteitsfactor per locatie is te zien in 4. De huidige taludstabiliteit is groter dan 1,0 voor de initiële situatie. Dit betekent dat het talud een zekere marge tegen bezwijken kent. 3 Verdichting per grondlaag 3.1 VERWEKINGSGEVOELIGE LAGEN Allereerst is onderzocht of de ondergrond verwe- kingsgevoelige zandlagen bevat. Voor het bepalen of een zandlaag verwekingsgevoelig is, wordt het verwekingscriterium van CUR113 toegepast. Een zandlaag is verwekingsgevoelig indien: de laagdikte groter is dan 1 m en; de relatieve dichtheid kleiner is dan 60 % (Baldi). Diverse sonderingen gaven meerdere zandlagen weer die aan bovenstaande criteria voldeden. eneden NAP -22 m zijn er ook verwekingsgevoelige lagen getroffen, maar deze werden niet mee- genomen in de berekening aangezien de maatge- vende glijcirkels deze lagen niet doorkruisen en verweking op grote diepte zeer veel energie vergt. In aardbevingsonderzoek wordt het verwekings- risico veelal gezien in de eerste 10 m beneden maaiveld, vrij vertaald naar een korrelspanning kleiner dan ca. 100 kPa. 3.2 OPTREDEN VAN VERDICHTING EN UITSTROOM Op basis van de conusweerstanden in sonderingen is de dichtheid van de zandlagen en de verwachte verdichting en reikwijdte tijdens intrillen bepaald (de Nijs, 2003). Met behulp van Massarsch werd een waarde voor de benodigde bodemversnelling verkregen teneinde verdichting te genereren, hier in de orde tussen 0,1 en 0,3 g. Gegeven de reikwijdte van verdichting (hier 1,5 m uit hart paal) en de benodigde bodemversnelling kan een beno- digde slagkracht worden teruggerekend, welke goed overeenkwam met de capaciteit van het voorgenomen en ingezette trilblok 2350 VM, zie 1. De verwachte uitstroom van poriënwater is gelijk- gesteld aan het verdrongen volume, immers de korrels zijn onsamendrukbaar. Op basis van het ingebrachte staalvolume (geen plugging) van de paal en de mate van verdichting is het volume verdrongen poriënwater p/m en p/min bepaald: Waarbij: Vverdrongen = Volume van uit de poriën verdrongen water in 1 minuut [m 3/m/min] Vstaal = Staalvolume = = 0,102 [m 3/m] Vverdrongen = Volume waarover verdichting kan optreden = = 7,07 [m 3/m] %verdichting = Verwacht verdichtingspercentage van de laag [-] D = Diameter van de paal = 1,62 [m] t = Wanddikte van de paal = 0,02 [m] v = Installatiesnelheid, aangenomen op 1 [m/min] R = Reikwijdte van de verdichting uit het hart van de paal, aangenomen op 1,5 [m] Dit resulteert in de volgende verdrongen volumes per minuut per verdichtingspercentage: Verd ichting m 3/m 8% 0,667 5% 0,455 2% 0,243 0% 0,102 (slappe lagen) 4 Wateroverspanningen De verwachte wateroverspanningen zijn bepaald met behulp van Plaxis 2D (versie 2015.2). Er is gebruik gemaakt van een ‘fully coupled flow’- 18 GEOTECHNIEK MAART 2019 Figuur 6 - Stijghoogteverloop over afstand bij voortgang tot 4-5 meter onder maaiveld. Figuur 5 – Uitstroom vanuit de bron bij voortgang tot 4-5 meter onder maai- veld (0,667 m 3/m). 19 GEOTECHNIEK MAART 2019 berekening in een axisymmetrisch model. De grondlagen zijn lineair-elastisch gemodelleerd. Elke fase van de ‘staged construction’ duurt 1 minuut. In de eerste fase wordt de bovenste meter van de paal geactiveerd, samen met een bron die in het hart van de paal is gemodelleerd en een omtrek heeft van 1 meter. Uit deze bron stroomt gedurende de fase van 1 minuut het watervolume dat voor het betreffende installatie traject bere- kend is. In de volgende fase wordt de volgende (diepere) meter van de paal geactiveerd. De bron wordt in de eerste meter gedeactiveerd, en in de nieuwe meter geactiveerd met het watervolume van de betreffende grondlaag/grondlagen. Zo wordt cumulatief berekend wat het effect is van het uitstromende water per meter. De fasen gaan door tot een intrildiepte van NAP - 21,9 m bereikt is. Op basis van de Plaxis-bereke- ning is de tijdelijke wateroverspanning rond de paal bepaald over zowel afstand (vanaf de paal) en tijd (dissipatie zodra de installatie vordert). In 5 is de uitstroom vanuit de bron te zien, op het moment dat deze zich tussen 4 en 5 meter onder het maaiveld bevindt. De uitstroom is op deze locatie 0,667 m 3/m (8% verdichting). : laat het stijghoogteverloop rond de bron zien op datzelfde moment. Hieruit valt te concluderen dat de water- overspanning nabij de paal hoog is, maar over enige afstand al snel afneemt. De wateroverspanning bouwt over de tijd geleide- lijk op, vanwege de hoger gelegen bron/installatie, zie 7. De grootste wateroverspanning ontstaat echter over het algemeen tijdens de installatie direct naast het meetpunt. Zodra de installatie verder vordert neemt de wateroverspanning rede- lijk snel af. Binnen enkele seconden nadat de bron 1 m dieper zit, is de wateroverspanning, afhanke- lijk van de omliggende grondlaag, ongeveer 40- 60% afgenomen. De wateroverspanning die overblijft, is het resultaat van de onderliggende bron die actief is. 5 Taludstabiliteit bij waterover- spanning en trillingen 5.1 STABIL ITEITS ANALYSE IN D-GEO STABILITY De berekende wateroverspanningen zijn in de stabiliteitsberekening ingevoerd als verhoging van de freatische waterstand. In de beide omringende lagen van schoon, matig vast gepakt zand is ook een (lagere) wateroverspanning gemodelleerd, volgens de op hetzelfde moment optredende waarden in Plaxis. Beide verlopen zijn opgenomen in 2. Om de trillingen te simuleren is er in de berekening ook een aardbeving belasting ingevoerd. Deze belasting wordt echter integraal over de glijcirkel toegepast in plaats van lokaal, hetgeen een zeer forse overschatting betreft. Uitgaande van de Barkan formule is alleen al op basis van geome- trische spreiding een afname te verwachten even- redig met 1/ !R, oftewel een twee maal zo grote afstand tot de bron is een factor 1,4 kleinere amplitude. Daarom is gekozen voor de verticale trillingsbelasting 0,05 g, wat overeen komt met een verschalingsfactor van 0,5 van de verwachtte bodemversnelling op een afstand van ca. 3 m van de paal, te weten 0,1 g. De horizontale versnelling is ingeschat op 40% van de verticale versnelling, daar het een vormvaste buispaal betrof. De stabiliteitsbeschouwing betreft een 2D be- schouwing met de maatgevende situatie ter plaatse van de paal. De wateroverspanning neemt snel af bij een toenemende afstand vanaf de paal. Dit effect is in de richting uit het beschouwde vlak niet meegenomen, waardoor de invloed van de wateroverspanning kleiner zal zijn dan in deze berekening aangenomen. Door de hoge waterspanning in deze drie zand- Figuur 7 – Stijghoogteverloop over de tijd op verschillende dieptes, direct naast de paalwand. Ta bel 2 Verloop stijghoogte ter plaatse van maatgevende verwekingsgevoelige zandlaag [m] Afstand vanuit het hart van de paal 0,00 0,81 2,0 3,0 10,0 12,0 Stijghoogte ZAND, siltig-kleiig, los 14,7 14,7 4,3 2,5 -0,4 -0,6 Stijghoogte omliggende lagen 7,5 7,5 4,3 2,5 -0,4 -0,6 Figuur 8 – Stijg- hoogteverloop over de tijd op verschil- lende dieptes, direct naast de paalwand. 20 GEOTECHNIEK MAART 2019 lagen is de effectieve spanning gering of zelfs nul, en kan er beperkte schuifsterkte gemobiliseerd worden, zie 8. Desondanks is de minimaal gevon- den stabiliteitsfactor nog 1,33, bij representatieve grondsterkte ontleend aan de standaard tabel op basis van CPT. Gegeven deze marge is niet de volledige variatie in input doorlopen, maar werd besloten de uitvoering te sturen op verwachtings- waarden voor een situatie met wateroverspanning en een situatie zonder wateroverspanning. In geval van een situatie zonder wateroverspanning werd een twee maal zo hoge toelaatbare trillingsbelas- ting afgeleid, alvorens het stabiliteitscriterium werd onderschreden. 6 Uitvoering en maatregelen Op basis van de sonderingen werd verwacht dat de eerste meters minder slagkracht zouden vergen en dat tijdens het intrillen tot einddiepte, de hogere benodigde slagkracht niet in wateroverspanning op de ondiepere kritischere niveau’s zou resulte- ren. Tevens werd verwacht dat de slagkracht met name aan de paalpunt werd overgedragen aan de ondergrond, zodat de trillingsniveau’s ondanks de hogere slagkracht in de ondiepere meetposities niet maatgevend zouden worden op deze diepte. Uit de berekening met gecombineerd toegepaste uitgangspunten werd herkend dat een hogere waterspanning in een lagere stabiliteitsfactor resulteerde. Om deze reden werd voor een situatie met een op 3 m afstand van de paal gemeten wateroverspanning van 25 kPa een maximale (verticale) gemeten trillingssnelheid van 4 mm/s bij 37 Hz (is een geregistreerde bodemversnelling van lokaal 0,1 g welke in het D stab model gereduceerd is naar integraal 0,05 g) aanbevolen op deze sensor. In geval van het uitblijven van een water- overspanning kon een (verticale) trillingsnelheid van 8 mm/s bij 37 Hz worden toegestaan (is een geregistreerde bodemversnelling van lokaal 0,2 g welke in het D stab model gereduceerd is naar integraal 0,1 g). In de D-stab berekening werd uitgegaan van de bijbehorende 40% horizontale bodemversnelling. In overleg werd besloten met name het voorpoten behoedzaam uit te voeren en de inbrengsnelheid ook bij geringe heiweerstand te maximeren op ca. 1 m / minuut. Tijdens uitvoering werd continu gemonitord in de ondergrond en werd nabij de kruin en de leidingen strook continu gewaakt voor verplaatsingen. 7 Resultaten en terugkoppeling WAARNEMING INTRILLEN Tijdens de uitvoering op 25 augustus 2016 is het inbrengen van de meerpaal van ligplaats 78 bewaakt middels een meetopstelling van versnel- lingsopnemers en waterspanningsmeters op ca. 3 m afstand uit de paal, zie 3. De snelheid van inbren- gen is bewaakt middels foto en video registratie. Ook is na afloop het onderwatertalud ingemeten, waarbij geen melding is gemaakt van significante verplaatsingen of zettingen. VISUEEL De terugplaatsing werd in vergelijking met 2 op iets grotere afstand van de waterlijn uitgevoerd bij een iets grotere waterdiepte, ca NAP -6,0 m, zoals waargenomen in de diepte peiling en tijdens het uitvoeren van sondering S01, juist voor paal- installatie. De paal werd iets dieper ingebracht, de bovenzijde stak ca 0,5 m boven de waterlijn na inbrengen. Het heitraject bedroeg daarmee van ca. NAP -6 tot NAP -21 m ca. 15 m. Mogelijk dat het positioneren op de bodem reeds de eerste meter indringing heeft veroorzaakt, waarmee ca. 14 m trillen resteerde. Het inbrengen in drie intervallen duurde gesommeerd ca. 11 minuten, waarbij van 09:57 tot 09:59 werd getrild, van 10:06 tot 10:08 en van 10:12 tot 10:19 (meetsysteem tijd). Bij aanvang positioneren stak er ca. 16 m buispaal boven water. Bij aanvang van het trillen stak er ca. 14,5 m uit. Na het eerste interval stak er nog 11,5 m uit boven de waterlijn. Bij aanvang van het laat- ste heitraject steekt er nog ca. 9,5 m boven water uit. Deze waarden zijn afgeschat op basis van foto’s en videobeelden genomen van de heitrajecten. De inbreng snelheid bedroeg ca. 1 tot 1,5 m/ minuut. WATERSPANNING Tijdens het inbrengen is middels de waterspan- ningsmeters nagenoeg geen wateroverspanning geregistreerd op 3 m afstand uit de paal. Wel moet opgemerkt worden dat de resultaten van de water- spanningsmeters van de sensoren 1 en 2 werden betwijfeld, omdat deze voor aanvang zeer hoge waarden registreerden en een grillig verloop ver- toonden alsook negatieve waarden. De registraties van de sensoren 1 en 2 vertoonden tevens geen correlatie met trilblok activiteit (S5 VEC, bodem- versnelling sensor 4), zodat ook een incrementele analyse (dwz alleen een toename binnen een kort interval beschouwend) niet mogelijk is. Sensor 3 toonde een drift van enkele centimeters per minuut, een relatie met het trilproces is niet te duiden. Sensor 4 (S5 WSM) toont een stabiel beeld en toont als enige sensor in de laatste minuten een toename, in detail weergegeven in onderstaande grafiek. Ver m o e d w o rd t d a t d o o r verd i cht i n g i n d e o n d e r - grond de sensor naar beneden is verplaatst waar- door de geregistreerde waterdruk is toegenomen. Dit zou een verplaatsing in de orde van 40 cm suggereren, hetgeen wellicht aan de hoge kant te noemen is op 3 m uit de paal. De vraag blijft ook waarom de andere sensoren dit fenomeen niet vertoonden, hoewel twijfels bestaan omtrent de werking van de sensoren 1 t/m 3. Het heiproces bestond uit drie delen, waartussen een eventuele wateroverspanning zou zijn afgebouwd. Een dergelijk effect is niet waargenomen. Zowel vooraf (basis monitoring), tijdens (proces monitoring) als na paal installatie (eindmonitoring) is geen lange meetreeks voorhanden, zodat niet Figuur 9 – Verloop paalpunt niveau trospaal 78 dd. 25 augustus 2016. Figuur 10 – Meting water- spanningen trospaal 78 dd. 25 augustus 2016. herkend kon worden of getijde beweging correct werd weergegeven op deze sensoren als blijk van juiste werking. Vo o r a l s n o g w o rd t o p b a s i s v a n s e n s o r 4 g e co n clu - deerd dat bij het inbrengen van trospaal 78 zich geen significante wateroverspanning heeft voorgedaan op 3 m afstand uit de paal. TRILLINGEN Alle trillingssensoren geven blijk van een directe reactie op trilblok activiteit. Ook is geen sprake van onverklaarbare achtergrond waarden. De gemeten frequentie komt overeen met het toeren- tal van het trilblok. De gemeten versnelling lag tussen de 1 en 2,5 m/s 2en het verloop over het heitraject en de diepte komen eveneens overeen met de verwachting en gehanteerde grenswaarden tijdens uitvoering. De maximale geregistreerde bodemversnelling tijdens het voorpoten (inbrengen eerste 6 m tot NAP -12 m) was relatief laag te noemen, te verkla- ren door de diepere ligging van de sensoren en de lage consuweerstand over dit traject. Over de diepte gezien deed zich een logisch verloop van de bodemversnelling voor. Tijdens voorpoten bedroeg de trillingssnelheid in de orde van 5 mm/s (ca. 1 m/s 2), waarbij zich ook hoge horizontale waarden kon voordoen in dezelfde orde, hetgeen duidelijk afweek van de aangehouden 40%. Tijdens het aftrillen werd een maximale waarde in de orde van 10 mm/s (ca. 2 m/s!) seconden geregistreerd, waarbij de sensoren nabij de paalpunt duidelijk hogere waarden gene- reerden dan de ondieper geplaatste sensoren. Ook was de verticale versnelling tijdens aftrillen ca. 35% groter dan de horizontale versnelling. Opvallend is dat sensor 3 de grootste bodemver- snelling vertoont (ca 2,5 m/s 2) en afwijkt van sen- sor 2 op dezelfde diepte. Ook overtreft sensor 3 de waarde van sensor 4, waar ter plaatse de bodemweerstand het hoogst is. Vermoed wordt dat sensor 3 een iets te hoge waarde toont, ook op basis van de trillingsprognose bij maximale slagenergie, maar de sensor wordt niet buiten beschouwing gelaten. In navolgende figuur 10 zijn de snelheden per sensor in functie van tijd af-gebeeld. Tevens is in figuur 11 een overzicht van de piekwaarden per heitraject en sensor positie weergegeven ter herkenning van het verloop an de trilling over de hoogte en afhankelijk van de positie van de paalpunt. 8 Resumé Het analyseren van de stabiliteit door de combina- tie van uitgangspunten verkregen uit deelanalyses is mogelijk gebleken. De gehanteerde stappen uit de toetsingsmethodiek boden een belangrijk houvast in de evaluatie van de werkzaamheden. De analyse van de initiële stabiliteit gaf inzicht in de aanwezige reserve en de positie van meest kritische bezwijkvalakken. De analyse van de mogelijke verdichting en installatie snelheid werd vertaald naar een uit te stormen poriënvolume, welke middels een bron-emmissie over de hoogte en in de tijd in een axiaal symmetrisch model succesvol werd vertaald naar een aan te houden verloop van de stijghoogte. De afschatting van de benodigde slagkracht middels CPT en Massarsch gaf houvast in de evaluatie van bijkomende dyna- mische belastingen. De gecombineerde toetsing in D-stab gaf inzicht in het uiteindelijke risicoprofiel en aan te houden grenswaarden tijdens uitvoering. Het optreden van significante wateroverspanning is niet aangetoond, waarbij niet met volledige zekerheid kan worden gesteld dat dit volledig is uitgebleven. De trillingssterkte is goed af te schatten op basis van CPT en de methode van Massarsch. De verwachte trillingssterkte blijkt zich in iedere richting te kunnen voordoen, hetgeen risicovoller moet worden gezien dan de oorspronkelijke 21 GEOTECHNIEK MAART 2019 Figuur 12 – Piekwaarde bodemversnelling over de hoogte per heitraject. Figuur 11 – Tr i l l i n g s s t e r k t e sensoren 1 t/m 4 in de tijd. aanname van 40% van de verwachtte (verticale) bodemversnelling. Het afheien naar einddiepte genereerde de hoog- ste bodemversnelling, waarbij de verticale richting maatgevend was. De berekening in de software met integrale waar- den voor bodemversnelling (gelijk een aardbeving) vormen een (niet nader gekwantificeerde) over- schatting van de aandri jvende trilblok krachten, zowel in 2 D als in 3D gezien. De meting toont aan dat de trillingssterkte afneemt over de hoogte en de theorie (Barkan) geeft aan dat de trilling afneemt over de afstand tot de bron. De thans aangehouden reductie van 50% van de prognose ten behoeve van glijcirkel berekening met integraal opgelegde bodemversnelling is werkbaar gebleken. Het invloedsgebied van de wateroverspanningen als gevolg van de trilwerkzaamheden heeft op basis van de axiale flow berekening een straal van ca. 10 m rond de paal. Buiten deze zone bedraagt de toename niet meer dan 0,2 m stijghoogte. Significante wateroverspanningen hebben zich op 3 m uit de paal niet voorgedaan, uitgaande van de goede werking van de meest stabiel veronder- stelde sensor. Bij meerpaal 78 is waargenomen dat de benodigde slagkracht nog juist door de 2350 VM was te genereren, De analyses laten zien dat in dit betref- fende project de invloed van de paalinstallatie op de stabiliteit van het talud beperkt lijkt, doch wel degelijk een verlaging van de stabiliteitsfactor kan veroorzaken. Grootschalige taludinstabiliteit ten gevolge van trilwerkzaamheden was op voorhand niet waarschijnlijk. Lokaal kleinschalig falen in een zone rondom de paal was wel aannemelijk. De uitgevoerde registraties gaven geen blijk van significante verplaatsing of zetting. De verkregen meetresultaten en de opgestelde berekeningsmethodiek bieden ongetwijfeld nog ruimte voor verificatie en validatie. Dit artikel moet daarom als een aanmoediging voor verdere analyse worden gelezen, waarbij getracht is zo veel moge- lijk informatie aan te reiken voor dit doel. Dankwoord Bijzondere waardering gaat uit naar: –het Havenbedrijf Rotterdam, welke vanuit een visie in het investeren in kennisontwikkeling het belang van de analyse heeft herkend en de meting ook in de uitvoering heeft laten doorwerken. Hier- mee is een waardevolle case studie beschikbaar gekomen voor het vakgebied. –Gemeentewerken Rotterdam, welke de installatie van de instrumenten en de registraties in het project heeft verricht. –Bouwbedrijf Hakkers, voor de goede onderlinge afstemming van de uitvoering en de beheerste installatie van de meerpaal. Referenties –‘Full scale field test (sheet)pile driveability in Antwerp (Belgium)’, R.E.P. de Nijs, XVI ECSMGE 2015, Edinburgh; –Het trillen van damplanken in granulaire bodem, R.E.P. de Nijs, Geotechniek oktober 2003, pagina 46 - 54; CUR-Aanbeveling"113 Oeverstabiliteit bij zand- winputten, CUR, 2008, C113 –A simplified procedure of evaluating soil liquefac- tion potential, Seed H.B. & Idriss I.M. (1970), Earthquake Engineering Research Center, Berke- ley, California, Report no. EERC"70-9; –K. R. Massarch: keynote lecture: ‘Static and dynamic soil displacements caused by pile driving’; proceedings of the fourth International conference on the Application of Stress Wave Theory to Piles, 1992; –Richard S. Olsen & ASCE M. (1988) Using the CPT for Dynamic Site Response Characterisation. Proceedings of the Speciality Conference on Earthquake Engineering and Soil Dynamics, ASCE No. 20, New York, USA. ! 22 GEOTECHNIEK MAART 2019 12 GEOTECHNIEK MAART 2019 Overzicht NEN 8707 is een norm voor bestaande geotech- nische constructies en omvat regels voor de beoor- deling in geval van afkeuren of verbouwen van de constructie (figuur 1). De norm verwijst in veel gevallen door naar de norm voor nieuwbouw van geotechnische constructies NEN 9997-1, waar- bij de toetsing wordt uitgevoerd met belasting- factoren zoals vermeld in NEN 8700 (Algemene regels voor bestaande bouw) en NEN 8701 (Belas- tingen voor bestaande bouw). NEN 8707 is onderdeel van de NEN 8700-reeks voor bestaande bouw, die vanaf 2012 zijn aange- wezen door het Bouwbesluit. In NEN 8707 zijn analoog aan NEN 9997-1 alle geotechnische constructies opgenomen. Een belangrijk verschil met de norm voor nieuwbouw is de grote plaats die is ingeruimd voor archiefonder- zoek, inspecties en de observatiemethode. Ont- wikkelingen op gebied van de duurzaamheid van houten palen en binnenstedelijke kademuren zijn meegenomen in de norm. De norm is als volgt opgebouwd. Na een algemeen gedeelte (1) volgen hoofdstukken op het gebied van de verificatie van een geotechnische con- structie, inclusief veiligheidsbeschouwing (2), materialen (3) en onderzoek (4). Vervolgens worden funderingen op staal (5), paalfunderingen (6), grondkerende constructies en verankeringen (7) en grondconstructies (8) behandeld. Tenslotte volgen het hoofdstuk over de rapportage (9), 15 bijlagen (A t/m O) en een Bibliografie. Bij de totstandkoming is dankbaar gebruik gemaakt van publicaties, die de afgelopen jaren zijn ver- schenen, onder andere van F3O (Funderingen op staal en op palen) [1] en [2] en SBR-CURNET (Damwandconstructies, binnenstedelijke kade- muren en ankerpalen) [3], [4] en [5]. ALGEMENE ONDERWERPEN Grondslagen voor verificatie De norm richt zich op de verificatie van de veilig- heid van bestaande geotechnische constructies. Analoog aan NEN 9997-1 kan deze verificatie wor- den uitgevoerd door middel van berekeningen, volgen van voorschriften, het uitvoeren van proe- ven of volgens de observatiemethode. Bij de verificatie van bestaande funderingen wordt volgens NEN 8700 op een lager veiligheidsniveau getoetst dan bij nieuwbouw. De verschillen met de nieuwbouwnorm zijn geïllustreerd met tabel 1, waarin de betrouwbaarheidsindex !, de (rest)- levensduur en de belastingsfactor voor perma- nente belasting "Gzijn gegeven. Bij de observatiemethode worden vervormingen van de constructie beoordeeld aan de hand van eenmalige of periodieke metingen van opgetreden deformaties. In de informatieve bijlagen B en C zijn grenswaarden gegeven voor funderingen van ge- bouwen en voor grondkerende constructies be- staande uit metselwerk. Materialen De materiaalfactoren worden ontleend aan de materiaalgebonden normen voor nieuwbouw. Bij de bepaling van de grootte van de belastingfacto- ren is hiermee rekening gehouden. In het hoofdstuk over materiaaleigenschappen neemt hout een belangrijke plaats in. Hierbij zijn veel gegevens uit onderzoek naar houten palen [2] overgenomen. De rekenwaarde voor de optre- dende drukspanning evenwijdig aan de houtvezel in een funderingspaal dient lager te zijn dan 10,8 N/mm2 en 12,6 N/mm2 voor respectievelijk over- wegend blijvende belasting en bij een groot aan- deel veranderlijke belasting. Loodrecht op de houtvezel van kesp of langshout geldt in voor- noemde gevallen een rekenwaarde voor de maxi- male drukspanning van 1,4 N/mm 2en 1,6 N/mm 2 respectievelijk. Deze waarden voor vuren en gre- nen hout kunnen in bepaalde gevallen worden ver- hoogd tot maximaal 6 N/mm 2. Belangrijk is ook de aantasting door bacteriën of schimmels. Wanneer de gemiddeld laagste grond- waterstand (GLG) zich onder het funderingshout bevindt, moet het hout zijn gecontroleerd op de aanwezigheid van schimmels. Onderzoek Ve r s ch i l l e n d e vo r m e n v a n o n d e r z o e k w o rd e n i n NEN 8707 – BEOORDELING VAN BESTAANDE GEOTECHNISCHE CONSTRUCTIES Ta b e l 1 – Ve i l i g h e i d s n ivea u s ( N E N 8 7 0 0 ) . Figuur 1 –Bestaande fundering. Geerhard Hannink vh Ingenieursbureau Gemeentewerken Rotterdam Adriaan van SetersFugro Carloes PollemansNEN SAMENVATTING NEN 8707 beschreven: archiefonderzoek, grond- onderzoek, inspecties en vervormingsmetingen. Bij archiefonderzoek moet informatie over de geotechnische constructie, grondgesteldheid en grondwaterstand en de belendingen worden verzameld. Als deze informatie niet is te achter- halen, moeten deze door opmetingen en nader (grond)onderzoek worden vastgesteld. Een visuele inspectie van het bouwwerk aan de buitenzijde moet altijd worden uitgevoerd om te zien of de huidige toestand overeenkomt met de archiefgegevens. Bij de observatiemethode moet ook de binnenzijde van het bouwwerk worden geïnspecteerd. Een visuele inspectie van de geotechnische constructie (waarbij verschillende onderdelen worden opgemeten) is vereist indien de geometrie onvoldoende duidelijk is op basis van de archiefgegevens of bij twijfel over de duurzaam- heid van de constructie. Bij geconstateerde schade aan de geotechnische constructie moet een goede verklaring van de oorzaak worden gegeven. Voor funderingen moeten de ver vormingen worden bepaald aan de hand van meting van de relatieve rotatie van het bouwwerk, zakkingssnel- heid, verschil in zakkingssnelheid en toename van de relatieve rotatie in de tijd. De relatieve rotatie wordt gemeten met behulp van een lintvoegme- ting of een vloerwaterpassing. De meetpunten mogen niet meer dan 2,5 m of 5 m (afhankelijk van het vloeroppervlak) van elkaar zijn verwijderd. Vo o r g ro n d ke r i n g e n o f g ro n d co n s t r u c t i e s i s o o k d e horizontale vervorming van belang. In de norm zijn grenswaarden gegeven in Bijlagen B, C en E (spoor dragende kunstwerken). Rapportage In de rapportage moeten naast een beschrijving van het bouwwerk en de geotechnische constructie inclusief de omgeving, de verzamelde gegevens uit het archief, grond(water) gegevens en de resul- taten van inspecties en metingen worden vermeld. Het rapport geeft de resultaten van de toetsing en eventuele monitoring in het vervolg. FUNDERINGEN OP STAAL De draagkracht en zettingsberekeningen verlopen zoals aangegeven in NEN 9997-1 met belastingfac- toren uit NEN 8700/8701. Verd er moet archiefonder zoek worden uitgevoerd betreffende het gebouw (bouwjaar, gebouwtype, gebruikte materialen, belastingen op de funde- ring, eventuele aanpassingen naderhand) en de fundering (type fundering op staal, aanlegniveau, mogelijke latere aanpassingen). Deze gegevens zijn vaak bij de eigenaar of de gemeente te verkrij- gen. Indien de gegevens niet beschikbaar zijn, moeten deze alsnog (indien relevant) worden bepaald. Qua grondonderzoek moeten er minimaal 2 son- deringen binnen 12,5 m vanaf het bouwwerk beschikbaar zijn, alsmede een peilbuis binnen 25 m vanaf het bouwwerk. De freatische grondwater- stand moet gedurende 3 maanden regelmatig zijn gemeten en zijn gerelateerd aan een peilbuis op enige afstand met een grondwaterstandsmeting gedurende enige jaren (bijvoorbeeld via het DINO- loket/BRO). Scheefstand (zichtbaar o.a. bij onder- en boven- dorpels, klemmende deuren en ramen) en scheur- vorming aan de binnen- en buitenkant van het bouwwerk moeten worden vastgelegd. Omge- vingsfactoren (recente ophogingen) moeten wor- den geïnventariseerd. Bij de inspectie van de fundering moeten de afme- tingen van de fundering worden vergeleken met 13 GEOTECHNIEK MAART 2019 Onlangs is uitgebracht NEN 8707 – Beoordeling van de constructieve veiligheid van een bestaande constructie bij verbouw en afkeur – geotechnische construc- ties. Met deze norm kunnen bestaande geotechnische constructies volgens het Bouwbesluit worden beoordeeld. De norm sluit aan bij de normen uit de NEN 8700-serie en bij NEN 9997-1 (Eurocode 7, deel 1 en Nationale Bijlage) voor nieuwbouw.In het artikel wordt de inhoud van de norm besproken en wordt stilgestaan bij de eisen volgens NEN 8707 voor bestaande funderingen op staal en op palen, grondkeringen, verankeringen en grondconstructies. Figuur 3 – Overzicht stand (29-11-2016) einde Fase 1 van zuid naar noord. Figuur 2 – Fundering op staal. Ta b e l 2 – Verificatiegrenzen voor fundering van metselwerkgebouw en. 14 GEOTECHNIEK MAART 2019 de bouwtekening. Eventuele degradatie van de fundering (losse stenen, uitspoeling e.d.) moet worden vastgelegd. Bij een bouwkundige eenheid bestaande uit meer dan 3 woningen moet minimaal op 2 punten een funderingsinspectie worden uitgevoerd op een onderlinge afstand van minder dan 25 m. Bij 3 woningen of minder is 1 punt voldoende. To e t s i n g v a n d e r e s t l e v e n s d u u r g e s c h i e d t o p b a s i s van berekeningen van de materiaalspanningen en vergelijking met de materiaalsterkte volgens NEN 9997-1. Daarnaast (vaak belangrijker) moeten de gemeten vervormingen worden getoetst aan de waarden uit bijlage B, zie bijvoorbeeld tabel 2. Daarbij is een toetsing van de relatieve rotatie ver- plicht als eerste schatting. De overige grootheden (zakkingssnelheid, verschil in zakkingssnelheid en toename van de relatieve rotatie in de tijd) mogen worden gebruikt om deze eerste schatting eventueel te wijzigen. Bij gebleken onzekerheid over de restlevensduur kan een monitoringsprogramma worden opgesteld en kan de beoordeling van de constructieve veilig- heid na enige tijd worden herhaald. PAALFUNDERINGEN De berekening van het paaldraagvermogen van bestaande funderingen verloopt volgens NEN 9997-1. Per 1 januari 2017 zijn de paalklassefacto- ren voor het puntdraagvermogen !pgereduceerd tot 70 % van de voordien geldende waarde. Bij fun- deringen voor 1/1/2017 was dus een hogere draag- kracht toegelaten. Om trendbreuk te voorkomen bij bestaande funderingen, is aangenomen dat deze gebouwen in de tijd hebben bewezen, dat een dergelijke belasting veilig kan worden opge- nomen. In NEN 8707 is daarom opgenomen, dat de “oude” paalfactoren !pmogen worden gehanteerd bij de beoordeling op afkeurniveau en bij de beoordeling bij verbouwing, mits de verhoging van de karakte- ristieke waarde van de belasting op de paalfunde- ring niet meer dan 15 % bedraagt. De redenering hierachter is, dat de “bewezen sterkte” geldt voor palen met de huidige paalbelasting met een beperkte marge van 15 %. Dit geldt alleen indien de omgevings- of bouwvergunning van het bouw- werk is afgegeven voor 1 januari 2017 en/of het bouwwerk is gefundeerd op palen die voor 2003 zijn geïnstalleerd. Bij het archiefonderzoek moeten gegevens van de palen, zoals de afmetingen, funderingsadvies, palenplan en heikalenders worden verzameld. Daarnaast gelden dezelfde vereisten voor grond- onderzoek en peilbuisgegevens als voor funderin- gen op staal. Als bij houten palen het funderings- hout zich op minder dan 0,05 m onder de gemid- deld laagste grondwaterstand (GLG) bevindt, dan moet de grondwaterstand minimaal een jaar met op korte afstand van het pand geplaatste peil- buizen worden gemeten. Bij de inspecties van de buitenkant en de binnen- kant van het pand gelden dezelfde eisen als voor funderingen op staal. Het aantal inspecties van funderingen op palen is gelijk aan het gestelde voor funderingen op staal. Bij een fundering op houten palen (zie figuur 3) moet in geval van een Rotterdamse fundering (enkele palenrij) minimaal 3 % van de palen (met een minimum van 3 palen) worden geïnspecteerd en ingemeten. Bij een Amsterdamse fundering (dubbele palenrij) geldt eveneens een minimum van 3 % van het aantal palen, maar is het minimum 6 palen. In geval van een fundering met houten palen moet 1 % van het aantal palen (minimaal 2 palen) zijn on- derzocht aan de hand van houtmonsters op hout- soort, kwaliteit en aantasting. Dit kan overigens in bepaalde gevallen achterwege blijven o.a. op grond van de met een inslaghamer gemeten indringing. De toetsing van de restlevensduur geschiedt aan de hand van de vervormingscriteria voor de funde- ring en het pand (analoog aan de fundering op staal) en aan de hand van materiaalsterkte, zoals hierboven vermeld. Voor bruggen en viaducten gelden aanvullende eisen voor houten palen. GRONDKERENDE CONSTRUCTIES EN VERANKERINGEN Voor berekening en toetsing van grondkerende constructies (zie figuur 4) geldt NEN 9997-1, waar- bij in NEN 8707 (Bijlage L) aparte partiële factoren voor grondparameters en veranderlijke belasting zijn gegeven. Als illustratie zijn de partiële materiaalfactoren voor verbouw, afkeurniveau en nieuwbouw weergegeven in tabel 3 voor veilig- heidsklasse CC2/RC2. Bij het archiefonderzoek moeten “as-built” gege- vens betreffende de grondkering en/of veranke- ring worden ingewonnen, inclusief de ontwerp- berekeningen. De afstand tussen de onderzoekspunten van het grondonderzoek moet minder dan 100 m bedra- gen, waarbij de afstand tot de grondkering niet meer dan 12,5 m mag bedragen. Als er sprake is van een waterbodem moet de bodemligging in een vastgesteld raster wordt gemeten. Tevens moet de slibdikte worden gepeild. De waterstand moet zowel aan de voor- als achterzijde van de grond- kering worden vastgesteld. Het is belangrijk om de geometrie, met name de inheidiepte van damwand of palen onder een keermuur te bepalen. Tevens moet de grondkering elke 25 m tot 0,3 m onder de grondwaterstand worden vrij gegraven om de kwaliteit van de grondkering te bepalen. De lengte van damwanden kan worden bepaald aan de hand van geofysische metingen (met een magnetometer) of door middel van berekening in combinatie met een proefbelas- ting. In NEN 8707 wordt speciale aandacht besteed aan houtconstructies en staalconstructies. Bij de staalconstructies moet corrosie op meerdere niveaus worden gemeten in meetraaien van 250 m. De toetsing van de restlevensduur vindt plaats aan de hand van de opgetreden vervormingen en de materiaalspanningen. Bij onzekerheid over de restlevensduur kan een monitoringsprogramma worden uitgevoerd, waarna de beoordeling van de veiligheid opnieuw wordt gemaakt. Ta b e l 3 – Partiële materiaalfactoren voor grondkerende constructies. Veiligheidsklasse CC2/RC2. Figuur 4 – Bestaande kademuur. 15 GEOTECHNIEK MAART 2019 GRONDCONSTRUCTIES Voor de berekening van de stabiliteit van grond- constructies wordt in NEN 8707 verwezen naar NEN 9997-1, waarbij analoog aan de grondke- rende constructies gereduceerde partiële factoren van kracht zijn voor bestaande constructies. Er mag bij het beoordelen van de uiterste grens- toestand worden gebruikgemaakt van bewezen sterkte van de constructie, mits met voldoende betrouwbaarheid aangetoond. Hierbij kan bijvoor- beeld worden gedacht aan een bijzonder hoge grondwaterstand of een bijzonder hoge belasting op maaiveld, die in het verleden is opgetreden. Er mag bij die historische belasting, die hoger moet zijn geweest dan de huidige rekenwaarde van de belasting, geen noemenswaardige schade zijn ont- staan. En de geometrie of de grondeigenschappen mogen sinds die tijd niet zijn gewijzigd. Op basis van bewezen sterkte mogen de sterkte- eigenschappen worden verhoogd onder de volgende voorwaarden: –Indien in de historische situatie(s) geen sprake is geweest van noemenswaardige schade, mag voor de historische situatie(s) de rekenwaarde van de sterkte maximaal gelijk zijn gesteld aan de belasting in de historische situatie. –Onzekerheden in eigenschappen die tussen de historische situatie(s) en het einde van de rest- levensduur veranderlijk zijn, moeten zijn afge- dekt door in de historische situatie(s) uit te gaan van een lage inschatting van de sterkte en een hoge inschatting van de belasting. –Voor onzekerheden in eigenschappen die tussen de historische situatie(s) en het einde van de restlevensduur onveranderlijk kunnen zijn veron- dersteld, moeten alle relevante mogelijke scena- rio’s zijn beoordeeld. Voor grondconstructies moeten ‘as-built’ gege- vens worden verzameld betreffende de geometrie, waterstanden, materialen, ontwerp en aanleg. Er moeten minimaal twee sonderingen of boringen met een onderlinge afstand van maximaal 100 m beschikbaar zijn. Inspecties van grondconstructies moeten zijn gericht op het vaststellen van de geometrie (inmeting), bepalen van vervormingen en beschadigingen en het mogelijk uittreden van water en/of grond (in de bijlagen is een checklist opgenomen). Evenals bij grondkerende constructies en veranke- ringen vindt de toetsing van de restlevensduur plaats aan de hand van de opgetreden vervormin- gen en de materiaalspanningen. Eventueel kan een hernieuwde beoordeling worden uitgevoerd na een monitoringsperiode. To t s l o t Veel co llega’s hebben bijgedragen aan het opstel- len van deze eerste versie van NEN 8707. De commissie is hen hiervoor zeer dankbaar! Vanaf nu kan er bij het beoordelen van bestaande geotech- nische constructies gebruik van worden gemaakt. De normcommissie Geotechniek stelt het op prijs dat commentaar op de normteksten aan haar bekend wordt gesteld, bij voorkeur voorzien van voorstellen ter verbetering. Referenties [1] Richtlijn onderzoek en beoordeling van funde- ringen op staal (ondiepe funderingen), F3O, 2012 [2] Richtlijn houten paalfunderingen onder gebou- wen, 3e herziene editie, SBRCURnet/F3O, 2016 [3] CUR-publicatie 166, Damwandconstructies, , 2012 [4] Binnenstedelijke kademuren, SBRCURnet, 2014 [5] CUR-publicatie 236, Ankerpalen, 2017. ! 56 JAAR UW ADVISEUR Risicogestuurd onderzoek, deskundige advisering en monitoring zijn onmisbaar bij bouwen op of onder de grond! Grondonderzoek Geo-adviezen: fundering / bouwput / hydrologie / trillingen Monitoring: trillingen / grondwater / (grond)deformaties Funderingsonderzoek Fugro NL Land B.V. 070 3111333 info@fugro.nl www.fugro.com 38 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 P anama, bekend van zijn papers en zijn kanaal, is voor geologen een speciale plaats omdat daar de verbinding tussen Noord- en Zuid-Amerika heeft plaatsgevonden als gevolg van de platentek- toniek. Noord- en Zuid-Amerika waren in het ver- leden aparte continenten die naar elkaar toe gedreven zijn met als resultaat een uiteindelijke aaneensluiting en scheiding van de Atlantische en Stille oceanen zo’n 3 miljoen jaar geleden. Gelegen op dit kruispunt van een reeks tektonische platen is Panama ook vandaag nog zeer onderhevig aan deze geologische krachten (fig. 1). Dit boeiend gegeven heeft ook heel wat gevolgen voor de constructie-industrie. In dit artikel worden een aantal geologische aspecten belicht die een serieuze impact hadden op het design en de con- structie van het Post-Panamax sluizencomplex, dat in de periode 2010-2015 is gebouwd zowel aan de Atlantische als aan de Stille Oceaan (fig. 2). Beiden bestaan uit drie kamers om van zeeniveau tot 26 m hoger te gaan, wat het niveau is van het grote centrale Gatunmeer dat de schepen doorkruisen tijdens hun oversteek. De bestaande sluizen aan de kant van de Stille Oceaan bestaan uit een eerste passage van 2 kamers, waarna er een oversteek is van een klein intermediair meer, gevolgd door de passage van een derde kamer. Aangezien de nieuwe sluizen echter uit één complex van drie kamers bestaan was er de noodzaak om dammen aan te leggen die de schepen na het versassen doen aansluiten aan het niveau +26 van de oude sluizen. Dit is zichtbaar op de foto in figuur 2. Jan De Nul Group maakte deel uit van een consor- tium om dit EPC contract tot een goed einde te brengen. Een aantal cijfers het vermelden waard zijn de 74 miljoen m 3droog grondverzet voor de aanleg van het sluizencomplex waarvan 10 miljoen m3 te dynamiteren basalt, 5,6 miljoen m 3droog grondverzet voor de aanleg van de dammen en 5 miljoen m 3gewapend beton waarin 290.000 ton staal verwerkt is. De nieuwe sluizen laten toe schepen met een capaciteit van 12.600 twintigvoet containers te versassen. Voorheen lag de limiet op schepen met een capaciteit van 4.500 twintigvoet containers. Er werden ook waterbesparende bassins aangelegd, om het verbruik aan zoetwater bij het versassen te verminderen en op die manier een deel van het water te recupereren. Dit is van belang omdat in het droge seizoen het waterpeil van het Gatunmeer kritische laagstanden kan bereiken, zeker als er in het voorafgaande regen- seizoen onvoldoende neerslag is gevallen. De lokale geologie t.h.v. de sluizencomplexen Aan de Atlantische kant, ter hoogte van de stad Colon, komt de Gatun Formatie voor. Dit is een sequentie van Tertiaire rots waarin afhankelijk van Anthony De Vos Lead geologist bij Jan De Nul N.V. Figuur 2 – Nieuw sluizencomplex aan de Stille Oceaan. Figuur 3 – Hexagonale basaltzuilen. Figuur 1 – Platentektonische setting rond Panama (bron : whyfiles.org). DE IMPACT VAN GEOLOGIE OP DESIGN EN UITVOERING VAN DE PANAM ASLUIZEN de zeespiegel op dat moment zandsteen en silt- steen alterneren. De tektonische activiteit ging gepaard met vulkanische acti viteit, wat resulteert in intermediaire afzettingen van vulkanisch sedi- ment. Aldus ontstond de puimsteenhoudende zandsteen binnen de Gatun Formatie. De rots heeft typische druksterktes van 1 tot 3 MPa. Aan de ver- binding met de Oceaan vindt men ook Atlantic Muck, een zachte kwartaire zandige kleiige silt. Verschillende afschuivingen in de muck tijdens de uitgraving hebben geresulteerd in aanpassingen van het design. Om de stabiliteit te garanderen werden de taluds minder steil uitgegraven om uit- eindelijk net binnen het werkgebied te eindigen vlak naast de Panama Canal Railway, een spoorweg waarover heel wat containertransport gaat die beheerd wordt door de Panama Canal Authorities. Ter hoogte van Panama City, aan de Stille Oceaan, komen in de Aarde magmakamers voor die door- heen de tijd deels zijn uitgevloeid met als resultaat het voorkomen van basalt. Bij het stollen krimpt dit gesteente waardoor de typische, voornamelijk hexagonale, zuilen ontstaan (fig. 3). De uitgevloeide basalt komt als onregelmatige lichamen voor tussen de sedimentaire gesteentes van de La Boca Formatie. Deze bestaat uit sequen- ties van zandsteen, siltsteen en schalies. Ook hier komen intervallen met vulkanisch puin voor. De gesteentes zijn over het algemeen zwakker dan die van de Gatun Formatie. Het voorkomen van basalt is dus een gevolg van de tektonische activiteit waaraan het land onderhevig is. De gevolgen hiervan zijn echter ook duidelijk merkbaar binnen de Gatun en La Boca Formatie. Er komen heel wat diaklazen (breukvlakken van tektonische oorsprong en/of door verwering) voor, vaak zelfs meerdere sets. Ook slickensides komen frequent voor. Dit zijn gepolijste oppervlakken ten gevolge van wrijvingsbeweging in de rots (fig. 4) Op een grotere schaal heeft de platentektonische activiteit geresulteerd in het ontstaan van een reeks breuken, die voornamelijk aan de kant van de Stille Oceaan een impact op de werken hadden. Overzicht van de voornaamste geologische problemen met impact op design & uitvoering In een tectonisch actief gebied en een complex uit- gravingsdesign wordt men als aannemer quasi elke dag geconfronteerd met de gevolgen die de geo- logie op het werk hebben. De vier voornaamste geologische problemen worden hieronder opge lijst: –Atlantic muck: de zachte kwartaire klei/silt komt aan beide oceanen voor doch aan de kant van de Atlantische Oceaan over de ganse lengte van het toegangskanaal. Een reeks extra sonderingen en boringen hebben ertoe geleid dat de taluds moesten verflauwd worden. Doordat de Panama Canal Railway, een spoorweglijn die het land doorkruist, vlak naast het nieuwe sluizen- com-plex loopt, kwam er wat puzzelwerk aan te pas om een stabiel design binnen de limieten te genereren. SAMENVATTING 39 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 Bij de recente werken aan het Panamakanaal had de bijzondere geologische context een belangrijke impact op design en constructie van het Post-Panamax sluizencomplex, dat gebouwd is aan zowel de Atlantische Oceaan als de Stille Oceaan. In bijzonder noopte het voorkomen van enerzijds zachte quartiare afzettingen Atlantic muck en anderzijds lage kwaliteitsgesteente (gelaagd- heid, diaklazen, slickensides) en complexe breuksystemen tot bijzondere ingrepen bij uitvoering. Figuur 4 – Slickensides in de diaklazen van de Gatun Formatie. Figuur 7 – Afschuiving na aanbrengen van spuitbeton. Figuur 5 – Doorbreken van de natuurlijke dijk tus- sen het Gatunmeer en de droge uitgraving na het fi- naliseren van de werken d.m.v. een snijkopzuiger. Figuur 6a-b – Inspectie interval (a) en geïnstrueerde taludbescherming (b). –Tussen het Gatunmeer en de uitgraving bleef een natuurlijke dijk staan om een droge uitgraving mogelijk te maken. Een mogelijke insijpeling van water door of onder de dijk was een grote be- zorgdheid die uiteindelijk geresulteerd heeft in het bouwen een wand van plastisch beton over de volledige lengte van de dijk (zie fig. 5). –Voorkomen van lage kwaliteitsgesteente: het monitoren van de structureel geologische para- meters (helling en strekking van de gelaagdheid, diaklazen, slickensides) was een dagdagelijkse taak om de nodige taludbescherming te kunnen implementeren. –Voorkomen van complexere breuksystemen dan wat geweten was tijdens de aanbestedingsfase. Dit vereiste heel wat extra onderzoek. Op de problematiek van de laatste twee items hier- boven wordt in de volgende paragrafen wat dieper ingegaan. Ta ludbescherming Veiligheid is van primordiaal belang bij het uitvoe- ren van elk werk. Honderden mensen werkten da- gelijks in de gigantische droge bouwput. De geologische condities vereisten een constante alertheid van de geologen, geotechnische ingeni- eurs en leidinggevenden op de werf. De uitgraving was zeer complex, met heel veel onregelmatige vormen. Het design was er op voorzien om de uitgraving te minimaliseren, maar in de praktijk bleken regelmatig aanpassingen nodig door de geologische condities. Telkens er een stukje van de uitgraving klaar was, werd een visuele geologische inspectie gedaan en werden de diaklazen opge- meten (fig. 6a). Nadien werden in overleg met de geotechnische ingenieurs instructies gegeven voor de nodige taludbescherming zodat ten allen tijde veilig werken kon worden gegarandeerd (fig. 6b). Verschillende technieken werd en aangewend : het weghalen van onstabiele delen, het installeren van passieve horizontale ankers, het plaatsen van netten en drainagepijpen en het aanbrengen van spuitbeton. Een combinatie van bovenvermelde technieken kwam veelvuldig voor. Ondanks grote investeringen in inspecties en het implementeren van beschermingstechnieken kwamen afschuivin- gen nu en dan toch nog voor (fig. 7). Breukzones Op grotere schaal werd extra geologisch onder- zoek verricht om de verschillende breuken die doorheen de werfzone liepen beter uit te karteren. Een aantal breuken waren gekend ten tijde van de aanbesteding, maar hun precieze ligging en complexiteit werd echter pas duidelijk tijdens de werken. Het was dan ook van groot belang om deze geologische studies gedetailleerd en op tijd uit te voeren, zodat de geotechnische ingenieurs en de ingenieurs verantwoordelijk voor het struc- tureel design op tijd de nodige aanpassingen konden doorvoeren teneinde het vrijgeven van de tekeningen voor de constructie niet te vertragen. De geologische studies van de breuken bestonden uit geofysische onderzoeken (refractieseismiek en Multichannel Analysis of Surface Waves of kort- weg MASW), het uitvoeren van extra boringen en het graven van testsleuven om visuele inspecties mogelijk te maken. Bij de geofysische methodes wordt een serie geofoons met pinnen in de grond gebracht. Een geluidsgolf wordt gegenereerd die zich in en langs het oppervlak van de grond voort- beweegt. Het signaal reflecteert op fysische con- trasten en wordt opgevangen door de geofoons. Bij refractieseismiek bekomt men een profiel van de snelheid van de compressiegolf V p, bij MASW de schuifgolfsnelheid V s. Deze niet-destructieve methodes laten bijgevolg toe om zones geken- merkt door lagere stijfheden, en bijgevolg lagere golfsnelheden, uit te karteren. In dit specifiek geval werden de onderzoeken gedaan om de zwak- tezones in het gesteente, eigen aan de breukzones, uit te karteren. Elke lijn resulteert in een 2D profiel. Met een serie parallelle lijnen kan quasi een 3D beeld van de geologie bekomen worden. Figuur 8 toont een sedimentpakket tot een diepte van ongeveer 15 m bovenop basalt, gekenmerkt door veel hogere snelheden. De twee zones binnen de basalt met lage seismische snelheden zijn de breukzones. Door het uitvoeren van de geofysische onderzoe- ken kan gerichter onderzoek gedaan worden in de breukzones d.m.v. extra boringen en testsleuven. Uit de gerecupereerde rotskernen herkent men duidelijk de basalt uit de breukzone (fig. 9a) ten opzichte van onverstoorde en onverweerde rots (fig. 9b). De bijkomende geologische onderzoeken hebben meerdere en complexere breukzones aan het licht gebracht dan wat geweten was tijdens de aan- besteding. Hierdoor kon men reeds tijdig design- wijzigingen doorvoeren. Bij het bereiken van het finale uitgraafniveau werd de uitkartering van de fundering gedaan waarna nog specifieke maat- regelen werden opgelegd om tot het finale design te komen. De impact van de breukzones uitte zich in heel wat aspecten van het design, zoals infiltra- tie van water, draagkracht, deformatie van de fundering, het structureel design van de sluis- vloeren, de structurele beton van de shear key van de betonmoten en van de moten zelf. Besluit Omwille van de tektonische setting heeft Panama een complexe geologie. Dit had veel impact op design en uitvoering van de aanleg van de nieuwe sluizencomplexen. Twee aspecten, de structureel geologische setting en het voorkomen van breuken, zijn hiervan het bewijs. Een grondige geologische studie van bestaande gegevens is van groot belang om verrassingen tijdens de uitvoeringsfase te vermijden. Gericht onderzoek tijdens de uitvoeringsfase is noodzakelijk voor verdere optimalisatie van het design. ! 40 GEOTECHNIEKDAG BELGIË MAART 2019 Figuur 8 – Vsprofiel doorheen een breukzone. Figuur 9 – (a) Basaltkernen uit breukzone en (b) onverstoorde basal.

Jaargang 22, 2018 - nummer 4 incl. Funderingsspecial

D e Neue Kattwykbrücke in Hamburg wordt op dit moment gerealiseerd in opdracht van de Hamburg Port Authority (HPA). Voor de realisatie van de rivierpijlers is een bijzondere bouwwijze gekozen. Daarbij is onder meer de techniek van pneumatisch afzinken toegepast. Pneumatisch afzinken betekent werken onder overdruk met alle veiligheidsmaatregelen die daarbij horen. Maar ook dat de werktijden ernstig beperkt worden bij afzinken tot een waterdiepte van 32m. Vo lker St aal en Funderingen ( VSF), onderaannemer voor het afzinken van de rivierpijlers van de Neue Kattwykbrücke, heeft daarom het afzinkproces in- novatief gemechaniseerd. De grond onder de caissons wordt zo afstand gestuurd ontgraven en afgevoerd met minimale inzet van mensen in de werkkamer. Dit artikel gaat in op het uitvoeringsconcept van de rivierpijlers, de ontwikkeling van afstand gestuurd afzinken en de verwachte en onverwachte uitdagingen die tijdens de uitvoering opgelost moesten worden. Oude en nieuwe Kattwykbrug De havenstad Hamburg is gebouwd in de delta van de rivier de Elbe. Om de stad te bereiken zijn er vele bruggen, waarvan de bestaande Kattwykbrücke op de centrale spoorroute ligt tussen het oostelijk en het westelijk havengebied. De brug heeft ook een lokale, maar belangrijke verkeersfunctie o.a. voor de verbinding naar de A7. De brug is gebouwd in 1973 en overspant de zuide- lijke Elbe. Het is een van de grootste hefbruggen in de wereld. De vakwerkconstructie met de hoge heftorens vormen een karakteristieke architec- tuur. De combinatie van spoor en weg vormen echter bij de relatief smalle brug heden ten dage een probleem. Indien een trein de brug moet passeren, kan het wegverkeer geen gebruik maken van de brug -het spoor loopt nl. over de weg- stroken- met filevorming als gevolg. Een nieuwe brug was dus dringend nodig. Gekozen is voor een extra brug met gelijke vormgeving, speciaal bedoeld voor het treinverkeer. De aanbesteding hiervan is gewonnen door de bouwcombinatie Max Bögl-H.C. Hagemann-Heij- mans. De nieuwe brug van totaal 287m lengte wordt ca. 60m ten noorden van de bestaande brug gebouwd. De brug zal in geopende toestand meer dan 50m boven het water worden geheven, gelijk aan de bestaande brug. De pijlers staan 131m uit elkaar en ca. 75m uit de oever. Om simultane en symme- trische beweging tijdens de hefbewegingen van 38 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Ir. B.J. AdmiraalVo l ke r Sta a l e n Fu n d e ri n g e n PNEUMATISCH AFZINKEN 2.0, OFTEWEL ‘HOE DIEP KAN MEN (GEOTECHNISCH) ZINKEN’ Figuur 1 – Afzinklocatie Neue Kattwykbrücke, Hamburg. SAMENVATTING de brug zeker te stellen, is gekozen om voor de bekabeling een microtunnel aan te leggen tussen de 2 pijlers op ca. 24,5m diepte. De pijlers zelf hebben een oppervlak van 29 x 14 m 2 en een funderingsniveau op 30,0 m – NN. Geotechnische omstandigheden De bodem is ter plaatse van de pijlerlocaties onder- zocht middels boringen en sonderingen. De uitvoe- ring van sonderingen is echter nauwelijks gelukt. De oorzaak hiervan kan liggen in een zeer harde bodem of de aanwezigheid van stenen in de bovenste grondlagen. Het grondonderzoek heeft uitgewezen dat de bodem als volgt kan worden gekarakteriseerd: Uit het grondonderzoek is gebleken dat in dit bekkengebied de grondopbouw onder beide pijlers zeer grote verschillen laat zien. Zo wordt de locatie bij de zuidwestelijke pijler gekenmerkt door een ca. 8m dikke smeltwaterzandlaag, grindig van aard met mogelijk grotere stenen en hieronder een sterk gelaagde klei- en siltformatie. Bij de noordoostelijke pijler is de door gletsje rs gevormde zandlaag niet aanwezig, maar wordt de klei-/silt- formatie op een hoger niveau aangetroffen met een relatief kleine dikte en hieronder een dikke oudere zandlaag. Bouwwijze pijlers Bouwen tot grote diepte midden in een druk bevaren zeemonding stelt nogal wat eisen en rand- voorwaarden aan het ontwerp en de uitvoering. De gemiddelde waterdiepte bedraagt hier ca. 11m boven normaal peil (NN). Bij normale vloed stijgt dit met ruim 2m, maar bij zware storm en springtij kan dit oplopen tot bijna 6,5m. Geen kinder- achtige omstandigheden dus. Door de opdracht- gever is daarom gekozen voor een heel bijzondere bouwwijze. Figuur 3 maakt de bouwwijze inzich- telijk. Per pijler is in de rivier een bouwkuip in HZ-wand gerealiseerd, maar met de kopse kanten nog open. Daar bovenop is een stalen constructie- frame gemonteerd met een hoogte boven 10m normaal peil (NN). Fasering realisatie brugpijlers In de schetsen zijn enkel de montage van water- kanonnen en een pomp weergegeven, zoals traditioneel bij het afzinken wordt gewerkt. De kenmerkende toegangsluizen en luchtdrukin- stallatie zijn in de schetsen achterwege gelaten. Het betonnen grondvlak van de bodemplaat inclusief snijranden van de pijler is in die tijd op een ponton nabij de wal gemaakt en vervolgens bij doodtij in de bouwkuip gevaren (1). Ingevaren Ta bel 1: beschrijving grondopbouw op pijlerlocaties Laag ZW pijler NO pijler Bodembeschrijving [m – NN] [m – NN] Rivierbodem -9,8 +/- 0,7 m -12,1 +/- 0,5 m Aanvulmateriaal n.v.t. -13,9 +/- 0,3 Zand met mosselschalen en wisselend met veen, silt en puin. H2S kwam duidelijk vrij uit de monsters. Rivierzand -11,2 +/- 0,6 -14,7 +/- 0,6 Wisselend in silt, veen, hout, schelpen, slik. Smeltwater zand -19,3 +/- 0,9 n.v.t. Mogelijk sterk grind- en steenhoudend, met siltlagen. Overwegend dichte pakking. Bekkensilt -30,9 +/- 2,2 -19,1 +/- 0,6 Zeer verschillend in dikte. Opgebouwd uit zeer dunne klei- en siltlagen met ook regelmatig zandgehalte. Bevat veel fijn organisch materiaal (ca. 10%). Overwegend stijf gedrag en zeer cohesief. Bekkenzand -37,3 +/- 0,1 -36,5 +/- 0,5 Fijn zandig met wisselend silt- en kleigehalte. Ook lagen met bruinkool. Overwegend q c tot 25 MPa. 39 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Pneumatische afzinken is een oude techniek om constructies onder grondwaterpeil te realiseren. Op maaiveldniveau wordt eenvoudig gebouwd, waarna zonder diepe bouwkuipen en bemaling de constructie beheerst op diepte wordt gezet. Het is een veilige, maar arbeidsintensieve methode. Volker Staal en Funderingen heeft het ontgraven in de werkkamer op een inventieve wijze gemechaniseerd en afstand gestuurd gemaakt. Het is dit jaar succesvol toegepast voor de Kattwykbrug in Hamburg, gelijk naar een Europese recorddiepte van 32m onder hoogwaterpeil. Figuur 2 – Impressie Neue Kattwyckbrücke. Figuur 3 – Bouwen betonnen pijler hangend aan staven. 40 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Figuur 4 – Fasering realisatie brugpijlers. Figuur 5 – Afzinksituatie pijler. 1234 8 567 is de bodemplaat middels 24 zware gewi-staven aan de staalconstructie verbonden en het ponton kon zo bij laagtij weer uit de kuip worden gevaren. Nadat de kuip volledig was gesloten, kon met de bouw van de pijler echt worden begonnen (2). Hangend aan de gewi-staven is betonpijler in slagen van ca. 5m afwisselend gebouwd en naar beneden gevijzeld (3+4). Nadat de constructie op de opgeschoonde bodem was gezet, kon de apparatuur voor het afzinken worden opgebouwd en de ophanging gecontroleerd worden verwijderd (5). Een spectaculaire bouwwijze op het water en dan moest het pneumatisch afzinken nog beginnen! Afzinkmethode Het afzinken van caissons, zeker pneumatisch, is een niet zo’n bekende techniek in de funderings- wereld. Toch bestaat deze techniek al 200 jaar en in Nederland al sinds het einde van de 19e eeuw. Het woord “pneumatisch” verwijst naar de toe- passing van verhoogde luchtdruk in de werkkamer onder een caisson, om zo een droge ruimte te creëren en het gecontroleerd verwijderen van grond mogelijk te maken. Tot halverwege de vorige eeuw traden er regelmatig ernstige onge- lukken op met de arbeiders die dit moesten uitvoe- ren. Zo ontstond de term “caissonziekte”, zonder dat er kennis was over de oorzaak, preventie en behandeling. Wel werden in Nederland begin 20e eeuw al wettelijke maatregelen genomen, bekend als het Caissonbesluit vallend onder de Mijnbouw- wet. Kennis en inzicht veranderden pas echt met de ontwikkeling van het duiken na de WOII, m.n. bij de marine. En in Nederland zeker ook door professionele inzet op grote waterbouwkundige projecten, zoals de Deltawerken. Tegenwoordig worden gespecialiseerde en gecertificeerde duikmedici opgeleid. Decompressie- en behande- lingstabellen zijn ontwikkeld met specifieke procedures voor caissonwerkers. VSF heeft met duizenden “droge duiken” op tal van projecten in Nederland aangetoond dat caissonwerk veilig kan worden uitgevoerd. To c h i s h e t w e r k e n o n d e r o v e r d r u k v e r r e v a n i d e a a l , ondanks dat de gezondheidsrisico’s minimaal zijn. Het werk is arbeidsintensief, m.n. in cohesieve grond en op grotere diepte. Grotere diepte betekent immers hogere waterdruk en dus hogere luchtdruk om de werkkamer droog te houden. De werktijden worden daarmee ernstig beperkt. Afzinken 2.0 Afzinken in Europa gebeurde tot heden met caissonwerkers in de werkkamer onder het caisson. Na insluizen van atmosferisch tot de ingestelde overdruk wordt dan meestal de grond met water- kanonnen gericht losgespoten. Met behulp van pompen wordt het mengsel van water en grond vervolgens tot buiten het caisson in bakken of een spoelveld gebracht. Soms, m.n. in steenachtige grond, wordt met kleine graafmachines gewerkt. De grond wordt in dat geval in kubels via een materialensluis naar buiten gebracht. Na elke shift klimmen de werkers naar boven naar de personensluis. In stappen en met beademing van zuiver zuurstof wordt er gecontroleerd gede- comprimeerd naar atmosferische druk. Voor een buitenstaander wordt dit vaak gezien als gevaarlijke en vuil werk, maar voor de direct betrokkenen zijn dit de mooiste projectervaringen die je kan hebben. Spelen met zand en water is je hele leven leuk en als geotechneut is het uniek om de grond eens echt te zien en te voelen tot grote diepte! Maar, zoals al geschreven, het werken onder over- druk met ploegen is zeker niet ideaal. Het is op ar- beidsintensief en daarmee minder concurrerend geworden dan bouwen in een bouwkuip. Ook is communicatie met de caissonwerkers lastig door de afgesloten ruimte en dat gaat ten koste van ef- ficiency. Een ontwikkeling naar een nieuwe versie afzinken was dus gewenst. Met projecten in porte- feuille als de de Neue Kattwykbrücke en ook de sluishoofden van de Nieuwe Zeesluis IJmuiden, kreeg Volker Staal en Funderingen de gelegenheid om hun marktleidersrol in deze techniek een extra boost te geven. Doel was dus om het afzinken afstand gestuurd te maken, zodat caissonwerker enkel nog voor montage en onderhoud onder overdruk hoeven te werken. Het hele proces van grond los maken, grondtransport in de werkkamer, grond verwijde- ren uit de werkkamer is in het ontwikkelingsproces beschouwd in tal van varianten, maar ook de aan- sturing: hydraulisch, elektrisch of pneumatisch voor de bewegingen, camera’s en sensoren voor de bewaking. Hierbij is nauw samengewerkt met ingenieursbureau en machinebouwer TMS. Een grote valkuil, bekend uit veel praktijkervaring, om een machine te willen bouwen bijna alles kan en overal geschikt is: Het zogenaamde schaap 41 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Figuur 6 – Graafarm in de werkkamer. Figuur 7 – Afstand gestuurd beheerst ontgraven. met de 5 poten. Dit is in de praktijk bijna altijd een mislukking. De kunst was dus een machine te ontwerpen en bouwen die geschikt is voor ca. 80% van het beoogde marktgebied, nieuw in zijn soort, maar wel robuust en betrouwbaar. In oostelijk Azië is men al ruim 20 jaar geleden begonnen met het mechaniseren van het afzinken. Daar is gekozen voor graafmachines opgehangen aan railconstructies. Afstand gestuurd wordt zo grond in kubels gedeponeerd, die via een mate- rialensluis omhoog uit de werkkamer worden gehesen, geleegd en weer worden ingesluisd. Dit systeem werkt in vrijwel alle grondsoorten en wordt grootschalig toegepast door m.n. Japanse bedrijven. Het heeft echter ook een groot nadeel, namelijk dat de productiviteit heel laag ligt. En verhoging van de productiviteit is nu juist het aspect dat verbeterd moest worden. Door VSF is daarom gekeken wat er al bestaat in de techniek van grondverzet en baggeren in Nederlandse en Vlaamse grondomstandigheden. Uiteindelijk heeft dat geleid tot een concept met snijkoppompen gemonteerd op een in 3-richtingen verplaatsbare arm. Gekozen is voor draaiarmen dit tot 14m uitschuifbaar zijn, voor een zo groot mogelijk bereik voor direct opbaggeren van bodemmateri- aal. Buiten het bereik is er een combinatie met krachtige op afstand bestuurbare jets, die aan het plafond van de werkkamer worden gemonteerd. Voor de baggerpopen zelf ko n worden gekozen uit bestaande producten. Beperking in gewicht, voldoende pompvermogen voor voldoende stroomsnelheid in de lange leidingen, een zo groot mogelijke doorlaatopening voor verpompen van grind, vormden de belangrijkste criteria bij deze keuze. Naast sensoren in de hydrauliek aansturing van de diverse motoren en de leidingen, is er tevens geïnvesteerd in camera’s geschikt voor de bijzon- dere omstandigheden die in de werkkamer kunnen optreden. Niet alleen de verhoogde luchtdruk is een factor, maar bij kleine drukverlagingen zal er al mistvorming optreden. Tijdens het jetten regent druppels met grond en door de verlichting bestaat het risico dat schittering of direct licht het beeld eerder zal verstoren dan ondersteunen. Kortom: drukvastheid, reinigingsystemen, hoge lichtge- voeligheid vormden de kernvoorwaarden bij de ontwikkeling van de camera’s in combinatie met een goed lichtplan. Uitgebreid te testen hoort vanzelfsprekend ook bij een dergelijke ontwikkeling. Het ontwerpproces werd gestuurd met uitgebreide reviews met diverse deskundigen. Een testopstelling werd gemaakt om de combinatie van jets, camera en ver- lichting te ontwikkelen. Toen de eerste machine werd geleverd is er een testlocatie gebouwd om de materieelsluis te plaatsen en daardoorheen de armconstructie op te bouwen. Dit om medewer- kers te trainen in de bediening, maar ook in mon- tage en demontage in een afgesloten werkruimte. Projectervaringen En dan moest het echt gebeuren. De pijlers waren inmiddels op de bodem van de Elbe gezet, dus op ca. 11m – NN. Het opbouwen van de luchtdruk- apparatuur in de NO-pijler is gestart in januari 2018. Vervolgens kon de materieelsluis worden gemonteerd. Het materieel werd in delen van maximaal 2 meter lengte in de werkkamer gebracht en gemonteerd. Hiervoor werd een tijdelijke materieelsluis op de vloer gemonteerd. Het afzinken kon zo beginnen in faseringsslagen van maximaal 5 m. Na elke afzinkfase kon de pijler weer verder worden opgebouwd, waarna weer een afzinkfase volgde. Zie afbeelding 3, fase 6 en 7. In totaal is elke pijler zo in 5 stappen afgezonken tot de einddiepte van meer dan 30m -NN. Op deze diepte is in de werkkamer alle apparatuur verwijderd. Daarna is de ruimte gevuld met beton als ballast voor voldoende veiligheid tegen opdrij- ven in de verdere bouwfase. Natuurlijk waren er enkele opstartproblemen en kinderziektes, maar deze bleven nog redelijk binnen de perken. Ook had de aanwezigheid van obstakels en puin in de bovenste grondlaag zo nu en dan schade aan de pompen tot gevolg. Maar reële vertraging is ontstaan door de eerder benoemde smeltwater- zandlaag onder de ZW-pijler. De toevoeging zand in de benaming van deze laag bleek behoorlijk misleidend. Bij het plaatsen van de HZ-wanden was er al grote weerstand gemerkt en bij het voorboren waren tal van stenen en keien omhoog gekomen. Gemeld werd dat een laag met stenen als een geul door de locatie liep met een breedte van ca. 6 m. Hoofdzakelijk zand en grind, maar met enige stenen en keien. Er moest toen wel rekening worden gehouden met enige vertraging, al is bewust gekozen voor pompen met een doorlaat van 100mm. De pomp kan dus stenen met een diameter tot 100 mm verwerken, zodat de vertragingshinder beperkt zou blijven. “Zou”, want de praktijk bleek nog zeer weerbarstig. Over nagenoeg het gehele oppervalk bleek een bijna 7m dik pakket van hoofdzakelijk stenen en keien te liggen, zwaar geconsolideerd. Losspuiten was nagenoeg onmo- gelijk, laat staan verpompen. In totaal moest bijna 750 ton aan keien uit het caisson worden verwij- derd door caissonwerkers! Een zeer zware klus, maar Sie haben es geschafft . De NO- en de ZW-pijler zijn respectievelijk op 22-8 en 1-10-2018 op einddiepte geplaatst. Ruim binnen de gestelde toleranties. To t s l o t Het afzinken van caissons is een mooie funderings- techniek, bedoeld voor constructies die op grotere diepte gebouwd moeten worden. Normaal wordt op maaiveldniveau gebouwd is dus geen diepe bouwkuip nodig met de daarbij behorende risico’s. Te c h n i e k e n o m d i e p e b o u w k u i p e n t e r e a l i s e r e n zijnde afgelopen decennia behoorlijk geëvolueerd. Met de ontwikkeling van een afstand gestuurde afzinkmethode heeft Volker Staal en Funderingen een grote stap voorwaarts gemaakt om een volwaardig alternatief te geven. Een ontwikkeling die alleen mogelijk is in samenwerking met diverse deskundigen, leveranciers en opdrachtgevers. Op dit moment worden de sluisdeurhoofden van de Nieuwe Zeesluis IJmuiden met gebouwd. Dit caissons met mega-afmetingen. Het buitenhoofd van 26x81m 2is nu op diepte geplaatst op 24,3m -/- NAP. Het binnenhoofd met 55x81m2 wordt het grootste caisson ooit gebouwd en zal tegen de zomer volgend jaar op 25,55m -/- NAP worden geplaatst. En dat binnen ongekende toleranties als torsie 50 mm, scheefstanden dwars en langs 0,3%, doch streefwaarde <0,1%. Daar gaan we dus voor met afzinken 2.0! ! 42 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Figuur 8 – Stenen en keien – een berg van obstakels. 20 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 Robb in Slu ijsmans Boskalis Jeroen D ijkstra Cofra B.V. I n 2014 heeft combinatie ‘Isala Delta’, bestaande uit Boskalis en Van Hattum en Blankevoort, van Rijkswaterstaat en de provincie Overijssel de opdracht gekregen voor het uitvoeren van het pro- ject Ruimte voor de Rivier IJsseldelta (www.ruim- tevoorderivierijsseldelta). Dit project valt onder een D&C contract. Onder- deel van het ruimte voor de rivier project is het ontwerpen en realiseren van een schut- en spuisluis in het Drontermeer ten zuiden van de huidige Roggebotsluis, zie figuur 1. Deze schut- en spui- sluis heet het Reevesluiscomplex. De sluis wordt grotendeels “in den droge” gebouwd met behulp van een werkeiland. Dit artikel geeft inzicht in de geotechnische uitdagingen (verweking, inbreng- baarheid funderingselementen) en oplossingen om de realisatie van het werkeiland en de installatie van de funderingselementen van de sluis tot een succes te maken. Verandering van ontwerp In het oorspronkelijke ontwerp (Fase 1) was het voorzien om op de locatie van het Reevesluiscom- plex twee keersluizen te realiseren, die ook wel “Reevedam” werden genoemd. Deze keersluizen zouden in 2025 omgebouwd worden naar het Reevesluiscomplex, bestaande uit een schut- en spuisluis. In een later stadium van de bouw is besloten om toch direct de schut- en spuisluis (Fase 2) te reali- seren en de keersluizen (Fase 1) daarmee te laten vervallen. Ten tijde van deze ontwerpwijziging waren al funderingselementen aangebracht (zie figuur 3), zoals prefab betonpalen (onder water) en damwanden. In figuur 2 worden de 3D modellen uit het DO van de twee fases weergegeven. Bij de bouw van het Reevesluiscomplex is gebruik gemaakt van een tijdelijk- en een permanent deel van een werkeiland opgebouwd uit zand, ook wel een landuitbreiding genoemd. Voordat dit werk- eiland aangebracht is, zijn de slappe toplagen onder het toekomstige eiland verwijderd. Dit om te kunnen voldoen aan een stabiel en betrouwbaar systeem. Het doel van het verwijderen van de slappe lagen was ook om de (rest)zettingen van het werkeiland te beperken en een fundering op staal van de gebouwen mogelijk te maken. figuur 3 geeft een aanzicht tijdens de bouwfase weer. Uitdagingen Het project kende de volgende specifieke uitda- gingen, hieronder afzonderlijk toegelicht: - Faseringsverandering in relatie tot de al aange- brachte palen - Realiseren en behouden van het werkeiland op een veilige en stabiele manier - Optimalisatie fundering gebouwen ten behoeve van circulaire economie - Inbrengbaarheid van funderingselementen na verdicht werkeiland. Geotechnische condities In figuur 4 wordt representatieve sondering ter plaatse van het Reevesluiscomplex gepresenteerd. De ondergrond bestaat uit een slappe toplaag (welke later deels is weggebaggerd) vanaf bodem- niveau tot ca. NAP -4 m / NAP -9 m. Vanaf onder- DE BOUW VAN EEN SLUISCOMPLEX: GEOTECHNISCHE UITDAGINGEN EN OPLOSSINGEN BIJ HET WERKEN MET EEN WERKEILAND Figuur 2 – Links Fase 1: keersluizen. Rechts Fase 2: schut- en spuisluis. Figuur 1 –Locatie Reevesluis-complex. Bron: Google Maps (14-05-2018). Johan van den BergVo l ke r I n f r a , e e n Ko n i n k l i j keVo l ke r We s s e l s o n d e r n e m i n g SAMENVATTING kant slappe toplaag tot ca. NAP -14,5 m is er een matig tot vast gepakte zandlaag aanwezig. Vanaf ca. NAP -14,5 m tot ca. NAP -18,0 m is er een over- geconsolideerde klei siltige laag aanwezig. Onder deze laag bevindt zich een zeer harde zandlaag waarbij conusweerstanden aanwezig zijn tot wel 40 MPa. Fasering van werkzaamheden Bij de transitie van de keersluisen (Fase 1) naar een schut- en spuisluis (Fase 2) waren de al gereali- seerde funderingselementen uit Fase 1, zoals prefab betonpalen vierkant 450 mm van het boven- hoofd en een aantal kistdamconstructies bij het bovenhoofd een gegeven, zie figuur 3. Vo o r a fg a a n d a a n d e s t a r t v a n Fa s e 2 i s b e g o n n e n met het ombouwen van de kistdammen (scope Fase 1) om goed aan te kunnen sluiten op deze fase. Er zijn damwanden getrokken en later in Fase 2 herplaatst. Daarbij zijn de tijdelijke- en defini- tieve verankeringsconstructies aangebracht en de kistdammen met hulp van een kraanschip aan- gevuld met zand vanaf NAP -6 m tot NAP +1 m. Vo o r a fg a a n d a a n h e t v u l l e n v a n d e k i s t d a m m e n is onderzocht welk type zand hiervoor het meest geschikt was. In het laboratorium zijn bij vast- gestelde (relatieve) dichtheden de sterkte- en stijfheidparameters bepaald en getoetst aan de ontwerpuitgangspunten. Na het vullen van de kist- dammen is de verdichting getoetst door middel van nasonderen. In figuur 5 is de fase weergegeven waarbij de kistdammen gevuld worden. Bij bouw- kuip bovenhoofd zijn ook tijdelijke stempels aan- gebracht om de krachten uit het aan te brengen 21 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 In het Drontermeer wordt een schut- en spuisluis gebouwd met behulp van een werkeiland dat is opgebouwd uit aangebracht zand. Het werkeiland is, na het aanbrengen ervan, verdicht met een dynamische compactie methode om een verwekingsvloeiing te voorkomen en een fundering op staal oplossing mogelijk te maken. Funderingselementen kunnen veilig en snel aangebracht worden vanaf een stabiel werkeiland Figuur 3 – Overzicht stand (29-11-2016) einde Fase 1 van zuid naar noord. Figuur 4 – Representatieve sondering Reeve- sluiscomplex. Figuur 5 – Overzicht ombouwfase (5-7-2017) t.b.v. aansluiting Fase 2. 22 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 werkeiland op te kunnen nemen. Daarmee worden ook de additionele horizontale vervormingen en snedekrachten op de aanwezige prefab beton- palen beheerst. Vo o r d e co n s t r u c t i e v a n h e t w e rke i l a n d i s , z o a l s aangegeven, de slappe bovenlaag verwijderd tot maximaal NAP -9m en vervolgens zand aan- gebracht met een kraanschip tot NAP +1,5m. Omdat de dichtheid van het zand bij deze aan- brengmethode relatief laag is, waren additionele maatregelen nodig om een veilig en stabiel eiland te krijgen tijdens alle bouwfasen. Hier wordt in een volgende paragraaf verder op ingegaan. Op basis van sonderingen in de aanvulling en het uitvoeren van een compactieproef met de Cofra Dynamic Compaction (CDC) techniek is een geschikt plan van aanpak opgesteld om tot de gestelde verdich- tingseisen te komen. Hiertoe zijn een minimale (voor de stabiliteit) en maximale verdichting (voor de installeerbaarheid van de damwanden en palen) vastgesteld. De verdichtingswerkzaamheden zijn vervolgens succesvol binnen de gestelde specifica- ties uitgevoerd. Voor funderingen op staal van de gebouwen is een extra verdichtingslag uitgevoerd. Na afloop van de compactiewerkzaamheden zijn vanaf het verdichte eiland betonpalen en dam- wanden aangebracht inclusief de kistdammen. In figuur 6 wordt de ligging van het werkeiland weergegeven van zuid naar noord. Daarnaast is hier te zien hoe de eerste funderingspalen aangebracht werd. De gereedgekomen bouwkuipen zijn vervolgens ontgraven, waarna onderwaterbeton en beton- werk is aangebracht. Na het plaatsen van de sluisdeuren en het tot stand komen van het sluis- terrein wordt de schutsluis naar verwachting in november 2019 opengesteld voor scheepvaart, zodat doorgegaan kan worden met de bouw van de spuisluis. Stabiliteit van het werkeiland In het ontwerp van het werkeiland is in detail gekeken naar de taludstabiliteit. Er waren beper- kingen en uitgangspunten vanwege het open- houden van de vaargeul. Daarnaast was er de wens om een zo groot mogelijk oppervlak van de werk- vloer te krijgen in verband met de uitvoerbaarheid. Op basis daarvan is een ontwerp gemaakt met een relatief steil onderwatertalud. Dit ontwerp gaf aan dat tijdens en na het aanbrengen van het zand in het werkeiland de taludstabiliteit kritisch kon zijn in relatie tot de werkzaamheden die zouden gaan plaatsvinden. Ta ludinstabiliteit kan optreden door één of meer- dere oorzaken, zoals het verlies van macro-even- wicht, het uitspoelen van zand, bresvloeiing en verwekingsvloeiing. In Nederland wordt voor de laatste twee termen vaak de term zettingsvloeiing gebruikt. Het schadeprofiel na optreden is voor beide mechanismen vergelijkbaar, met zeer flauwe taluds tot gevolg. Hierbij een beknopte toelichting op deze mechanismen: - Een statische verwekingsvloeiing is een zeer snel optredend mechanisme in losgepakt zand dat ont- staat als het zand verweekt en een permanente, aandrijvende schuifbelasting aanwezig is, als bij een talud. Het wordt vaak aangeduid als ongedrai- neerd gedrag. In internationale literatuur wordt een verwekingsvloeiing waarbij zeer grote ver- plaatsingen kunnen optreden onderverdeeld in een “flow liquefaction” of “static liquefaction” en “cyclic liquefaction”, zie bijvoorbeeld Jefferies & Been (2015). Het verschil is de manier waarop de plastische volumerekken worden gegenereerd. - Een bresvloeiing ontstaat door een lokale verstei- ling (bres) die door progressief bezwijken en erosie langzaam groeit. Hij kan ontstaan in los- en in vastgepakt zand. De ophoging van het werkeiland op de zandige ondergrond, na het verwijderen van de samen- drukbare lagen, is uitgevoerd met een 1:4 talud, grotendeels onder water gelegen. Maatgevend voor de analyse van de taludstabiliteit was in dit geval naast een statische, een cyclische ver- wekingsvloeiing. Dit kan optreden tijdens en na het aanbrengen van het werkeiland (statisch) of op het moment dat het werkeiland / de ophoging wordt verdicht, de palen worden geheid of damwanden ingetrild (cyclisch). De analyse van de stabiliteit voor dit werk is initieel gemaakt voor een statische verwekingsvloeiing. Een trigger hiervoor kan een plotselinge span- ningsverandering zijn (tijdens ophogen, talud baggeren etc.). Naast de geometrie zijn de speci- fieke eigenschappen van het zand en de dichtheid van het zandpakket hierbij belangrijk. Op het moment dat deze analyses werden gemaakt, waren er geen proefresultaten op het zand beschikbaar. Daarom is gebruik gemaakt van de ervaring in andere projecten en literatuur, waarin de beno- digde resultaten van veel verschillende ongedrai- neerde proeven zijn gerapporteerd. De dichtheid van het gerealiseerde zandpakket is sterk afhankelijk van de aanbrengmethode. In de literatuur zijn hiervoor verschillende richtwaar- den gegeven, maar zoals aangegeven in Sladen et al. (1989) kent deze relatieve dichtheid een variatie van 10% tot 70%. In de Hydraulic Fill Manual (van’t Hoff & van der Kolff, 2012) zijn richtwaarden aangegeven variërend van 20% tot 60%, waarbij wordt opgemerkt dat dit zeer algemene waarden zijn en in de praktijk grote variaties kunnen optre- den. Voor het aangebrachte zand is veiligheids- halve uitgegaan van een lage relatieve dicht- heid waarbij het als verwekingsgevoelig wordt gemodelleerd. Het gedrag is naast de relatieve dichtheid ook sterk afhankelijk van het spanningsniveau in het betreffende pakket. Hiervoor is de term “state parameter” !gehanteerd, zie Been & Jefferies (2015). Voor de talud stabiliteitsanalyses waarbij rekening wordt gehouden met het optreden van verweking, is een statisch vervloeiingsmodel ontwikkeld. Het principe van dit model berust Figuur 6 – Overzicht (8-2-2018) ligging werkeiland RSC van zuid naar noord. 23 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 op het bepalen van de marge tot initiatie van een verwekingsvloeiing, zie Mathijssen et al. (2015) voor meer informatie hierover. De conclusie uit deze analyse was dat de kans op een verwekingsvloeiing tijdens het inbrengen van de palen en damwanden te groot was, met als gevolg dat de veiligheid van de mensen en het equipment niet gewaarborgd kon worden en er kans op stremming van de vaargeul zou zijn. Ontoelaatbaar, en reden waarom, na een kosten- batenanalyse van andere mogelijkheden als een steenbestorting en/of een flauwer talud, er besloten is om voor het aanbrengen van de funde- ringselementen het werkeiland op de kritieke delen te verdichten met CDC. Daarbij is specifieke aandacht besteed aan het werkplan en de veilig- heid van de machine en personeel tijdens de uit- voering. Omdat de machine lokaal laag frequente trillingen met hoge intensiteit genereerd, was er tijdens de werkzaamheden nog steeds een kans aanwezig op een lokale verwekingsvloeiing. Voor en na het verd ichten zijn er sonderingen uitgevoerd, zie figuur 7 voor een typisch resultaat van de sonderingen. De relatieve dichtheid is bepaald met de Baldi correlatie (Baldi, 1986) aan- gezien deze methode het meest geschikt is bevon- den voor het toegepaste zand. De relatieve dichtheid na het aanbrengen, door het er droog in te rijden, was circa 10% en een state parameter van circa 0,05. Met de CDC is een verdichting bereikt van de losgepakte zandlagen tot een maximale diepte van circa 8 à 9m. De relatieve dichtheid na het verdichten is circa 100% dicht onder het maaiveld en neemt af tot circa 50% op de maximaal bereikte diepte. Na het verdichten bleek de kans op een taludinsta- biliteit aanzienlijk verkleind (voorkomen verwe- kingsvloeiing), waarmee het risicoprofiel accep- tabel werd bevonden om de vervolgwerkzaamheden op het werkeiland uit te kunnen gaan voeren. CDC compactie De CDC techniek is een verdichtingstechniek waar- bij, door middel van het herhaaldelijk laten vallen van een 16 tons valgewicht op een met de grond in contact blijvende voet, de ondergrond wordt verdicht tot een diepte van 7 à 8 meter (zie figuur 8 en 9). Het gebruik van GPS positionering en het inladen en visueel weergeven van tekeningen aan de machinist geven deze de mogelijkheid de compactie gecontroleerd op vooraf bepaalde locaties te laten plaatsvinden. Naast positie wordt ook de compactiedata direct visueel gemaakt aan de machinist, waardoor er gewerkt kan worden op diverse stopcriteria als bijvoorbeeld de zakking van de voet (vergelijkbaar met het kalenderen tijdens het heien van funderingspalen). Vo o r a a nv a n g v a n d e verd i cht i n g s w e rk z a a m h e d e n werd eerst gestart met een compactieproef. Dit is noodzakelijk omdat de benodigde verdichtings- parameters van meerdere factoren afhangen. Bijvoorbeeld de eisen in relatie tot de initiële pak- king, de waterstand, de hoeveelheid fines, de doorlatendheid en hoekigheid van het zand. Het primaire doel van deze proef was om de hoeveelheid energie (het aantal slagen onder volle valhoogte) en de gridafstand van de compactie- punten te bepalen om in dit geval binnen de vooraf bepaalde bandbreedte te blijven. Deze was enerzijds ingegeven door de minimaal te behalen relatieve dichtheid vanuit stabiliteitsoogpunt en anderzijds door de wens om, bij het voorziene equipment, geen vertraging te gaan ondervinden met installeerbaarheid van de funderingspalen en damwanden. De minimaal benodigde conusweer- stand is weergegeven in figuur 7. De maximaal benodigde conusweerstand was vastgesteld op 10 MPa waarbij kleine overschrijdingen zijn toe- gestaan. De locatie van de proef werd gekozen in de sluis- kolk, buiten de kritische zone van de stabiliteit en het toekomstige werk. Bij aanvang van de proef werden de eerste sonderingen van de aanvulling gemaakt, waarna direct de uitvoering van de proef werd gestart. Bij de eerste slagen met de hamer bleek dat door de zeer losse pakking van het zand een snelle en grote volumeverandering optrad met hoge wateroverspanningen vervloeiing tot gevolg. In samenspraak met de geotechnische ingenieurs van Cofra en Isala Delta is de werkvolgorde van de compactie aangepast om op een veiliger manier de eisen te behalen. Door eerst een ‘voorbehande- ling’ aan het zand te geven met een minimale energie door aanpassing van de valhoogte van het gewicht werd vervloeiing voorkomen en is de grond in een hogere dichtheid gebracht, waarop het mogelijk was om met volle valhoogte te gaan slaan. Deze volle valhoogte was noodzakelijk om de benodigde diepte-invloed te halen. Figuur 7 – Sondering voor en na verdichten op dezelfde locatie. De bodem bestaat met name uit zand met enkele dieper gelegen dunne siltlaagjes vanaf een diepte van circa NAP-7m à NAP-8m. Figuur 8 – Schematische weergave CDC techniek. 24 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 In totaal zijn vier proefvakken geslagen met verschillende energieniveaus, op basis waarvan een werkmethode voor de compactie is bepaald. Op basis van de voor- en na- CPT’s is vervolgens besloten om in het werk voor de tweede passage een 3,25m stramien en 25 slagen op volle val- hoogte toe te passen. De resultaten in het werk bleken goed overeen te komen met de proefresul- taten. In eerste instantie is gekozen om de CDC techniek enkel toe te passen in het gebied waar de stabili- teit van het onderwatertalud gevaar zou kunnen lopen tijdens het inbrengen van de prefab beton- palen en damwanden. Dit is gedurende het werk, mede door het verkregen inzicht in de pakking van het zand, aangepast met twee extra gebieden: - De ondergrond van de gebouwen. Hier is gekozen om een maximale verdichting toe te passen om een paalfundatie uit te sparen. Daarmee is een meer circulaire oplossing van de fundatie gereali- seerd; - De overige omliggende gebieden rond de gebou- wen, om daarmee een veilig en begaanbaar werk- eiland te creëren voor de bouwfase, maar ook voor de toekomstige activiteiten van de opdracht- gever. Er is voor beide gebieden een specifieke werk- methode gekozen. Om tijdens de compactie naast het talud de kans op bezwijken te minimaliseren is een werkvolgorde gebruikt waarbij het overspannen water de ruimte en de tijd kreeg om af te stromen. Goede werk- instructies, een specifieke positionering en werk- volgorde van de kraan en intensieve monitoring van de compactie zorgden voor een veilige en werkbare uitvoeringsmethode. De combinatie van de maatregelen heeft een uitstekende werking gehad. Uitvoering van CDC compactie met behulp van GPS positionering maakte het mogelijk om zonder uitzetten de verschillende stramienmaten te slaan. Zo werd het compactiegrid rond de damwanden vergroot om de installeerbaarheid daarvan niet nadelig te beïnvloeden. Verder zorgt het systeem voor de registratie van het uitgevoerde werk conform het plan. Installatie palen en damwanden De inbrengbaarheid van de funderingselementen (damwanden AZ18-700 / AZ26-700 / AZ28-700 en prefab betonpalen vierkant 450mm) zijn in de voorbereiding uitvoerig beschouwd. Daarbij is ook de opgedane ervaring uit andere projecten en Fase 1 (Reevedam) gebruikt bij de inbreng- baarheidsanalyses voor Fase 2. Bij deze analyses is ook gebruik gemaakt van het computerprogramme “GRLWEAP”. Dit is een eendimensionaal golf vergelijkingsanalyseprogramma om bewegingen en krachten in de funderingspaal te simuleren, als deze wordt aangedreven door een impact- of vibratiehamer. De heiweerstand voor de funderingspalen is vooraf bepaald aan de hand van het grondmodel voor het voorspellen van de paal-inbrengbaarheid op basis van CPT interpretaties zoals beschreven door T. Alm en L. Hamre (2001). Hierbij is ook onder- scheidt gemaakt in de hoeveelheid invloedspalen die aanwezig zijn tijdens installatie. Dit resulteert in een additionele verdichting (f1 factor uit NEN 9997-1) van het niet cohesief grondpakket, wat resulteert in een hogere heiweerstand. In figuur 10 worden de resultaten van de inbrengbaarheidsana- lyse gepresenteerd waarbij maximaal drie invloed- spalen aanwezig zijn. Links in figuur 10 worden de resultaten van de druk- en trekspanningen in de paal en de Blow Count gecombineerd met de heiweerstand en valhoogte over de Drive weer- gegeven. Rechts in figuur 10 zijn de invoer gege- vens van de analyse weergegeven. In figuur 11 is te zien hoe de betonpalen van het benedenhoofd vanaf het werkeiland met een 100 tons kraan verdiept worden weggeslagen. Het werknivo is tijdens installatie ca. NAP +1 m en paal- puntniveau bedraagt NAP -21 m. De gemiddelde waterstand op het Drontermeer bedraagt ca. NAP Figuur 9 – CDC uitvoering op het werkeiland (9-1-2018). Figuur 10 – Inbrengbaar- heidsanalyse prefab betonpaal vierkant 450 mm bij drie invloedspalen. 25 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 0 m. Tijdens de uitvoering van de funderingspalen en damwanden vonden visuele inspecties plaats om stabiliteit van het werkeiland extra te waar- borgen. Daarbij is vastgesteld dat er zich tijdens de uitvoering van de funderingselementen geen scheuren of stabiliteitsproblemen waren. In figuur 12 wordt een samenvatting gegeven van de in- en output van de inbrengbaarheidsanalyses Fase 1 en 2 en de daarbij opgedane praktijkerva- ringen. Geconcludeerd wordt dat de resultaten uit de inbrengbaarheidsanalyes zowel in Fase 1 als Fase 2 goed overeenkwamen met de prakijk. Het loont om een uitgebreide inbrengbaarheidsanalyse uit te voeren in het VO. Hiermee worden de risico’s met betrekking tot paalinstallatie goed in kaart gebracht. Faalkosten worden daarmee voorkomen. Conclusie In de ontwerpfase is onderzoek gedaan naar de verwekingsgevoeligheid van het aan te brengen losgepakte zand in het werkeiland. De conclusie uit dit onderzoek was dat de kans op verwerkings- vloeiing tijdens inbrengen van de palen en dam- wanden te groot was en de stabiliteit tijdens uitvoering niet gewaarborgd kon zijn. Om deze reden is er aanvulende verdichting van het los- gepakt zandpakket uitgevoerd met compactie- methode CDC. Ook zijn de locaties waar gebouwen moesten komen extra verdicht en is daarmee een paalfundatie uitgespaard gebleven. Hiermee is een meer circulaire oplossing van de fundatie gereali- seerd. De funderingspalen en damwanden van de schutsluis zijn vanaf een stabiele ondergrond aangebracht. De inbrengbaarheid van de funde- ringspalen en damwanden is goed verlopen. De praktijkervaring kwam goed overeen met de inbrengbaarheidsanalyses. Referenties - Baldi, G. (1986). Interpretation of CPT's and CPTU's. 2nd Part: Drained penetration of sands. Proc. IV Int. Geotech. Sem., Singapore. - van't Hoff, J., & van der Kolff, A. N. (2012).!Hy- draulic Fill Manual: For Dredging and Reclamation Works. CRC press. - Jefferies, M., & Been, K. (2015). Soil liquefaction: a critical state approach. CRC press. - Mathijssen, F.A.J.M., de Jager, R.R., & Hooiveld, B.J. (2015). Reliability Based Design of Dredge Sludge Depot for Mechanism Static Liquefaction. IOS Press. - Sladen, J. A., & Hewitt, K. J. (1989). Influence of placement method on the in situ density of hy- draulic sand fills. Canadian Geotechnical Journal, 26(3), 453-466. - Alm, T., & Hamre, L. (2002). Soil model for pile driveability predictions based on CPT interpreta- tions. In!Proceedings of The International Confe- rence on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering!(Vol. 2, pp. 1297-1302). AA BAL- KEMA PUBLISHERS. ! Figuur 11 – Installatie prefab betonpalen vierkant 450 vanaf werkeiland bij het benedenhoofd (15-2-2018). Figuur 12 – Overzicht inbrengbaarheidsanalyses en ervaringen uit Fase 1 en 2. 64 GEOKUNST DECEMBER 2018 O m de vier jaar is er de internationale confe- rentie over geokunststoffen. De 11e in de reeks was in Seoul, Zuid-Korea, in september van dit jaar. Ruim 1200 deelnemers kwamen naar het immense COEX-gebouw in Seoul, waar je einde- loos kan (ver)dwalen. Voor ons is Seoul ver weg, dus waren er dit keer wat minder Europeanen, en meer Aziaten. Net als altijd presenteerden verschillende Aziatische landen mooi onderzoek: grote proefopstellingen en geavanceerde bereke- ningstechnieken. Het Nederlandse Chapter van de International Geosynthetics Society heeft zich goed gepro- fileerd. Op de eerste dag gaf Suzanne van Eekelen een hele dag cursus over het ontwerpen van paalmatrassen. Lars Vollmert van NAUE Duitsland verzorgde daarbij een presentatie met praktijk- voorbeelden en tips & tricks. De!cursus was goed volgeboekt: 87 deelnemers uit 32 landen. Daarnaast gaf Adam Bezuijen twee presentaties: eentje over vallende stenen op geotextiel, binnen- kort volgt daarover een artikel in de Geokunst. Een tweede over nat-en-droog cycli bij een bentonietmat (GCL, Geosynthetic Clay Liner). Adam liet een vergelijking zien tussen de prestaties van een normale bentonietmat en één die is gemaakt van met polymeer verbeterde bentoniet. De klei is daarbij met een polymeer versterkt volgens het zogenaamde HYPER Clay-procedé. De bentonietmat met deze versterkte klei blijkt tijdens vijf nat- en droog-cycli met zeewater, een orde lagere doorlatendheid te hebben dan een bentonietmat met gewoon bentoniet. De versterkte klei presteert dus beter. Na de vierde cyclus was de doorlatendheid voor de niet behandelde bentoniet orde 10 -8m/s en voor met polymeer versterkte bentoniet lager dan 10 -9m/s. Key notes Na de eerste dag met short courses, volgden de tweede dag alle key notes op een rij. Dat was heel overzichtelijk. Voor de key notes waren vooral oude bekenden gevraagd. Veel mensen kenden hen, en vaak ook hun verhaal al wel. Toch waren er ook wat nieuwe geluiden. Zo ging de Franse Nathalie Touze-Foltz in haar Giroud-lezing in op de millennium doelen van de VN, waarbij ze vooral inging op de vraag: ‘Welk onderzoek aan geo- kunststoffen levert winst voor deze doelen?’ To u z e - F o l t z a n a l y s e e r d e r e c e n t e l e z i n g e n e n papers over geokunststoffen om te zien waar geokunststoffen kunnen bijdragen aan voldoende water en voedsel van goede kwaliteit voor iedereen, het beschermen van het milieu, het mitigeren van de gevolgen van natuurrampen en economische oplossingen. In de wandelgangen heeft Adam nog wat met haar nagepraat over de vraag in hoeverre geosynthetica zelf een onderdeel van het milieuprobleem kunnen worden, met de verhalen over plastic-soep in het achterhoofd. Vo lgens To uze-Foltz zou dat kunnen, maar ko n ze daar nog niets over melden omdat er nog nauwelijks onderzoek naar is gedaan. Misschien is er over 4 jaar meer over te zeggen bij het volgende congres. 11 TH ICG CONFERENTIE: GEOKUNSTSTOFFEN IN SEOUL, ZUID-KOREA Figuur 1 – Suzanne in actie (foto: Lars Vollmert) Figuur 2 – Dit gaat mis: een dijk bekleed met beton. Het beton ’drijft’ weg bij een tsunami (Bron: Kuwano et al., 2018). prof. dr. ir. Adam BezuijenUniversiteit Gent en Deltares dr. ir. Suzanne van EekelenDeltares ir. Max NodsGesyso, GE Systems & Solutions bv Vanuit Japan kwamen twee grote verhalen. Prof. Jiro Kuwano van de Saitama Universiteit begon met een overzicht van de rampen die Japan hebben getroffen de afgelopen jaren. Je krijgt tranen in je ogen van zoveel aardbevingen, tsunami’s en andere overstromingen en dijkdoorbraken door extreme regenval (tot 1,8 meter regen in een paar dagen tijd!). ’Tsunami’ is niet voor niets een Japans woord dat in iedere andere taal is overgenomen. Bijna altijd zijn er veel doden te betreuren bij deze rampen. Alleen al bij de tsunami van 2011 kwamen rond de 20.000 mensen om. Japan heeft enorm geïnvesteerd in onderzoek en ontwikkeling om de gevolgen van deze rampen te bestrijden. Maar hoe maak je 30.000 km zeekust tsunami-bestendig? Japan onderzoekt en leert veel van de veelvuldige rampen en de bijbehorende schadegevallen of juist de constructies die heel blijven. Zo ondervonden ze dat een zeedijk die is bekleed met beton niet heel blijft bij een tsunami, en al helemaal niet in combinatie met een zware aardbeving (figuur 2). Een alternatieve constructie waarbij geokunststof de betonplaten op een flexible manier vasthoudt (figuur 3) werkt wel goed. Zelfs bij een zware aardbeving en/of een tsunami blijft deze constructie intact. Nog een les: de voet van een gewapende wand moet minimaal 1,5 meter onder maaiveld liggen, en alle aansluitingen van de gewapende wand moeten goed dicht zijn gemaakt. Anders worden dit de plekken waar erosie leidt tot ontgronding, wat alsnog snel kan leiden tot een dijkdoorbraak. Helpt zo’n erosiebestendige dijk? Zeker wel: de energie van de tsunami wordt gereduceerd. Maar het is niet genoeg. Achter de zeedijk van gewapende grond volgt idealiter nog een weg of een spoorbaan op een hoge, tsunami-bestendige aardebaan. Ook deze grondlichamen worden overspoeld bij een tsunami, dat kan ook moeilijk anders met een 15 meter hoge vloedgolf. Maar ze moeten wel heel blijven en de energie van de tsunami zo goed mogelijk breken. In het ideale plaatje volgt dan nog een stuk landbouwgrond, om de energie van de tsunami verder te breken. Maar Japan is te dicht bevolkt om overal dat ideale plaatje waar te kunnen maken. Prof. Fumio Tatsuoka uit Tokyo verzorgde de tweede Japanse key note. Tatsuoka heeft heel veel ervaring in het aardbevings- en tsunami-bestendig bouwen van spoorwegen. Al een poosje mag in Japan een steilwand voor het spoor alleen worden gebouwd met gewapende grond. Betonnen L-muren bezwijken bij een aardbeving, waar met geokunststof gewapende grond heel blijft. Nu heeft Tatsuoka ook een integraal- brug ontwikkeld. Daarbij wordt het brugdek geïntegreerd met steilwanden van gewapende grond met daaraan verankerd een meedragende betonwand over de volle hoogte. Deze constructie is aardbevings- en tsunami-bestendig. Daarmee gebouwd zullen de bruggen en viaducten niet meer massaal wegspoelen bij een tsunami, wat tot nu toe wel gebeurde. De constructie is niet toepasbaar voor heel grote overspanningen, omdat dan de thermische spanningen te hoog zouden worden. Volgens Tatsuoka voldoet de constructie heel goed bij overspanningen tot 60 m en hij denkt dat ook 100 m haalbaar is. Prof. Kerry Rowe van Queens University in Canada gaf een mooi overzicht over het onderzoek dat is uitgevoerd aan bentonietmatten (Geosynthetic Clay Liner, GCL). Een interessant aspect was hoe hij de vochtuitwisseling tussen de GCL en de ondergrond uitwerkte. Een GCL moet vochtig worden om een afdichtende werking te hebben. Omdat bentoniet heel hygroscopisch (water- aantrekkend) is, wordt over het algemeen aan- genomen dat vocht uit het onderliggende zand naar de bentoniet wordt getrokken. Hierbij zijn 65 GEOKUNST DECEMBER 2018 Figuur 3 – Dit gaat wel goed: de betonnen platen worden verankerd met geokunststof (Bron: Kuwano et al., 2018). SAMENVATTING De 11e Internationale Geokunstoffen Conferentie in Seoul had 1200 deel- nemers, 600 presentaties, honderden posters en een beurs met meer dan 100 bedrijven. Zo’n groot congres is onmogelijk samen te vatten in één Geokunst artikel en als je aan deelnemers vraagt wat zij vermeldenswaardig vinden, zal dat verschillende antwoorden opleveren. Hieronder de subjectieve keuze van de auteurs wat zij interessant vonden. Het is dus niet echt een verslag, maar wel een aanmoediging om de proceedings eens door te bladeren. Helaas niet open source beschikbaar maar u weet vast iemand te vinden die ze heeft. Een aantal papers wordt gepubliceerd in specia le uitgaven van de tijdschriften Geotextiles and Geomembranes, Geosynthetics International, en Soil & Foundation. echter volgens Rowe twee kanttekeningen te maken: - Wanneer de ondergrond uit grof zand bestaat is de capillaire werking gering. Als de freatische lijn dan onder de GCL ligt wordt het vochtgehalte in het grove zand zo laag dat het bentoniet heel weinig vocht op zal nemen en dus niet goed zal werken als afdichting. - Als het water in het zand veel ionen bevat, zal de doorlatendheid juist toenemen als dit water door de bentoniet wordt opgezogen, omdat de eigenschappen van de bentoniet door de ionen worden aangetast. De key notes uit Europa werden verzorgd door prof. Martin Ziegler van de Universiteit van Aken (Duitsland) en prof. Neil Dixon van de Lough- borough Universiteit (Verenigd Koninkrijk). Ziegler ging in op wapeningsfunctie van geokunst- stoffen. Hij wees op de vele jaren ervaring (al 50 jaar!) in de toepassing van vliezen (non-wovens) en weefsels in funderingslagen van wegen, en de toepassing in eerste instantie in kleinere steile taluds en keerwanden gewapend met geokunststoffen. Door de ontwikkeling van hogesterkte-weefsels en geogrids is de toepassing ervan de laatste jaren enorm toegenomen. Ziegler memoreerde de belangrijkste voordelen van ge- okunststoffen als wapening: minder kosten, min- der moeite bij de bouw, minder energievraag, en minder gebruik van primaire grondstoffen. Daar- naast gedragen gewapende-grondconstructies zich zeer ductiel, ze hebben meer capaciteit om (ongelijkmatige) zettingen op te nemen dan starre constructies. Vaak blijkt in de praktijk dat gewapende-grondconstructies veel ‘reserve’- capaciteit (meer sterkte en minder vervorming) hebben, meer dan op grond van het ontwerp verwacht mag worden. Ziegler heeft zich met zijn onderzoeksteam op deze extra capaciteit gestort en zich verdiept in de interactie op micro- en macroschaal van geogrids en grond. Modellen voor beide schalen worden voorgesteld. Ziegler sprak de hoop uit dat hun onderzoek zal leiden tot beter begrip van de interactie tussen geogrid en grond, en uiteindelijk tot verbeterde efficiëntie van bestaande rekenmodellen. Meer onderzoek is daarvoor nodig. Dixon ging nader in op de grote uitdagingen waar de wereld zich snel op moet focussen: de verandering van het klimaat en het tekort aan grondstoffen, en op de bijdrage die geokunststof- fen aan de oplossing kunnen leveren. De vraag is daarbij hoe de bijdrage van geokunststoffen kan worden gekwantificeerd. Bekend zijn inmiddels de methodes voor het vaststellen van de CO 2-voet- afdruk (foot print) van infra-projecten. Hierbij wordt naar alle fasen gekeken, van grondstof- winning via logistiek en productie naar de bouw- fasen en hergebruik na de gebruiksduur. Dixon ging een stap verder. Vele uitgevoerde constructies hebben een ontwerplevensduur van 100 of 120 jaar. Dixon vroeg zich af wat de gevolgen van de klimaatverandering over de resterende levensduur kunnen zijn, nu de uitgangspunten mogelijk anders zijn. Denk aan de rijzende zeespiegel, de kans op overstromingen, stormen en dergelijke. Dixon stelde dat de klimaatveran dering al in de uitgangs- punten voor het ontwerp van infrastructurele werken meegenomen zou moeten worden. Hier ligt nog een serieuze uitdaging, en Dixon nodigde ontwerpers uit om geokunststof-specialisten op een pro-actieve manier te betrekken. Prof. Jorge Zornberg van de Universiteit van Austin (Texas) verzorgde de key note als afvaardiging van Noord- en Zuid-Amerika. Hij keek voornamelijk naar wegenbouwtoepassingen, en benadrukte de voordelen van geokunststoffen aan de hand van zes concrete toepassingen. Zornberg besprak de belangrijkste voordelen van de geokunststof- oplossingen, en legde daarbij nadruk op de duur- zaamheidsvoordelen (sustainability). Zornberg vond dat er nog enorm veel te winnen is omdat er wereldwijd nog maar relatief weinig geokunst- stoffen in de wegenbouw worden ingezet. Prof. Eun Chul Shin van de Incheon National University in Korea ging in een speciale voordracht in op de Koreaanse ervaringen met geokunststof- fen. Korea blijkt al decennia een grootverbruiker te zijn, bijna 100 miljoen m 2per jaar. Meer dan 40% zijn non-wovens en weefsels, maar ook geogrids en andere geokunststoffen worden veel gebruikt. Dit is mede gevolg van het feit dat Zuid-Korea voor meer dan 70% uit bergen bestaat, en aan drie zijden omringd wordt door zee. Dat betekent dat minder goede gronden door grond- verbeteringstechnieken bruikbaar gemaakt moe- ten worden, en dat er veel aan landaanwinning wordt gedaan. Geokunststoffen zijn daarbij nood- zakelijk, denk aan gewapende grond, verticale drains, wapening van aardebanen op slappe grond en kustverdediging. Zuid-Korea heeft ook een sterk ontwikkelde eigen geokunststoffen-indus- trie, die prominent vertegenwoordigd was op de beurs. Te c h n i s c h e s e s s i e s Ook tijdens de technische sessies vielen ons een aantal interessante ontwikkelingen op. Tr a d i t i o n e e l w o r d e n g e o t u b e s v o o r t o e p a s s i n g e n in de kustwaterbouw gevuld met zand. Omdat in Singapore zand schaars is wordt daar geëxperi- menteerd met geotextiele tubes die gevuld zijn met baggerslib met een watergehalte van 140 tot 66 GEOKUNST DECEMBER 2018 Figuur 4 – Deformatie van de geotube na de eerste en tweede keer vullen met baggerslib. (Chew et al., 2018) 165% en een dichtheid van 12,5 tot 13,5 kN/m 3 met daarin 5% cement (gewichtsprocent gebaseerd op het droge-stof gehalte). Vullen met baggerslib geeft een zeer weinig vormvaste tube. Door de toevoeging van 5% cement wordt dit op den duur beter. In eerste instantie heeft de cement echter nog niet veel invloed en is de tube dus nog steeds niet echt vormvast. Bij de experimenten bleek dit doordat de tube ging rollen (figuur 4). Het is dus wel zaak om de tube degelijk te verankeren. Er waren nog verschillende andere toepassingen van geotextiele tubes en zandzakken. Bij één sessie was de voorzitter, een man met decennia ervaring op dit gebied, van mening dat er duidelijk vooruitgang wordt geboekt. Adam was minder onder de indruk en sprak hier de voorzitter na afloop van de sessie op aan. Met de microfoon uit schetste deze een minder rooskleurig beeld. Inderdaad, aan teenconstructies wordt bij veel constructies nog te weinig aandacht besteed. Ern- stiger was volgens hem dat dit soort constructies nog te vaak ‘ad hoc’ constructies zijn: in een delta ontstaat ergens te veel erosie, er worden wat zand- zakken of een tube neergelegd, met als gevolg dat de erosie zich verplaatst. Er is volgens hem geen overall-visie op erosie-beperking in een hele delta. Op het gebied van verouderingsonderzoek presen- teerde het Duitse SKZ – German Plastic Center een studie over de autoclaafproef en een vergelijking met de oventest. Deze experimenten worden gebruikt om de gevoeligheid van kunststoffen voor oxidatie vast te stellen. Bij een oventest wordt alleen de temperatuur verhoogd. Een hogere temperatuur leidt tot een snellere veroudering. Bij de autoclaafproef is het mogelijk om ook de zuurstofdruk te verhogen en agressieve vloeistoffen toe te voegen. Een hogere zuurstof- druk levert een snellere veroudering. De resultaten kunnen worden omgerekend tot wat te verwach- ten is bij kamertemperatuur en normale zuurstof- spanning met behulp van de uit de chemie bekende Arrhenius-relatie voor reactiesnelheden. Met de autoclaafproeven bepaalden de onder- zoekers de temperatuur- en zuurstofconcentratie- afhankelijkheid van de tijd tot falen (de ver- oudering). In figuur 5 is de relatie weergegeven tussen de logaritme van de concentratie, de inverse van de temperatuur 1/T (T in K) en de logaritme van de verouderingstijd (in seconden). Verd er bleek dat de vero udering in een autoclaaf met een monster in water met een pH van 10 veel sneller gaat dan in een oventest, waarbij het monster aan lucht is blootgesteld. De tests zijn dus niet 1-op-1 vergelijkbaar. Het was voor ons uit Europa deze keer een verre reis, de vorige Internationale Geokunststoffen Conferentie was in Berlijn. Door de vele contacten en het overzicht dat werd geboden over de nieuwste ontwikkelingen in de geokunststoffen- wereld, was het zeker de moeite waard. De auteurs hopen dat deze impressie een aanmoediging is om de proceedings eens door te bladeren. Helaas zijn deze niet open source beschikbaar maar een aantal papers wordt gepubliceerd in speciale uitgaven van de tijdschriften Geotextiles and Geomem- branes, Geosynthetics International, en Soil & Foundation. Bronnen Alle bronnen komen uit de Proceedings of the 11th International Conference on Geosynthetics (Proc. 11ICG, Korea, september 2018). -Bezuijen, A., Izadi, E., Damage of geotextile due to impact of stones, S18-02. - Chew S.H., Yim H.M.A., Koh J.W., Eng Z.X., Chua K.E., Tan S.E.D. Performance of pilot test of geotextile tube filled with lightly cemented clay, S24-01. - De Camillis, m., Di Emidio, G., Bezuijen, A., Verastegui-Flores, R.D. Impact of wet-dr y cycles on the swelling ability and hydraulic conductivity of a polymer modified bentonite. S04-04. - Dixon, N., Postill, H., Fowmes, G., Global challen- ges, geosynthetic solutions, counting carbon and climate change impacts, Keynote 5. - Kuwano, J., Mohri, Y., Kikuchi, Y., Nihei, Y., Koseki, J., Watanabe, K., 2018. Geosynthetics for natural disaster prevention and mitigation – Japan’s challenge. Keynote Lecture 3. - M a r t i n A . & Z a n z i n g e r H . C o m p a r a t i v e s t u d y : Oven tests and high-pressure autoclave tests (HPAT) on one commercially available PE-HD material. S30-04. - R o w e , R . K . , 2 0 1 8 . G e o s y n t h e t i c c l a y l i n e r s : Perceptions and misconceptions. Keynote 1. Shin, E.C., Lee, I.H., Kim, D.B., Practical applicati- ons of various geosynthetics in Korea. Welcome lecture. - Tatsuoka, Fumio, 2018. Geosynthetic-reinforced soil technology in railway applications - from walls to bridges. Prestigious Lecture. To u z e - F o l z , N a t h a l i e , 2 0 1 8 . H e a l i n g t h e w o r l d : A geosynthics solution. Giroud lecture. - Van Eekelen, S.J.M., Vollmert, L. The design guideline basal reinforced piled embankments; The Dutch CUR226:2016 and the German EBGEO:2010; A comparison of design models and safety approaches. S34-03 - Ziegler , M., 2018. Reinforcement with geo- synthetics – how they work in soil, Keynote 2. - Zornberg, J.G., Roodi, G.H., Sankaranarayanan, S., Hernandez-Uribe, L.A. Geosynthetics in roadways: Impact in sustainable development. Keynote 4. ! 67 GEOKUNST DECEMBER 2018 Figuur 5 – Meetpunten (rode stippen) en extrapolatie naar levensduur in de praktijk. (Martin & Zanzinger, 2018). Bij het zwarte bolletje is de levensduur 280 jaar. I n Nederland werken Rijk en waterschappen in- tensief samen om via o.a. dijkversterkingen het land te beschermen tegen overstromingen. Binnen het huidige dijkversterkingsprogramma betreft het aantal kilometers te versterken dijk vanwege onvoldoende dijkstabiliteit 287 km, waarvan aan 69.5 km een hoge urgentie is toegekend en opge- nomen in de programmering 2015-2020. Om deze versterkingen kwalitatief beter, sneller uitvoerbaar en goedkoper te maken is in 2015 de POV Macrostabiliteit (POVM) opgezet. Binnen dit onderzoeksprogramma hebben waterschappen, bedrijfsleven en kennisinstituten gezamenlijk naar innovaties gezocht om de macrostabiliteit bij dijken op slappe grond effectiever te kunnen aanpakken. Een al veelvuldig toegepaste verster- kings-maatregel voor een onder hoogwater condi- ties instabiele dijk, die naar verwachting ook in de toekomst relevant blijft, is een stabiliteit- verhogende wand in de vorm van een stalen damwand (zie figuur 1). Deze maatregel spaart bebouwing of andere waarden, maar is wel een relatief dure vorm van dijkversterking. Bij dit type versterkingsconstructie kunnen in principe grotere vervormingen worden toegelaten, zonder dat dit direct leidt tot functieverlies. De hoge kosten hangen ten eerste samen met de conservatief ingestoken veiligheidsfilosofie opgenomen in de huidige richtlijn voor het met een EEM-rekenmodel ontwerpen van stabiliteit- verhogende stalen damwanden belast door hoog- water. Zo leidt de eis, dat de damwand geen barrière mag vormen voor het grondwaterregime in de dijk, in het algemeen tot een discontinue wandconstructie opgebouwd uit gekoppelde panelen van meerdere planken in plaats van een doorgaande wand. Hierbij dient in verband met het discontinue karakter van de wand een 10% lagere wandsterkte te worden aangehouden. Een tweede oorzaak voor de hoge kosten zijn strenge eisen in de huidige richtlijn, die veelal een zware (verankerde) damwand noodzakelijk maken welke de waterkerende functie eigenlijk volledig over- neemt. Zo gelden strenge vervormingseisen in de te beschouwen grenstoestanden, die bij een niet-constructief versterkte dijk niet van toe- passing zijn. Zo dienen in de bruikbaarheidgrens- toestand de kruinzakking en horizontale verplaat- sing van de constructie kleiner dan 0,10 m te zijn. Ook mag voor damwandprofielen in de doorsnede- klassen 1 en 2, in tegenstelling tot Eurocode NEN- EN1993-5, enkel de elastische momentcapaciteit worden benut. Een belangrijke constatering hierbij is dat de conservatief ingestoken veiligheidsfilosofie en de strenge eisen mede ingegeven zijn door het feit, dat het aan betrouwbaar inzicht in het werkelijke gedrag van deze constructief versterkte dijk onder hoogwater- en opdrijfcondities ontbreekt. Deze extreme condities treden immers zelden op. Daar- mee ontbreekt ook validatie van het sterkte- en vervormingsgedrag in het EEM-rekenmodel, wat het leggen van de juiste relatie tussen het voor-ge- schreven en in de analyse gerealiseerde betrouw- baarheidsniveau onmogelijk maakt. Dit heeft tot nu toe de wenselijk geachte aanscherping van de huidige aanpak bemoeilijkt. EEMDIJKPROEF Wat betreft stalen damwanden als stabiliteit- verhogende constructie heeft het onderzoek binnen de POV|Macrostabiliteit zich gericht op de hypothese, dat meer inzicht in de werkelijke grond-constructie-interactie bij en het resul- terende gedrag van de versterkingsmaatregel een lichter (en dus flexibeler) ontwerp mogelijk maakt. Hierdoor wordt het gedrag van de damwand minder bepalend voor dat van de dijk; doordat staal en grond meer samenwerken wordt de con- structie substantieel goedkoper. Dit heeft geleid tot de drie doelstellingen voor het onderzoek: - het in kaart brengen van het werkelijke sterkte- en stijfheidsgedrag van de constructief ver- sterkte dijk tot na bezwijken. - het vaststellen van de mate waarin de beschik- bare rekenmodellen het gedrag kunnen voorspel- len. - het verzamelen van een betrouwbare en complete case, zodat huidige en toekomstige ontwerp aan- pakken rekentechnisch kunnen worden gevali- deerd. Het uiteindelijke programma van de EEMdijkproef bestond uit 4 proeven: - Om de onderzoekshypothese te bewijzen is een onderzoeksprogramma opgetuigd rondom een full-scale bezwijkproef op een dijk versterkt met een onverankerde doorgaande stalen damwand. Met als belangrijk uitgangspunt, dat inzicht in het bezwijkgedrag van de versterkte dijk (i.e. sys- teemgedrag) alleen is te vergaren als er ook vol- doende inzicht wordt verkregen in de grond- constructie-interactie van de damwand met de omringende grond tot aan bezwijken (i.e. ele- mentgedrag). Het onderzoeksprogramma heeft daarom naast de full-scale bezwijkproef op een versterkte dijk (Figuur 2 NO-kant, ook aangeduid als FST blauw) ook uit andere grootschalige onderdelen bestaan. - Wat betreft het systeemgedrag is bij vergelijk- bare extreme condities een full-scale bezwijk- proef op een niet versterkte gronddijk uitgevoerd (Figuur 2, ZW-kant, ook aangeduid als FST groen). Het gedrag van de niet versterkte dijk heeft in feite als referentie gediend voor dat van de versterkte dijk. De meest prangende onderzoeksvragen over het elementgedrag betroffen: - De interactie tussen een onverankerde damwand- 56 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Thomas NavesWitteveen+Bos Joost BreedeveldDeltares BESCHRIJVING EN CONCLUSIES EEMDIJKPROEF Figuur 1 – To e p a s s i n g verankerde damwand als constructieve dijkversterking . Mark PostDeltares Arny LengkeekDelft University of Technology & Witteveen+Bos Huub de BruijnDeltares SAMENVATTING plank en de omringende grond, in het bijzonder als deze is opgebouwd uit panelen en er lokaal plastisch bezwijken heeft plaatsgevonden. Dit heeft geleid tot vier pullover testen (Zie figuur 2, W-kant, aangeduid als POT) op verschillende panelen van meerdere damwandplanken. - De reststerkte van de grond na het bezwijken van het binnentalud van de constructief versterkte dijk. Hiertoe is er uitgebreid veld- en laboratori- umonderzoek uitgevoerd waarin naast Triaxiaal en DSS proeven op grote klei- en veenmonsters ook proeven met grote rekken middels een cyclische belasting zijn onderzocht (zie figuur 2, O-kant, aangeduid als DLDS). Met het oog op de onderzoeksdoelstellingen, zijn vooraf onder andere de volgende kennisvragen geformuleerd: - Wat zijn de vervormingen van de beide proef- dijken tot aan het bezwijken? De aan deze vraag gerelateerde monitoring heeft zich gericht op het deformatieverloop in de tijd van kruin, binnen- talud (inclusief damwandkop) en ontgraving. In het binnentalud en over de damwandlengte is het deformatieverloop ook in de diepte gemeten. Voor en na bez wijken van de proefd ijken is de dwarsdoorsnede (met restprofiel tot in de ont- graving) uitgebreid ingemeten. - In hoeverre gedraagt een in grond ingebedde damwandplank na ontstaan van een plastisch scharnier zich volgens de NEN-EN1993-5? De aan deze vraag gerelateerde monitoring heeft zich gericht op het verloop van de deformatieme- tingen in de tijd van maaiveld (binnentalud) en damwandkop. Verder is in de grond en over de damwandlengte het deformatieverloop geme- ten. Tot slot is over het relevante deel van de planklengte het rekverloop in de tijd in het dam- wandprofiel gevolgd. - Welke invloed heeft het (dis)continue karakter en de mate van inbedding van de wand op de doorsnedeklasse volgens NEN-EN1993-5? De monitoring gerelateerd aan deze vraag heeft zich gericht op het vastleggen van verschillen qua verloop in de tijd van deformaties op/in de grond en over de wandlengte, en van de rekken in het damwandprofiel. GRONDONDERZOEK EN MONITORING Het vooraf karakteriseren van de proeflocatie vond met sonderingen en boringen plaats, terwijl het afleiden van verwachtingswaarden voor sterkte- en stijfheidsparameters van grondlagen en dam- wandplanken in het ontwerp met laboratorium- onderzoek op monsters plaatsvond. Het initiële grondwaterregime op de proeflocatie is in kaart gebracht met voor de aanleg aangebrachte water- spanningsmeters. Zowel tijdens de aanleg van de proefdijken als juist voor, tijdens en juist na de bezwijkproeven vond een uitgebreide monito- ringscampagne naar geotechnische en construc- tieve aspecten in meerdere meetraaien plaats (zie figuur 3), om tot een complete case voor validatie te komen. De ondergrond bestaat uit een 4,5m dik Holoceen pakket van klei- en veenlagen met daaronder Pleis- tocene zand en kleilagen. In figuur 4 zijn vier sonderingen weergegeven, waarbij sondering 25 en 29 representatief zijn voor het projectgebied. In tabel 1 zijn de geotechnische lagen weerge- geven. De ondergrond kan als homogeen worden beschreven, maar met twee belangrijke uitzonde- ringen. Ten eerste heeft onder de geprojecteerde kruin van de “groene” dijk een oude zomerkade gelegen waardoor de ondergrond is voorbelast. Dit is ook te zien op de AHN en de infrarood kaart aan het kleurverschil (donkergroen in figuur 3). Als gevolg van de voorbelasting is de conusweer- stand in sondering 31 ca 0,5 MPa in zowel de klei- als veenlaag. Ten tweede is een tussenlaag aangetroffen aan de teen van de “groene” dijk. Deze slappe siltige kleilaag (3a) kon alleen goed worden onderkend met Klasse 1 sonderingen (Eurocode NEN-EN-ISO 22476-1). De conusweer- stand in sondering 33 is ca 0,1 MPa op een diepte van -1,5m NAP. Vervolgens is ook in het laborato- riumonderzoek vastgesteld dat de classificatie parameters van deze laag wezenlijk anders zijn. Het laboratoriumonderzoek bestond verder uit een uitgebreid programma aan Direct Simple Shear (DSS) proeven, anisotroop geconsolideerde onge- draineerde Triaxiaalproeven (ACU) en Constant Rate of Strain proeven (K0-CRS) ter bepaling van de stijfheid en sterkte parameters. Met deze proeven zijn parameters bepaald voor verschil- lende rekenprogramma’s en verschillende consti- 57 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Bij de EEMdijkproef is een damwand in een aangelegde proefdijk tot bezwijken gebracht. Zo krijgen we meer inzicht in het werkelijke vervormingsgedrag en de sterkte van een dergelijke constructie in een dijk. Daarnaast zijn er nog twee andere proeven uitgevoerd. Ten eerst is een grond dijk tot bezwijken gebracht. Deze gegevens kunnen worden gebruikt om de verschillen te bepalen, maar leidt ook tot een verbeterde interpretatie van de dijk met damwand. Te n t w e e d e z i j n e r t r e k p r o e v e n u i t g e v o e r d o p d a m w a n d e n z o n d e r d i j k . Deze gegevens leveren informatie over de sterkte van de damwand, maar leidt ook tot een verbeterde interpretatie van de dijk met damwand. Meer informatie op www.povmacrostabiliteit.nl. Figuur 2 – Bovenaanzicht proefterrein met contour van de dijk en ontgraving en de grond- onderzoekslocaties. De damwand versterkte dijk (FST-blauw) ligt aan de NO-kant. Figuur 3 – Meetcampagne aanleg- en proeffase full-scale proeven. Figuur 4 – Representatieve sonderingen. tutieve modellen, waaronder het nieuwe NGI-ADP- SHANSEP model in Plaxis. Het primaire doel van de geotechnische monito- ring tijdens de aanleg was het zo snel en zo veilig mogelijk (i.e. zonder stabiliteitsverlies) in 8 lagen van 0,5 m tot 1 m dikte aanbrengen van de proef- dijken (zie figuur 5). Het verloop van de resulte- rende zettingen tijdens de aanleg is gevolgd met zakbakens en zettingsmeetplaatjes, terwijl dat van de horizontale gronddeformaties met inclino- meters in kaart is gebracht. De ontwikkeling van de schuifsterkte is uit het verloop van water(over)- spanningen en periodieke klasse 1 sonderingen gevolgd. De aanpak in de geest van de Observational Method (i.e. continue vergelijken van gemeten en met rekenmodellen voorspelde zettingen en consolidatie) gaf daarbij verscherpt inzicht in de werkelijke eigenschappen van de ondergrond. PULLOVER TEST In vier pullover tests (POT, zie figuur 6) zijn ver- schillende panelen van meerdere damwandplan- ken aan de kop omver getrokken, om de grond- constructie-interactie na ontstaan van een plas- tisch scharnier in de damwand te onderzoeken. Hierbij zijn een GU8N triplet in de sterke richting (2 flenzen op druk), een GU8N triplet in de zwakke richting (1 flens op druk), een paneel van drie dubbele AZ13-700 planken en een paneel van drie dubbele AZ26 planken tot bezwijken belast. Het omver trekken vond plaats door het (met een constante snelheid) intrekken van een hydraulische vijzel vanaf een reactieframe. De AZ26 is een door- snedeklasse 2 profiel conform NEN-EN1993-5, de andere damwanden zijn een doorsnedeklasse 3 profiel. De trekkracht is met een trekkrachtmeter op de vijzel gemeten, waarbij de vijzelverplaatsing met een optische sensor is vastgelegd. Het deformatie- verloop in de tijd is gevolgd via een Total-Station, die prisma’s op het maaiveld voor het paneel en op twee niveaus op het paneel gedurende de proeven heeft ingemeten (zie figuur 6). Het deformatiever- loop in de diepte is met SAAF’s (i.e. Shape Accel Array Fields) in de neutrale lijn van de damwand en in de grond juist voor de damwand gemonitord. To t s l o t i s h e t r e k - v e r l o o p i n d e d i e p t e o v e r e e n groot deel van de damwandlengte met glasvezel- sensoren in de druk- en trekflens gevolgd. Na de vier pullover tests zijn de damwand-planken uitgegraven en zijn 3D laserscans tot juist onder de bezwijkpunten gemaakt. De invloed van de mate van discontinuïteit op de grond-constructie-interactie is onderzocht door de resultaten voor de smalle GU8N-triplets te vergelijken met die voor de ‘doorgaande’ panelen van AZ-profielen. Op basis daarvan is geconclu- deerd dat bij panelen die bestaan uit minimaal 3-dubbele damwandprofielen er geen negatief effect is op het constructief gedrag. Er is ook nagegaan wat de invloed van de doorsnedeklasse conform NEN-EN 1993-5 is op het gedrag, door het gedrag van het AZ13-700 paneel (doorsnede- klasse 3) en AZ26 paneel (doorsnedeklasse 2) te vergelijken. De proefresultaten bevestigen het verschil in de doorsnedeklasse 2 en doorsnede- klasse 3 profielen. Tot slot is nog de invloed van de belastingrichting op het gedrag onderzocht, door de proefresultaten voor beide GU8N triplet over elkaar heen te leggen. FULL-SCALE BEZWIJKPROEVEN In beide full-scale proeven (FST’s) zijn aan de 60 m lange proefdijk hoogwater- en opdrijf-condities opgelegd, zodanig dat er onvoldoende weerstand tegen instabiliteit is ontstaan. Met een uitgebreide monitoringscampagne is de opbouw van de ex- treme condities beheerst en gefaseerd tot stand gebracht, en is het gedrag tot aan bezwijken nauw- keurig in kaart gebracht. In de versterkte dijk was een continue wand opgebouwd uit afwisselend een lange en een korte GU8N triplet aangebracht. Het aanbrengen van de extreme condities (zie Figuur 7) bestond achtereenvolgens uit een brede ontgraving in de teen van de dijk, het verzadigen (dus verzwakken) van de zandkern, het opvoeren van de bovenbelasting op de kruin en het creëren van opdrijfcondities voor het binnentalud door het waterpeil te verlagen in de ontgraving. In figuur 7 wordt een indruk gegeven van de moni- toring tijdens de FST’s. Het tijds-deformatie- verloop van het binnentalud en de damwandkop is met een Total-Station gevolgd, die prisma’s op drie niveaus over de volledige dijklengte van 60 m, heeft ingemeten. Het deformatieverloop in de diepte is in drie meetraaien (zie figuur 3) gemeten met behulp van een SAAF. De SAAF’s zijn geplaatst in de binnenteen, halverwege het binnentalud en in de kruin (bij de versterkte dijk juist aan de talud- zijde van de damwand). De (verticale) deformatie van de bodem van de ontgraving is gevolgd door geplaatste zakbakens periodiek in te meten. Van vier meetplanken binnen de damwand is het rek- verloop in de diepte over een groot deel van de damwandlengte met glasvezelsensoren in de druk- en trekflens gevolgd. Gedurende de proef op de versterkte dijk is ook nog periodiek een 3D laser- scan gemaakt. Van beide proefdijken zijn video- opnamen gemaakt van het volledige proefverloop. Uit het vergelijken van het gedrag van beide proef- dijken blijkt, dat deze qua vervorming in de binnenteen een gelijksoortig bezwijkgedrag ver- tonen (in beide gevallen treedt bezwijken op bij 10 à 20 cm). Ter hoogte van de kruin was dit gedrag anders: tot juist voor bezwijken had de kruin van de niet versterkte dijk een vervorming in de orde van grootte van cm‘s ondergaan, terwijl deze vervorming bij de versterkte dijk (weliswaar bij een hogere belasting) in de orde van grootte van decimeters was. Waar de kruin van de niet-ver- sterkte dijk dus vrijwel geen visuele waarschuwing gaf voorafgaand aan bezwijken deed de kruin van de versterkte dijk dat dus duidelijk wel. Om bij de niet versterkte gronddijk de werkelijk opgetreden vervormingen van het afgeschoven binnentalud qua orde van grootte terug te reke- nen, was het nodig om in de berekeningen voor de reststerkte van de grond ongeveer de helft van de pieksterkte aan te houden. Dit was een ruim lagere sterkte dan wat uit het reststerkte onderzoek op basis van de ACU en DSS proeven op grote klei- en veenmonsters is gekomen. Dit verschil tussen de 58 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Figuur 5 – Aanlegfasering proefdijken. Figuur 6 – Monitoring instrumentatie horizontale verplaatsingen bij Pullover Te s t o p A Z 2 6 p a n e e l . resultaten uit de proef en het laboratoriumonder- zoek maakt dat over de reststerkte geen eendui- dige conclusie is te trekken. CONCLUSIES De conclusies in het analyse rapport van de POVM EEMdijkproef zijn gebaseerd op basis van de meet- data en uitgebreide 2D en 3D analyses in Plaxis en Diana. De conclusies met betrekking tot de genoemde kennisvragen zijn de volgende: - De huidige ontwerprichtlijn schrijft EEM-analyses met gedraineerd grondgedrag uitgaande van karakteristieke sterkte- en stijfheidsparameters voor. Eén van de meest wezenlijke wijzigingen in de komende POVM-publicaties, het rekenen met ongedraineerd grondgedrag, is met de proef gevalideerd. - De huidige ontwerprichtlijn (Ontwerp Stabiliteits- schermen in Primaire Waterkeringen) stelt strenge eisen aan de vervormingen in de bruikbaarheids- grenstoestand en uiterste grenstoestand. In de proeven bleek echter de (ongedraineerde) vervorming van de (constructief versterkte) dijk sterk aan de stabiliteit van de dijk of damwand- constructie te zijn gerelateerd. De vervormingen ten gevolge van hoogwater zijn zeer beperkt bij een stabiele dijk, onafhankelijk of deze construc- tief versterkt is of niet. Het lijkt dan ook vol- doende te zijn om in de uiterste grenstoestand alleen de sterkte en stabiliteit te beoordelen. Ver vormingseisen zijn in dat geval alleen voor de aanlegfase relevant. - De werkelijke vervormingen zijn relatief goed te reproduceren op basis van gemiddelde waarden voor zowel de sterkte- als stijfheidsparameters. Door het gecombineerde effect van karakteris- tieke waarden voor stijfheid en sterkte worden aanzienlijk grotere vervormingen berekend in de geavanceerde modellen, zowel voor gedraineerde als ongedraineerde analyses. Een modelfactor toepassen op een vervormingsberekening lijkt hiermee overbodig. - De huidige ontwerprichtlijn benut, ook bij profie- len die conform NEN-EN1993-5 in doorsnede- klasse 1 en 2 vallen, alleen de elastische moment- capaciteit. Op basis van de resultaten uit de pull- over tests wordt echter aanbevolen om voor de constructieve toets van de damwand op de Euro- code-aanpak aan te sluiten. Op voorwaarde dat de panelen uit minimaal drie dubbele damwand- planken bestaan lijkt voor relatief zware profielen in doorsnedeklasse 2 met de plastische moment- capaciteit te kunnen worden gerekend. In het onderzoeksprogramma is voor smallere dam- wandpanelen niet aangetoond dat ook de plasti- sche momentcapaciteit wordt behaald. - De huidige ontwerprichtlijn acht het wenselijk dat de grondwaterstand in de dijk niet wordt beïnvloed. Om deze reden wordt in het algemeen een discontinue wand van gekoppelde panelen in de dijk aangebracht, waarin wel de planken binnen een paneel maar niet de randplanken van de panelen onderling via de damwandsloten zijn gekoppeld. De pullover tests hebben laten zien, dat er bij discontinue wanden (indien er panelen worden toegepast die bestaan uit minimaal drie dubbele planken) geen reductie van het weer- standsmoment nodig is. - Uit de full-scale proef op de versterkte dijk blijkt verder dat een continue wand voordelen biedt. Niet alleen vanwege de herverdeling in de lengte- as van de dijk, maar ook omdat de continue wand na bezwijken (zie figuur 8) nog steeds aan het waterkerende vermogen kan bijdragen. - Bij een beoordeling moet men zich ervan bewust zijn dat de geleverde damwandplanken een gega- randeerde minimale staalkwaliteit hebben en dat de dikte binnen bepaalde toleranties valt. De daadwerkelijk staalkwaliteit wordt aangetoond op basis van trekproeven en de dikte met metin- gen. Er ontstaat een mogelijkheid tot optimalisa- tie bij een beoordeling op een later tijdstip, door gebruik te maken van resultaten van trekproeven en dikte-metingen. De conclusies en aanbevelingen zijn opgenomen in het analyse rapport van de POVM EEMdijkproef en worden verwerkt in de nieuwe POVM publicatie voor “toepassing van de eindige-elementen methode binnen het ontwerp” en de nieuwe POVM publicatie voor “stabiliteitsverhogende langs-con- structies”. Deze publicaties komen eind 2018 beschikbaar op povmacrostabiliteit.nl/rapporten De auteurs willen hierbij de POVM en Waterschap Vallei en Veluwe bedanken voor het initiatief en de financiering van de proef. Verder worden alle partners bedankt voor de goede samenwerking. Dit onderzoek is tevens onderdeel van het Perspec- tief research programme All-Risk (P15-21), deels gefinancierd door NWO Domain Applied and Engineering Sciences. ! 59 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Figuur 8 – Bezwijken van constructief versterkte proefdijk. Figuur 7 – Full-scale proef met monitoring instrumentatie in de dijk en op het talud. 30 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 M eer aan de weg timmeren als geotechnicus, in deze kolommen is daar al vaker een lans voor gebroken. Eén manier is zorgen dat je in de krant komt. Daar wordt je gezien door burgers, managers, bestuurders en de politiek. Uiteindelijk zijn dat de actoren die achter de grote (bouw)- projecten zitten waar geotechniek veelal een niet- onbelangrijke rol in speelt. Al is maar één op- drachtgever zich (nog meer) bewust van de rol die de ondergrond speelt dan is dat pure winst. Maar er is meer. Een tweede manier is publiceren. Aan de weg timmeren met publiceren is in je eigen belang om bij te blijven in je vakgebied. Sommige slimmeriken denken: ik ga mijn kennis niet weggeven. Ook bazen willen dat nog wel eens denken, maar het is minder slim dan het lijkt. In de eerste plaats moet je anderen wel laten weten dat jij zo slim bent, slimmer dan de gemiddelde collega. Maar boven- dien is er zoiets als het voor-wat-hoort-wat- principe. De eerste vraag in de wandelgangen van een conferentie is altijd: ‘Heb je ook een paper?’ Als je alleen maar komt halen zal de ander niet snel geneigd zijn je de fijne details te vertellen die niet in zijn artikel staan maar die in een gesprek wel naar voren komen. Hetzelfde geldt op een net- werkborrel: als jij niks vertelt krijg je ook niks te horen. Minstens zo belangrijk is dat niet-geotechnische collega’s jou – en de geotechniek – zien. Geotech- niek is een specialisme dat zelden stand alone wordt toegepast. Meestal ben je onderdeel van een groter project - een bouwwerk, een offshore constructie of gebiedsontwikkeling. De ontwer- pers daarvan zijn uiteraard geen geotechnisch specialisten en dat hoeft ook niet, maar ze moeten zich wel bewust zijn van de ondergrond en de verraderlijke mechanica van die ondergrond. Daarvoor is het dus handig te publiceren op bijeen- komsten of conferenties of bij te dragen aan een cursus met een bredere scope dan geotechniek- sec: bouw, constructie, beton, offshore, water- bouw, over projecten waar de geotechniek een rol speelt. Daar kan je het belang van de ondergrond uit-dragen en ook het bijzondere gedrag van grond als bouwmateriaal. Het belang van publiceren is dus wel duidelijk, maar toch komt het er vaak niet van. Gebrek aan ervaring met het opzetten van een artikel en het schrijven ervan is een drempel. Maar als je niet schrijft komt die ervaring ook niet. Maar vooral: je moet de rust hebben – of nemen – om na te denken en achter de PC te kruipen en te beginnen. En je kunt opzien tegen de tijd en de moeite die er in gaat zitten om een artikel te schrijven. Voor een peer reviewed full paper speelt dat meer dan bij een conferentiebijdrage. Daar staat ook veel tegenover. Allereerst is het leerzaam omdat je bij het nadenken dat aan het schrijven voorafgaat tegen zaken aanloopt die je eerder over het hoofd gezien hebt. In het ergste geval haal je er zelfs fouten uit (maar beter laat dan niet). Daarnaast is het gewoon leuk om jezelf in druk terug te zien en van anderen te horen dat ze je gezien hebben, misschien zelfs gelezen. Er wordt vaak naar de senior medewerkers gekeken TIPS & TRICKS Een begin maken - Start met een leeg vel A4 en schrijf rijp en groen op wat je invalt. - Maak een geannoteerde inhoudsopgave (‘rode draad’) en hang al die opmerkingen van het A4tje erin. Als je som- mige opmerkingen niet kwijt kunt, denk dan twee keer na of ze wel in het verhaal thuis- horen. - Probeer niet een rapport direct te comprimeren tot een artikel. Kopieer hooguit ali- nea’s naar de geannoteerde inhoudsopgave. - Zorg dat je zicht hebt over wat anderen al gepubliceerd hebben. Voor een conferentie- bijdrage gaat dat minder ver dan voor een peer reviewed wetenschappelijk artikel maar je moet wel zeker zijn dat je wat nieuws te vertellen hebt. - Val niet met de deur in huis maar begin met de context en de relevantie. Waarom zou ik, lezer, dit lezen? Bij het schrijven - Vermijd lange zinnen. Vermijd ook teveel onderwerpen in één zin, dat effect ontstaat gemak- kelijk als je een te lang artikel inkort. - Vermijd de lijdende vorm (‘worden’). Meestal kun je wel benoemen wie de handelende persoon of instantie is, ook zonder al te persoonlijk te wor- den: de opdrachtgever, de klant. Of eventueel ‘we’ of ‘je’. En zinnen met ‘door’ kun je altijd actief maken. - Zoek een meelezer: vraag hem of haar of het duidelijk is voor iemand die minder bekend is met het onderwerp dan jij. Houd voor ogen wie je lezer is, dat is bij een peer reviewed artikel anders dan bij een con- ferentiebijdrage en anders dan in de Geotechniek. Laat de meelezer daar ook op letten. Afwerking - Check de richtlijnen van het blad /de conferentie: lengte artikel & samenvatting, kop van het artikel, onderschriften figuren en tabellen, vorm van de literatuurverwijzingen. - Zorg voor goede kwaliteit figuren: 300 dpi is drukwerk- kwaliteit (300 dots per inch, dus een plaatje van 7,5 x 10 cm moet minimaal 900x1200 pixels hebben). Grafieken lees- baar op het formaat waarop ze gedrukt worden (lijndikte!). Bij figuren van anderen: let op copyright. Dr. Jur jen van Deen Deltares THE MAGIC OF GEOTECHNICS PUBLICEREN KUN JE LEREN 31 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 als het om publiceren gat. Maar senioren hebben het altijd druk, en junioren missen schrijfervar ing. Senioren, zoek assistenten om te schrijven; junioren, zoek mentoren om je op weg te helpen en te begeleiden. En gewoon doen, dat is zeker bij schrijven altijd nog de beste leerschool. Er zijn wel een aantal tips en tricks te geven om de drempel van het publiceren te slechten. In het kader staat een mogelijke aanpak weergegeven. Belangrijk is om niet in een writer’s block verzeild te raken, het beeld van de schrijver met 100 prop- pen papier om zich heen met steeds een afge- keurde eerste zin. Begin gewoon met schrijven, hardop pratend. Maak je geen zorgen over mooie zinnen, te harde uitspraken, en onlogische spron- gen. Gewoon doorpraten en doorschrijven. Later kun – en moet – je wel schrappen en ordenen, maar dat is gemakkelijker dan schrijven. Als je wat ver- geten hebt voeg je het er zo weer tussen, maar dat is ook een valkuil: tekst gaan zitten corrigeren terwijl je net zo lekker aan het verzinnen was. Na zo’n eerste woordexplosie – en laat hem door- gaan zolang als je kunt – komt de fase van het schrappen. Schrijven is schrappen, overbodige woorden en zinnen weg, dubbelingen eruit, stroomlijnen. Kill your darlings, berijdt niet al je stokpaarden maar bewaar een paar voor het volgende artikel, en schrap mooie zinnen die bij nadere beschouwing toch niet zo to the point zijn. Controleer ondertussen of de onderwerpen in de rode draad (zie kader) passen, of misschien naar een andere plek moeten verhuizen. Als je eenmaal bezig bent is de belangrijkste horde genomen. Maar houd de vaart er in tot je een ruwe maar complete versie van het artikel hebt. Het kan handig zijn om het dan even weg te leggen en afstand te nemen, maar pas op dat het niet van je actielijst afschuift. Zet jezelf voor het blok en stel jezelf een deadline. Bij deelname aan een conferentie of het geven van een cursus gaat dat vanzelf. Een belangrijke voorwaarde is om rust te creëren, rust in je hoofd, voor het (opnieuw) analyseren en evalueren van de resultaten, het afstand nemen vanuit het perspectief van een ander, de lezer die in principe geïnteresseerd is maar niet nood- zakelijk de inhoudelijke specialist. Dat kost tijd. Operationele zaken, bellende klanten en hulp- vragende collega’s hebben altijd de neiging struc- turele activiteiten, achteroverleunen, evalueren en schrijven te verdringen. G een tijd betekent in feite geen prioriteit. Zorg dat je een zekere tijdsduur – een uur, of een paar uur – niet gestoord wordt. Buiten werktijd zijn er minder bellende klanten, gebruik die tijd; eigen tijd investeren hoort ook bij publiceren. Je schrijft niet alleen voor de baas of de organisatie maar ook voor jezelf, misschien wel juist voor je zelf, voor je eigen persoonlijke ontwikkeling. En uiteindelijk is het natuurlijk mooi om gezien te worden, dat streelt je ijdelheid. En een beetje ijdel zijn wij geotechnici toch allemaal ? ! THE MAGIC OF GEOTECHNICS Wat is er eigenlijk in beweging? Allereerst zijn de trillingsrichtlijnen in beweging. De trillingsproblematiek wordt in Nederland sinds 1972 ondersteund door diverse richtlijnen (CUR, DIN en SBR) en vorig jaar is na 11 jaar de SBR richt- lijn A (schade aan bouwwerken) geheel vernieuwd. Voor veel fabrikanten betekent dat een aanpassing van de software in de trillingsmeetapparatuur. Verd er is het ontwerp van de meetapparatuur in beweging. De laatste jaren wordt de apparatuur steeds kleiner en lichter en staat de apparatuur steeds vaker in verbinding met een host of net- werk. Trillingen worden gemeten met MEMS 1 sensoren in plaats van geofoons of versnellings- sensoren. En dan de uitvoering van de metingen. Nog niet zo lang geleden werden metingen vaak “bemand” uit- gevoerd. Dit betekende dat een meetspecialist met meetapparatuur op pad werd gestuurd, de ap- paratuur plaatste en er gedurende de werkzaam- heden bij bleef om de trillingsniveaus te bewaken. Te g e n w o o r d i g p l a a t s t b i j v o o r b e e l d e e n m e d e w e r - ker van de bouwplaats de apparatuur en worden de trillingsmetingen op afstand uitgevoerd omdat de apparatuur met het internet is verbonden. Bij alar- mering kan direct live worden meegekeken zonder dat de meetspecialist zijn comfortabele kantoor- omgeving hoeft te verlaten. Geschiedenis richtlijnen In 1972 verscheen een eerste document van de CUR waarin gesproken wordt over dynamische pro- blemen in de bouw. In deze richtlijn werd een eer- ste aanzet gegeven om trillingen te kwalificeren voor personen in gebouwen en ook voor gebouwen zelf. De richtlijn deelt optredende trillingen in klas- sen in. Van klasse A, de zwaarste trillingen, tot klasse G, de niet voelbare trillingen. De beoorde- lingsgrafiek (zie figuur 1) gaat uit van het meten van de topwaarde van de versnellingen en de grensgebieden zijn frequentie afhankelijk. In 1993 komen de eerste richtlijnen van de Stich- ting Bouw Research (SBR), waarbij voor het eerst onderscheid gemaakt wordt in de beoordeling van trillingen van gebouwen (richtlijn 1, schade), per- sonen (richtlijn 2, hinder) en apparatuur (richtlijn 3). In plaats van versnelling wordt overgegaan naar beoordelingsgrafieken waarbij de trillingssnelheid als maatstaf geldt. De onderverdeling van de ge- bieden A-G verdwijnt. Zie figuur 2. De afhankelijk- heid van de frequentie blijft bestaan maar de grenslijnen hebben een andere vorm. In 2002 brengt de SBR de richtlijnen A, B en C uit als opvolging van de richtlijnen 1, 2 en 3. In richtlijn A doen de partiele veiligheidsfactoren hun intrede. Deze factoren zijn afhankelijk van het type meting en het type trilling. Zo wordt onderscheid gemaakt tussen het meten met 1 meetsysteem of het meten met meerdere systemen en wordt onderscheid ge- maakt tussen incidentele trillingen, herhaald kort- durende trillingen en continue trillingen. De basis van de beoordelingsgrafiek blijft hetzelfde. Een frequentie afhankelijke lijn met trillingssnelheden in mm/s. Jarenlang is de SBR-A richtlijn in gebruik voor het beoordelen van trillingen in relatie tot de kans op schade en bij gebrek aan echte wetgeving werd de SBR-A richtlijn de “de facto” standaard. Toch waren er punten die verbeterd konden worden zoals de beoordeling van monumentale betonnen gebouwen in categorie 3 (veel te streng) en de dub- bele grenswaarde voor de kans op zettingen van de fundering (onduidelijk resultaat, zie ook (Hölscher, A.J.Snethlage, & Salm, 2012 Juli)). 46 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Carel OstendorfDPA Cauberg-Huygen Martijn van DelftAllnamics DE TRILLINGSMEETMARKT IS IN BEWEGING Figuur 1 – Beoordelings- grafiek uit CUR-57 (1972). Figuur 2 – Beoordelings- grafiek uit de SBR-1 (1993). SAMENVATTING Na een eerste aanzet in 2011 werd pas in 2016 een nieuwe SBR-CUR commissie gevormd voor een nieuwe richtlijn. Dit resulteerde in 2017 tot een nieuwe SBR richtlijn A. (Ostendorf & All., Nov. 2017). Hierin is categorie 3 verdwenen waarvoor in de plaats een nieuwe partiele veiligheidsfactor is geïntroduceerd die trillingsgevoelige gebouwen en monumenten extra bescherming geeft. Deze factor kan worden toegepast op zowel categorie 1 als categorie 2 bouwwerken. Inmiddels wordt ervaring opgedaan met het ge- bruik van de nieuwe richtlijn en dat leidt tot nieuwe publicaties zoals het artikel dat is verschenen in het magazine ‘Geotechniek’. (Hölscher, Lange, Snet- lage, & Delft, Sept. 2018). Dit artikel legt uit hoe de beoordeling van trillingsgevoelige funderingen volgens de nieuwe SBR-A moet worden uitge- voerd. Geschiedenis SBR-A trillingsmeetapparatuur In het verleden werden trillingsmetingen uitge- voerd met losse versnellingssensoren die gekop- peld werden aan een ladingsversterker en vervolgens aan een analyzer of een speciale A-D kaart in een computer. Met een software pro- gramma kon dan vervolgens gedurende enkele se- conden worden gemeten en de meetdata kon daarna worden opgeslagen en getoond. In 1992 kwam er voor het eerst in Nederland een speciale trillingsmeter op de markt om continu me- tingen uit te voeren met automatische bepaling van maximale snelheid V top en de dominante fre- quentie. Dit was een enorme stap voorwaarts. Het VM systeem (IFCO) bestond uit een meetkop die 3 geofoons bezat en een logger die met 4 pijltjes- toetsen eenvoudig bediend kon worden. Daar- naast bezat het meetsysteem een tekstscherm met 2 regels waar de meetwaarden op afgelezen kon- den worden. Ook bezat het systeem een uitgang voor een alarmlamp. En er was een nog veel groter voordeel. De apparatuur werkte 3 weken lang op batterijen. Het onbemand meten gedurende langere tijd was vanaf nu mogelijk. In de periode tussen 1995 en 2016 kwamen er meer trillingsmeters op de markt die geschikt waren voor monitoring. In chronologische volgorde: - 1995: de Vibra-Alfa van TNO. Hierop kon een 2e geofoon worden aangesloten waardoor het mo- gelijk was om 4 kanaals metingen uit te voeren. - 2004: de Axilog I van het Nederlandse Leiderdorp Instruments. Dit was de eerste meter die met be- hulp van een extern modem op afstand kon wor- den uitgelezen. - 2004: de eerste buitenlandse trillingsmeter voor de monitoring van trillingen op de Nederlandse markt. De Redbox MR2002-CE van Syscom. Hier- mee konden zowel het verloop van de totale tril- lingssnelheid als gedetailleerde tijdsignalen met een lengte van 120 seconden worden opgesla- gen. Deze trillingsmeter was inzetbaar voor de SBR richtlijnen A, B en C. - 2005: de Vibra ontwikkeld door Profound en de opvolger van de Vibra Alfa en de VM van IFCO. De Vibra had een ingebouwd modem en was ge- schikt voor alle SBR richtlijnen. - 2012: De Syscom MR2002 (Redbox) wordt opge- volgd door de MR3000C. De trillingsanalyzer is daarbij ingrijpend veranderd en verbeterd. Pas in 2016 komt er weer beweging in de markt voor trillingsmeetapparatuur. Leiderdorp Instru- ments komt namelijk met een nieuwe versie van de Axilog, de Axilog II. Belangrijkste innovatie is een geïntegreerd modem en software die life monito- ring en automatisch rapporteren mogelijk maakt. In de laatste twee jaren (2017 en 2018) komt er een aantal nieuwe systemen bij. Sommige zijn ontwik- keld in Nederland zoals de Spyder van Jitter en de Swarm van Omnidots. Andere systemen komen uit het buitenland, zoals de Franse Orion van 01dB, de Zweedse Sigicom C22 en de in Canada ontwikkelde ABC Trillingsmeter. Ook het Zwitserse bedrijf Syscom zit niet stil en komt recent met The Rock 47 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Jarenlang waren er in Nederland twee producenten van trillingsmeters voor het meten van trillingen in relatie tot schade aan een bouwwerk. In de afgelopen twee jaar is dat aantal verdubbeld. Daarnaast hebben ook buiten- landse fabrikanten de Nederlandse markt ontdekt waardoor de keuze in trillingsmeters sterk is toegenomen. In dit artikel wordt een overzicht gegeven van de geschiedenis van de trillingsrichtlijnen en de bijbehorende meet- apparatuur, worden de resultaten van een vergelijkend onderzoek tussen verschillende type trillingsmeters gepresenteerd en worden de verwachtingen voor de komende jaren op een rij gezet. Figuur 3 – Meetopstelling op een al geheide betonpaal, tijdens het heien van andere betonpalen. Figuur 4 – Vergelijking V top waarden. 48 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 GEOTECHNICAL EXPERTS PILE TESTING EXPERTS GEOTECHNICAL EQUIPMENT www.allnamics.nl SBR-A RICHTLIJN TRILLINGS–PREDICTIE CURSUS SBR-A BEW AKING OP AFSTAND MONITOREN VAN TRILLINGEN PREDICTIES, RISICO’S EN BEWAKING die maar liefst zes maanden op zijn batterij kan werken en volledig via internet werkt. Veel meet- systemen maken gebruik van geofoons of versnel- lingsopnemers als trillingssensor maar nieuwe systemen gebruiken ook MEMS als sensor. Meten met MEMS? De markt van trillingsmetingen staat nogal sceptisch tegenover het gebruik van de MEMS meettechniek. De MEMS sensoren hebben echter de laatste jaren sprongen voorwaarts gemaakt in meetnauwkeurigheid. Om dit te testen heeft Allnamics bij diverse projecten gelijktijdig geme- ten met meerdere trillingsmeetsystemen die naast elkaar gemonteerd waren. In dit artikel worden de resultaten van de AxilogII, Vibra, Infra C22 en Swarm (met MEMS) met elkaar vergeleken bij metingen aan twee type trillingen: 1. een meting bij herhaald kortdurende trillingen zoals een hele reeks aan heiklappen; 2. een meting bij continue trillingsmetingen als gevolg van het uittrillen van een damwand. Bij alle testen is per instrument de topwaarde van de trillingssnelheid (V top ) bepaald en de domi- nante frequentie (f dom ). 1. Vergelijking herhaald voorkomende trillingen Bij deze test zijn metingen uitgevoerd met de AxilogII en de Swarm tijdens het inheien van 2 betonpalen in een bouwput waar meerdere hei- machines aan het werk waren. De meetopstelling is weergegeven in figuur 3. Er is aan een reeds geheide betonpaal in de bouwput gemeten. De afstand tussen de heimachine en de meetopstel- ling was bij de 1 epaal 6 m en bij de 2 epaal 23 m. Figuur 4 toont het verloop van V top in mm/s in de tijd. Hiervoor is een interval tijd van 10 seconden gebruikt. Geconcludeerd wordt dat de meetresultaten goed met elkaar overeenkomen. Kleine afwijkingen treden wel op mogelijk als gevolg van de iets verschillende meetpositie. Figuur 5 laat de resul- taten zien voor de dominante frequentie. Duidelijk zichtbaar is dat dominante trillingen en frequenties voor beide systemen in dezelfde range liggen. De nieuwe MEMS techniek volgt de traditionele geofoontechniek goed. 2. Vergelijking continue trillingen Hiervoor is een trillingsmeting uitgevoerd bij het trillend trekken van damplanken van een bouwkuip van een nieuw gebouwde betonnen kelder- constructie van een woonhuis. Bij deze meting zijn de Swarm, Vibra, C22 en Axilog II direct naast elkaar gemonteerd op het stijve betonnen dak van de kelderconstructie. De afstand van de trillings- meters tot de trillingsbron bedroeg 3 meter. Opgemerkt wordt dat de damplank bij deze situa- tie op slechts 20 cm van de kelderconstructie werd getrokken. De situatie is weergegeven in figuur 6. Ook bij deze metingen zijn de onderlinge verschil- len klein tussen de V top waarden. De ordegrootte in afwijking is circa 8% en ligt binnen de eis die de SBR richtlijnen stellen, namelijk 10%. Maar bij de dominante frequenties zijn soms wel grotere ver- schillen zichtbaar. Figuur 8 en 9 maken dit duide- lijk. De C22 laat veel frequenties zien die hoger zijn dan de dominante frequenties van de Vibra. Dit komt door een andere methode in de bepaling van de dominante frequentie. De Vibra gebruikt hier- voor de FFT methode (methode 1 uit de richtlijn) waar de C22 de nuldoorgangen methode (methode 2) gebruikt. Beide systemen gebruiken geofoons. Samenvattend: de vergelijkende metingen tonen aan dat de meetsystemen met de MEMS sensoren in de beproefde meetbereiken niet onder doen voor de meetsystemen met een geofoon. De bepa- ling van dominante frequenties kan wel afwijken. Tr e n d s Er is een tendens dat de systemen voor het meten van trillingen steeds meer gebruik gaan maken van een abonnementsvorm voor het gebruik van de tril- lingsmeter, de opslag van de data en de rappor- tage. De systemen zullen internet connectiviteit krijgen zodat via web browsers en apps de appara- tuur kan worden ingesteld en resultaten kunnen worden bekeken. De afhankelijkheid van een goede internetverbinding neemt toe hoewel som- mige leveranciers er juist specifiek voor kiezen om ook nog steeds zonder internet te kunnen werken. Het hebben van een goede internetverbinding en werkende website vormt een nieuw soort risico voor de betrouwbaarheid van de trillingsmetingen. Figuur 5 – Vergelijking fdom waarden. Figuur 6 – Situatie trillend trekken van damwand- planken. Frequentie [Hz] 49 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 50 DECEMBER 2018 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL De apparatuur zal naar verwachting nog kleiner en lichter worden. MEMS sensoren zullen geofoons gaan verdrijven. Het zal eenvoudiger worden om een groot aantal sensoren te gaan koppelen zodat bouwwerken op meerdere punten tegelijk bewaakt kunnen worden. Ook de integratie in de monitoring van trillingen met geluid (bouwlawaai) ligt voor de hand. Een aantal systemen is hier al op voorbereid. En als laatste zal de alarmlamp definitief gaan verdwijnen. Een discreet sms’je of e-mail berichtje heeft vaak de voorkeur boven een alarmlamp die iedereen kan zien (ook de buren kijken namelijk mee). Als de smartwatch straks alom aanwezig is, dan zullen de alarmmeldingen gewoon via de pols zichtbaar zijn. Conclusie In Nederland zijn er inmiddels vele trillingsmeet- systemen beschikbaar. De keuze voor een meet- systeem is helemaal afhankelijk van de gevraagde toepassing en het aanwezige kennisniveau van de gebruikers. Belangrijke keuzen zijn: - Alleen SBR A of ook een bredere toepassing zoals SBR B of zelfs C? - Mogelijkheid tot stand alone meten? - Bedrijfsduur bij gebruik op batterijen? - Automatische alarmeringen en rapportage? - Combinatie met geluid of externe trillings- sensoren? - Eigen aanschaf of abonnementsvorm? Duidelijk is dat de moderne meetsystemen in meettechnische prestaties niet veel voor elkaar onderdoen. Er zijn wel verschillen, zowel in de maximale waarden voor V top als voor de dominan- tie frequenties. Ook de systemen met MEMS sensoren kunnen goed presteren bij trillingsmetingen in het kader van de kans op schade aan bouwwerken. Wel is van belang dat er een eenduidige wijze van bepalen van de dominante frequentie gaat worden toege- past. Hiervoor is een aanpassing van de richtlijn nodig want ook in de nieuwe versie zijn verschil- lende methodes toegestaan. De trillingsmeetmarkt in Nederland zal dus nog wel even in beweging blijven. Referenties -Hölscher, P., Lange, D., Snethlage, A.J. & Van Delft, M. (Sept. 2018). Beoordeling van trillings- gevoelige funderingen volgens de nieuwe SBR Tr i l l i n g s r i c h t l i j n A S c h a d e a a n g e b o u w e n : 2 0 1 7 . Geotechniek, 6-10. - Hölscher, P., Snethlage, A.J. & Van der Salm, R. (2012 Juli). SBR-A richtlijn niet eenduidig voor trillinggevoelige funderingen. Geotechniek, 8-11. - Ostendorf, C., & All., E. (Nov. 2017). SBR Trillings- richtlijn A: Schade aan bouwwerken: 2017. SBR- CUR (CROW). 1 Micro Electro-Mechanical Systems. ! 51 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 Figuur 7 – Meetopstelling bij trillend trekken van damwandplanken. Figuur 9 – Dominante frequenties Infra C22. Figuur 8 – Dominante frequenties Vibra. Pieter BouwmaAdviseur Dynamica (Movares) Wybo Gard ien Adviseur en modelleur Dynamica (Movares) Willem van BommelHoofd Geo-monitoring (Ingenieursbureau Rotterdam) Don ZandbergenAdviseur Geo-monitoring (Ingenieursbureau Rotterdam) Inleiding De groei van het transport door de Rotterdamse haven, modernisering van de binnenvaartvloot en een grotere aandacht voor veiligheid vraagt om nieuwe afmeerplaatsen voor binnenvaartschepen. Te n z u i d e n v a n d e m o n d i n g v a n d e N i e u w e Wa t e r - weg ligt het Calandkanaal. Het Calandkanaal geeft toegang tot de verschillende petroleumhavens. Aan de zijde van de landtong tussen het Calandka- naal en de Nieuwe Waterweg zijn 14 ligplaatsen voor binnenvaartschepen – waarvan 2 ook geschikt voor kleine zeevaart - gerealiseerd. Bij ligplaats 7 nabij de Maeslantkering (zie figuur 1) werd door het Havenbedrijf Rotterdam een uit- voeringsrisico gesignaleerd. Het uittrillen van be- staande palen en intrillen van nieuwe afmeerpalen kan tot gevolg hebben dat de bodem lokaal ver- dicht waardoor de watergekoelde leiding niet meer voldoende draagvermogen ondervindt en plaatselijk wegzakt. Als de leiding dan te veel buigt, kan de leiding lek raken en verslechteren of zelfs zijn functie verliezen. Een stroomvoorzie- ningsprobleem tot gevolg! Inschatting van risico’s in de planfase en prognose van zakkingen Als eerste risico-maatregel is besloten de be- staande afmeerpaal waar de leidingen rakelings langs geboord waren, niet te trekken maar te laten staan als ‘zinkerbord’. Als tweede risico-maatregel is de afstand tussen de afmeerpaal en de leidingenbundel – die aanvanke- lijk slechts 1,5 meter zou bedragen – vergroot tot ca 9,0 meter. De afmeerpaal heeft een diameter van 2060 mm bij een wanddikte van 25.4 mm en een puntniveau van NAP -33.5 meter. Als derde risico-maatregel heeft Movares voor dit aangepaste ontwerp de zakkingen ter plaatse van de leiding berekend met een rekenmodel. Deze risico-maatregel wordt hierna verder uitgewerkt. Het prognosemodel bestaat uit 2 stappen: - Berekening van het trillingsniveau in de bodem rondom de paal met een GEOVIB; - Berekening van de zakking ter plaatse van de lei- dingen aan de hand van de bodemopbouw en het berekende trillingsniveau, GEOVIB is een door Movares ontwikkeld prognose- model voor trillingen, gebaseerd op de eindige elementenmethode. In GEOVIB wordt de uitbrei- ding van trillingen in de bodem rondom de paal berekend ten gevolge van een trillingsbelasting die bovenop de paal wordt aangebracht. Het GEOVIB is gevalideerd aan de hand van verschillende trillingsmetingen in het havengebied van Rotter- dam. De berekening van de zakking is gekoppeld aan GEOVIB. Aan de hand van de berekende versnellingsniveaus in de bodem rondom de paal en de bodemsamenstelling is met de methode van Hergarden & Van Tol de zakking en hoekverdraai- ing langs de watergekoelde HDPE leiding bere- kend. In §5.8.4 van CUR166, 6e druk staat de methode van Hergarden & Van Tol beschreven. Voor de watergekoelde HDPE leidingen met een diameter van 250 mm, heeft Movares een toet- singscriterium voor de maximaal optredende hoekverdraaiing opgesteld, waar leidingeigenaar Te n n e T m e e a k k o o r d i s g e g a a n . D e h o e k v e r d r a a i - ing die het prognosemodel voorspelde was aan- merkelijk lager dan dit toetsingscriterium, waarop Te n n e T a k k o o r d i s g e g a a n m e t h e t u i t v o e r e n van de werkzaamheden. Monitoringsplan Om ook tijdens de uitvoering het risico te beheer- sen, heeft het Havenbedrijf er voor gekozen om tijdens de uitvoering de effecten op de leidingen te monitoren. Movares heeft hiervoor een monito- ringsplan geschreven waarbij het daadwerkelijk voordoen van het risico zich stapsgewijs aan- kondigt. Een verzakking van de gestuurde borin- gen wordt voorafgegaand door een toename van de waterspanningen. Hoge waterspanningen worden voorafgegaan door hoge trillingen. In het monitoringsplan zijn daarom zowel trillingsmetin- gen, waterspanningsmetingen en verplaatsings- metingen aanbevolen. Het uitgangspunt hierbij is dat toetsingswaarden in onderstaande volgorde worden overschreden: 1. Hoge trillingen (eerste indicatie) 2. Hoge waterspanning (tweede indicatie) 3. Hoge verplaatsing verplaatsingssensoren (derde indicatie) 4. Daadwerkelijke verzakking gestuurde meting (niet meetbaar) Doel is om zover mogelijk bij stap 4 vandaan te blijven. In dit stappenschema is de snelheid van waarmee de overschrijdingen van de toetsingswaarden elkaar opvolgen onbekend, waardoor scherpte en voorzichtigheid is geboden. Andere belangrijke punten uit het monitoringsplan zijn: - Voordat de werkzaamheden van start gaan dient er een nulmeting plaats te vinden, om meer zekerheid te geven over een goede werking van de sensoren tijdens de werkzaamheden; - De metingen starten bij een niet-kritische paal. Op basis hiervan kan besloten worden of de gekozen uitvoeringswijze ook toepasbaar is bij de kritische palen; - Een escalatiemodel, waarin staat welke acties worden ondernomen bij een overschrijding van signaalwaarden, interventiewaarden en grens- waarden; - Een planning met een duidelijke taakverdeling, waarin per stakeholder staat beschreven wat zijn verantwoordelijkheden zijn, aan wie ze welke 8 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 MONITORING VOORKOMT STROOMSTORING IN ROTTERDAMSE HAVEN Figuur 1 – Ligplaats en gestuurde boring in Calandkanaal] Inschatting van risico’s in de planfase en prognose van zakkingen. producten leveren, en welke producten ze van wie kunnen verwachten; Uitvoering monitoringsplan Ingenieursbureau Rotterdam heeft op locatie meerdere type sensoren (trillingssensoren, water- spanningsmeters en verplaatsingssensoren) aan- gebracht in de bodem van het Calandkanaal (zie figuur 2 voor de ligging van de sensoren, en figuur 3 voor een sondering ter plaatse). De waterspan- ningsmeters en versnellingsopnemers bevonden zich op een afstand van 5 meter van de meest na- bije afmeerpaal, op een diepte van NAP -24 meter. De verplaatsingsmeters bevonden zich op een lijn op een afstand van 2,5 meter van de afmeerlijn en circa 0,5 meter onder de waterbodem. De plaat- sing werd ernstig bemoeilijkt door de aanwezig- heid van stortsteen, dat te r bescherming dient van de bodem en het talud. Op de oever is vervolgens het zenuwcentrum ingericht, waar naartoe alle kabels zijn gelegd, zodat realtime de sensoren konden worden uitgelezen en er direct contact was met de uitvoerders De verplaatsingssensoren van ingenieursbureau Rotterdam zijn hier erg bijzonder en speciaal ge- maakt voor de toepassing in dit project. De druk- sensoren bevinden zich in een lange slang. De hydrostatische druk in de slang geeft informatie over de verticale positie ten opzichte van het referentiepunt in het zenuwcentrum waar een open uiteinde was. De vloeistof in de slang onder- vindt natuurlijk nog sterke hinder van de wrijving in de slang. Om deze invloed te minimaliseren en de betrouwbaarheid van de meting te verhogen is een vloeistof toegepast met een zeer lage viscosi- teit. De toegepaste techniek is gelijk aan een flesjes- waterpas waarbij het referentievat en de verschil- lende meetpunten op de waterbodem door een slang met elkaar verbonden zijn. Aan het referen- tievat is ook een druksensor gekoppeld zodat de luchtdruk en vloeistofniveau variaties gecorri- geerd worden. Figuur 4 toont het referentievat en op de voorgrond een transparante uitvoering voor demonstratiedoeleinde van een meetpunt opge- nomen in de slang. In totaal zijn 12 meetpunten op de waterbodem gemaakt en via 2 slangen van 80 meter verbonden met het referentievat. De sensoren zijn door de aannemerscombinatie Hakkers/Paans Van Oord 9 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 Figuur 2 – Locatie van de sensoren. Figuur 3 – Sondering ter plaatse van een buispaal]. SAMENVATTING Voorkomen is beter dan genezen. Door het vastleggen en respecteren van leidingenstroken in de haven probeert Havebedrijf Rotterdam N.V. (HbR) zo veel mogelijk conflictsituaties tussen de belangen van leidingeigenaren en de bouwers van afmeerconstructies te vermijden. Toch lukt dat niet altijd, bijvoorbeeld in het geval waarbij een kabelbed van 4 zinkers met elk 4 watergekoelde elektriciteits- kabels dicht langs bestaande palen van een ligplaats werd aangelegd. Toen het vervangen van de afmeerpalen noodzakelijk werd ontstond een probleem. Het intrillen van grote afmeerpalen in de buurt van water gekoelde elektriciteits- kabels, die zorgen voor de stroomvoorziening van de Rotterdamse haven, lijkt een groot risico. Maar is het ook werkelijk een groot risico geweest tijdens de uitvoering? In dit artikel wordt een kleine terugblik gegeven op het project waarin gecontroleerd te werk is gegaan om dit risico te beheersen en er tevens voor te zorgen dat in de buurt van deze belangrijke leidingen toch afmeerpalen konden worden vervangen om de bestaande ligplaatsen voor binnenvaartschepen in stand te houden. 10 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 op positie afgezonken. Het absolute hoogtever- schil tussen referentieniveau en de meetpunten bedroeg bij deze meting ca 15 meter. De Verwekingsensor De Verweking sensor is een combinatie van een 3 assige geophone met waterspanningsmeter. Door de combinatie van deze twee grootheden in 1 huis is er een gegarandeerde relatie tussen de gemeten trillingsniveau en optredende waterspanning. Figuur 5 toont het element voor het aanbrengen van de kabel. Een tweede voordeel van de combinatie is de reductie van het aantal kabels over de water- bodem. Nulmeting In dit project is een week voor aanvang van de werkzaamheden gestart met de installatie van de sensoren op de bodem van het Calandkanaal. Doordat ruimschoots voor de werkzaamheden was begonnen werd in aanloop naar de uitvoering het gedrag van de waterspanning door het getij al zichtbaar. Het opkomen en afgaan van het tij dient gescheiden te blijven van het effect van toenemende waterspanning in de bodem door verdichting. Het proefbedrijf was een nuttige en goede verkenning van verschillende invloeden uit de omgeving. De kritische werkzaamheden In figuur 6 is te zien hoe de werkzaamheden plaats- vinden vanaf het schip ‘Noordzee’. Het gebruikte trilblok is een PVE 2350 VM. Zoals in het monito- ringsplan was opgenomen werkte de aannemer van buiten naar binnen, van veraf naar dichtbij. Van risicoarm naar toenemende risico’s. Tijdens het monitoring bij de uitvoering ontstaat extra lering van het gedrag, waardoor bij de risicovolle werk- zaamheden beter en adequater kan worden gerea- geerd. Bij de eerste paal waren de trilsnelheden hoger dan verwacht. De paal is op diepte gebracht en de resultaten van de paal zijn meegenomen bij de monitoring voor de volgende paal. Een hogere grens- waarde voor trillingen werd geaccepteerd, omdat er geen zichtbare verandering was gecon- stateerd bij de waterspanningsmeters en de verplaatsingssensoren. Figuur 4 – Referentievat van de verplaatsings- meters]. Figuur 5 – Ver w eking sensor, combinatie van 3-assige geophone en waterspanningsmeter. Figuur 6 – Schip ‘Noordzee’ brengt buispaal in. De tweede paal (eerste kritische paal) is met de nieuwe grenswaarde voor trillingen, zonder noemenswaardige veranderingen bij de water- spanningsmeters en de verplaatsingssensoren, op diepte gekomen. De derde paal (tweede kritische paal) vertoonde de waterspanningsmeters een duidelijke toename. Het alarmeringspunt van 800 mbar wateroverspan- ning was gebaseerd op de waterover- spanning waarboven in deze situatie verweking mogelijk is. Ondanks dat de waterspanningen nog niet op het alarmeringspunt kwamen, bleef de waterspanning wel toenemen. Daarom is bij een hoogte van 6 meter boven het eindniveau gekozen voor een pauze. De waterspanning had 15 a 30 minuten nodig om weer terug te keren naar het oorspron- kelijke niveau. In het resterende deel nam de span- ning nog wel toe, maar was de tijd te kort om een kritische waarde te bereiken (figuur 7). Bij de derde paal was er sprake van verzakkingen van enkele centimeters. Deze verzakkingen vonden plaats op het moment dat de buispaal net in de bodem was gezakt en er een begin werd gemaakt met het intrillen. De landmeter zag dat de buispaal zich enkele decimeters land afwaarts ver- plaatste. Het niveau aan onderkant van de buispaal was ruim boven het niveau van de bovenkant van de gestuurde boring. De gemeten verzakkingen werden verklaard door het afschuiven van land en niet door verdichtingen dieper in de bodem. Het was geen signaal dat de werkzaam-heden de gestuurde boring lieten zakken. Deze aanname bleef stand houden bij het verder intrillen van de buispalen. De initiële zakking zette niet door. Daadwerkelijk gelopen risico’s? De belangrijkste vraag tijdens de reflectie van het project: zijn er daadwerkelijk risico’s gelopen? Het is nooit hard te maken, maar er is zeer zorg- vuldig gewerkt. De risico’s zijn zo veel mogelijk beperkt. Er zijn meer trillingen opgetreden dan de oorspronkelijke grenswaarde uit het monito- ringsplan, maar daarentegen zijn de werkzaamhe- den bij een toenemende waterspanning eerder onderbroken. De gemeten zakkingen bleven ruim onder de signaalwaarden. Een gecontroleerd en uitstekend bewaakt proces. Conclusies - Het inschatten en verminderen van risico’s in de planfase is een belangrijke eerste stap (be- staande afmeerpaal laten staan en wijzigen van het palenplan voor de nieuwe palen) - Het is mogelijk om dicht in de buurt van gevoelige objecten grote palen in te brengen onder de voorwaarde van een goede analyse vooraf, en een scherpe monitoring tijdens de werkzaamheden - Prognoseberekeningen van trillingen en zakkingen zijn een goed middel om in te schatten of palen zonder schade aan de omgeving zijn in te brengen. - Meten tijdens de uitvoering geeft extra controle en houvast om risico’s tijdens de uitvoering te beperken. - Een monitoringsplan is van belang voor een goede uitvoering. De grenswaarden dienen zo te worden gekozen dat het een goed toetsinstru- ment wordt. Verder dienen de taakverdeling en verantwoordelijkheden duidelijk te zijn. - Tijdens de metingen bleek het waardevol dat er een ‘backoffice’ was, waar buiten de hectiek van de werkzaamheden weloverwogen beslissingen over bijgestelde grenswaarden kunnen worden genomen. - De goede samenwerking tussen het Havenbedrijf Rotterdam N.V. (opdrachtgever), Movares (ad- viesbureau), Ingenieursbureau Gemeentewerken Rotterdam (meetbedrijf), Combinatie Hakkers/ Paans- Van Oord (aannemer) en TenneT (leiding- eigenaar), heeft geleid tot een succesvolle uitvoering zonder schade. ! 11 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 Figuur 7 – Gemeten waterspanningen en trillingen. Figuur 8 – Gerealiseerde ligplaatsen. V an de 7,8 miljoen woningen in Nederland, zijn er ca 5 miljoen gebouwd voor 1970. Het overgrote gedeelte van die 5 miljoen woningen is gefundeerd op houten palen of op staal (dus op de grond). Na 1970 zijn vrijwel alle woningen, met name in gebieden met slappe, niet draag- krachtige bodems, op betonnen palen gefundeerd. Gegevens uit de periode van voor 1970 over welke woning waar op welke wijze is gefundeerd, zijn er niet of nauwelijks. Archieven zijn verdwenen, of verbrand ( de 2e Wereldoorlog), of kloppen niet met de werkelijkheid. Funderingen kun je niet zien, ze zitten onder je huis, onder de grond en er is nog weinig funderingsonderzoek verricht. Wat wel steed duidelijker wordt is dat bij een groot aantal woningen de fundering niet meer voldoet. De eerste klachten bij woningen die konden worden gerelateerd aan een funderingsprobleem, dateren al van het midden van de vorige eeuw. In het begin werd het vooral gezien als een incident, echter eind vorige eeuw nam de omvang van klachten toch behoorlijk toe. Een onderzoek uit 2012 van Deltares geeft aan, dat, bij ongewijzigde omstandigheden, er bij mini- maal 400.000 woningen een risico is op paalrot: aantasting van houten palen door schimmelaantas- ting en dat is maar een van de mogelijke oorzaken waardoor een houten paalfundering niet meer voldoet en kan bezwijken. Naast schimmelaan- tasting (veelal door te lage grondwaterstanden), zijn er oorzaken als bacterieaantasting (vooral bij grenen palen), negatieve kleef, slecht heiwerk destijds, te weinig palen gebruikt, niet diep genoeg geheid. Vaak is er sprake van een combinatie van deze oorzaken. Ook funderingen op staal vormen een risico: Deltares schat in dat er ca 150.000 woningen op staal een risico vormen en kijkend naar de toe- komst met klimaatgevolgen (langere droogte- periodes afgewisseld met heftige wateroverlast) staan meer funderingen steedss meer onder druk. Ook in gebieden waar je het minder snel zou verwachten, zoals Midden en Oost Nederland. Aparte aandacht verdient daarnaast de problema- tiek van de delfstoffenwinning, die eveneens gevolgen kan hebben voor de funderingen: zout- winning, voormalige steenkoolwinning en gas- winning. Kortom, we staan voor een immens opgave. Vooral ook omdat tot nu toe de eigenaar van een woning veelal zelf verantwoordelijk is voor zijn/haar fundering. En de kosten van vernieuwing van een fundering zijn aanzienlijk: gemiddeld ca. ! 55.000 per woning, met een bandbreedte van !"35.000 tot wel ! 100.000! De geschetste problematiek was voor diverse actiegroepen, belangengroepen, enkele gemeen- tes en de Tweede Kamer in 2012 aanleiding om een kenniscentrum op te richten. Met als doel de kennis rond omvang, wijze van onderzoek, wijze van aanpak, hersteltechnieken, preventie enz. beter te verzamelen, te ontwikkelen en te versprei- den: het KCAF: Kennis Centrum Aanpak Funde- ringsproblematiek. Inmiddels zijn er enkele gemeentes zijn die de problematiek serieus nemen en een actief beleid opstellen om eigenaren te helpen. Op initiatief van KCAF en diverse partijen is er sinds kort een Fonds Duurzaam Funderingsherstel, waar eigena- ren in deelnemende gemeentes geholpen kunnen worden met benodigde financiering van urgent herstel. Ook zien we dat bij verkopen van woningen, aanvragen van taxaties er meer aandacht komt voor eventuele funderingsproblematiek. Kortom, de aandacht groeit, maar de problematiek is nog steeds onderbelicht! Funderingsonderzoek Eind vorige eeuw kwamen al de eerste signalen van funderingsproblemen en werden er eerste onder- zoeken uitgevoerd. Sindsdien is gewerkt aan het verbeteren van de wijze van funderingsonderzoek. Een aparte brancheorganisatie (voorheen f3O, nu ondergebracht bij KCAF als Platform Funderings- onderzoek) heeft daartoe een tweetal richtlijnen opgesteld, één voor onderzoek aan woningen met houten paalfunderingen en één voor woningen op staal (is ondiep gefundeerd). Daarmee worden onder meer de volgende elementen onderzocht: - Archiefonderzoek; - Metingen van lintvoeg, vloervelden en grond- waterstanden; - Inspecties casco/scheuren; - Inspectie putten fundering: hout, kesp, metselwerk; - Houtmonsters; - Draagkrachtberekeningen. Drie smaken Op basis van een dergelijk funderingsonderzoek kunnen er globaal drie verschillende conclusies 54 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 F. van der KwaakVice voorzitter KCAF Dick de JongDirecteur KCAF MONITORING BIJ FUNDERINGSPROBLEMATIEK Figuur 1 – De twee types meest voorkomende paalfunderingen. Figuur 2 – Voorbeeld van een bez weken fundering. SAMENVATTING worden getrokken: - De fundering is goed (Code Groen); - De fundering is slecht: herstel is vereist tussen nu en ca. 5 jaar (Code Rood); - De fundering is matig c.q. het is onzeker of en hoelang deze nog meegaat (Code Oranje). Deze laatste categorie komt het meest als conclusie naar voren. Voor eigenaren is dan de vraag hoe je dan moet handele n. Het advies is dan altijd: monitoren. In de praktijk gebeurt dit veelal niet of nauwelijks. En als dat gebeurt, dan gebeurt dit door plaatsing van meetbouten in de gevel en het periodiek nameten hiervan. Of de grondwater- standen worden periodiek gemeten. Een en ander afhankelijk van welke oorzaken van het verval van de fundering zijn geconstateerd. Aangezien een funderingsonderzoek slechts maximaal vijf jaar geldig is, wordt er geregeld een funderings- onderzoek herhaald. Monitoring: Code Oranje Vandaar het verzoek vanuit diverse par tijen aan KCAF om te bezien of er niet een slimmere, snelle, actuele monitoring mogelijk is met behulp van digitale middelen. Een haalbaarheidsonderzoek hiernaar is begin 2017 positief afgerond, waarna gestart is met een experiment bij diverse bouwblokken. Door het plaatsen van sensoren voor enkele variabelen, en deze via netwerken te verbinden, zodat per elke gewenste tijdsperiode (van uur tot week of maand) gegevens beschikbaar komen, wordt digitale monitoring mogelijk. De nu geselecteerde bouwblokken liggen in Rotter- dam, drie zijn in eigendom bij een tweetal corpo- raties, drie zijn particuliere projecten. Een van de bouwblokken is gefundeerd op staal, de rest met houten palen. De praktijkproeven zijn medio 2017 gestart en medio 2018 zijn er enkele aanpassingen/ verbete- ringen in de systemen doorgevoerd. De aldus ver- zamelde data worden geanalyseerd en gevalideerd door een zogenaamde Wetenschapsraad met daarin vertegenwoordigers van KCAF, gemeente Rotterdam, TU Delft en LH Wageningen en de betrokken marktpartijen Hanselman en White Lioness technologies. De aldus verzamelde gegevens worden vergeleken met gegevens voortkomend uit satellietmetingen (INSAR data) en metingen uit het gemeentelijk grondwaternet. Bij de drie particuliere blokken, welke gelegen zijn in het kleiwegkwartier, worden ook gegevens gebruikt die door de bewoners- organisatie worden verzameld, vooral grondwater- standen. Met name is dit hier van belang, omdat recent er een aparte toevoerleiding naar het Kleiwegkwartier is aangelegd om de te lage grondwaterstand in dit gebied aan te vullen, zodat funderingen niet meer droog staan. Deze toevoerleiding is het gevolg van een actieve bewo- nersorganisatie, in samenwerking met gemeente en het waterschap HHSK (Hoog Heemraadschap Schieland en Krimpenerwaard). In het kader van te verrichten analyses is er door een groep studenten van afdeling Geomatics – TU Delft in het voorjaar van 2018 een eerste onder- zoek verricht. Dit zal worden opgevolgd door afstudeerders en een wetenschappelijk onder- zoekprogramma zo is de bedoeling; dit alles onder de regie van de Wetenschapsraad. Sensoren en systeem De nu geselecteerde en toegepaste sensoren zijn van een goede kwaliteit en deze meten: zakkingen, scheuren, verdraaiingen en grondwaterstanden. De signalen van deze sensoren gaan via een basis- unit en een netwerk richting een digitaal verzamel- punt. Daar worden de betreffende gegevens vastgelegd in grafieken. Deze kunnen elk moment van de dag door de betrokken partijen worden ingezien en beoordeeld. Ook kan er een alarm c.q. handeling aan het systeem worden gekoppeld. Bijvoorbeeld wanneer de grondwaterstand te laag is, dan zou een signaal een kraan/toevoerleiding open kunnen zetten of een inspecteur kunnen sturen. Perspectief Het doel is om de sensoren gedurende vier seizoe- nen , met verschillende ( klimatologische ) omstan- digheden te volgen en te relateren aan andere gegevens vanuit satellieten en het grondwaternet. Om op een dergelijke wijze tot een reële waarde- ring te komen en te komen tot een definitieve opstelling van sensoren, infrastructuur c.q. afstem- ming met satellietgegevens. Daartoe zal er via de Wetenschapsraad worden samengewerkt met het project Sensored City van de gemeente Rotterdam, zodat er uiteindelijk een product komt, waarmee een eigenaar de toestand van zijn fundering goed en snel kan volgen en er bijtijds eventuele maatregelen op kan nemen. Deze maatregelen kunnen zowel preventief als definitief herstel zijn. Uiteindelijk is het streven om ook te komen met een gebruiksvriendelijke app. ! 55 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 De funderingen van vele woningen worden bedreigd door schade. Oorzaken daarvan zijn velerlei: paalrot, palenpest, negatieve kleef, droogstand, bodem- daling, enz. Uit funderingsonderzoek blijkt vaak dat een fundering niet goed meer is, maar ook nog niet slecht en dat monitoring aan de orde is. Code Oranje is een experiment van het KCAF in samenwerking met diverse partijen, om te biezen of deze monitoring ook via digitale hulpmiddelen plaats kan vinden. Zodat de kwaliteit van een fundering continu gevolgd kan worden. Zie www.kcaf.nl. Figuur 3 – Bij geen monitoring ben je soms te laat. Figuur 4 – Monitoringsplan bouwblok. 68 GEOKUNST DECEMBER 2018 H et dorp Kamerik is gelegen in de gemeente Woerden in het veenweidegebied van het Groene Hart. Kenmerkend voor de bodem in het veenweidegebied is het dikke pakket sterk samendrukbare veenlagen, in combinatie met een hoge grondwaterstand. De bebouwing en kunstwerken in deze omgeving worden op palen gefundeerd. De wegen, riolering en kabels en leidingen (K&L) worden normaliter niet onderheid en zullen onderhevig zijn aan zettingen ten gevolge van de aangebrachte belasting door ophogingen en de autonome bodemdaling die optreedt in het gehele gebied. Op basis van historische gegevens bedraagt de autonome bodemdaling in dit stedelijk gebied circa 10 mm per jaar De zettingen van de wegen, riolering, K&L en openbare ruimte leiden tot ongewenste gevolgen, waarvan de belangrijkste zijn: - De drooglegging van de weg is onvoldoende, waardoor het draagvermogen afneemt, spoorvor- ming optreedt en vorstschade kan optreden. - de drooglegging van de openbare ruimte is onvol- doende, waardoor de vegetatie onvoldoende kan groeien en de begaanbaarheid afneemt. -De drooglegging van K&L is onvoldoende, waar- door onderhoud aan K&L lastiger uitvoerbaar wordt omdat bemaling nodig is. - Het optreden van zettingsverschillen in dwars- en langsrichting van de weg leidt tot onvlakheid, wat het rijcomfort vermindert en de waterafvoer kan belemmeren. - De zetting van de riolering kan leiden tot het breken van de huisaansluitingen; zettings- verschillen in de riolering kunnen leiden tot verminderde prestaties van de riolering en tot lekkage van het riool waardoor de kans op funderingspaalproblemen toeneemt. - het optreden van zettingsverschillen ter plaatse van overgangen naar onderheide kunstwerken leidt tot verminderd rijcomfort, plasvorming en scheurvorming in de wegverharding. - Het optreden van zettingsverschillen tussen de weg en op palen gefundeerde bebouwing veroor- zaakt beperkingen in het gebruik en leidt tot een rommelig straat- en tuinbeeld (zie figuur 1). Nieuwe aanpak gemeente Woerden De gemeente Woerden heeft de afgelopen jaren de aanpak van aanleg en beheer van infrastructuur op slappe bodem gewijzigd. Het veelvuldig terugkerende onderhoud voor de wegen, open- bare ruimte, riolering en K&L was aanleiding voor deze andere aanpak. Zowel bij nieuwbouw als bij reconstructie wordt in de voorfase met behulp van een variantenstudie een onderbouwde technische keuze gemaakt voor het soort ophoog- materiaal, mede op basis van de levenscyclus- kosten. In de variantenstudie worden lichtgewicht materialen als Bims (vulkanisch gesteente), EPS (geëxpandeerd polystyreen) en Argex (geëxpandeerde kleikorrels) maar soms ook alternatieven als een zettingsvrije betonplaat, Schuimglas (gerecycled glas), grondvervanging (veen vervangen door klei of zand) of Massa- stabilisatie (veen mengen met cement) vergeleken. Door het berekenen van de levenscycluskosten in LocationCalC (softwaretool van Sweco) kunnen verschillende levensduurverlengende technieken met elkaar vergeleken worden. Hierdoor ontstaat er inzicht in de economische effectiviteit van verschillende technieken inclusief onderhouds- scenarioís (Kwast et. al., 2018). Binnen de gemeente Woerden wordt regelmatig gekozen voor een bredere afweging op basis van een Multi Criteria Analyse, waarbij de levenscycluskosten dan één criterium vormt naast bijvoorbeeld de MKI-score (Milieu Kosten Indicator) uit DuBoCalc of de uitvoerbaarheid van de maatregel. Aan de verschillende criteria worden dan wegingsfactoren TOEPASSING VAN LICHTE OPHOOGMATERIALEN VOOR DE RECONSTRUCTIE VAN HET VOORHUIS TE KAMERIK Figuur 1 – Ver z a k t t ro t t o i r n a a s t o p een palen gefundeerde woning. Figuur 2 – Locatie Voorhuis te Kamerik (gemeente Woerden). Figuur 3 – Bestaande situatie Voorhuis. Ing. E. KwastKwast Consult E. PollemansGemeente Woerden Ing. E. RodewijkIngenieursbureau Rodewijk SAMENVATTING 69 GEOKUNST DECEMBER 2018 toegekend op basis van lokale omstandigheden en de ambities. De ambitie kan verder worden geanalyseerd met het ambitieweb uit de aanpak Duurzaam GWW. In dit artikel wordt niet verder ingegaan op de levenscycluskosten en de Multi Criteria Analyse. Na de keuze van het type lichte ophoogmateriaal in de voorfase wordt de voorkeursoplossing nader uitgewerkt in een Definitief Ontwerp en vervolgens gespecificeerd in een RAW-bestek. Tijdens de uitvoering is een technisch toezicht- houder vanuit de gemeente regelmatig op het werk aanwezig om de werkzaamheden te con- troleren en af te stemmen met de aannemer bij afwijkingen. Een traditionele werkwijze die voor de gemeente Woerden nog steeds prima functioneert. De gemeente Woerden is opdrachtgever voor de voorbereiding en uitvoering van de werkzaam- heden. Het geotechnisch advies en de geotechni- sche uitvoeringsbegeleiding zijn verricht door Kwast Consult te Houten. Ingenieursbureau Rodewijk te Lisse verzorgt de planuitwerking, het opstellen van het bestek en het technisch toezicht. De aannemer Van Leeuwen GWW uit Harmelen realiseert het project. Ontwerp lichtgewicht funderingswijze in Kamerik Projectbeschrijving De gemeente Woerden is voornemens om de straat Voorhuis te Kamerik te reco nstrueren (zie figuur 2). De bebouwing en infrastructuur zijn rond 1970 gerealiseerd. De bebouwing is grotendeels gefundeerd op houten palen met betonnen oplangers. Sinds de aanleg is een zetting van 0,4 tot 0,6 m opgetreden zodat reconstructie nood- zakelijk is. De bestaande situatie is weergegeven in figuur 3. Voor de wijk is reconstructie voor- zien van de wegen, K&L-strook, riolering HWA (hemelwaterafvoer) en DWA (afvalwaterafvoer), en openbaar groen (zie figuur 4). Geotechnisch advies li chtgewicht funderingswijze De restzettingseis voor dit project bedraagt maximaal 0,05 m na 10 jaar en 0,10 m na 30 jaar, exclusief autonome bodemdaling. De restzettings- eis is bepaald aan de hand van de vastgestelde onderhoudsniveaus openbare ruimte van de gemeente Woerden. Voor de bouwtijd is 3 maan- den beschikbaar. De bovenkant van de bestrating is voorzien op NAP -1,25 tot -1,5 m. De gemiddelde grondwaterstand bedraagt NAP -2,2 m, zodat de minimale droog- legging in de nieuwe situatie gelijk is aan 0,7 m. Het huidige maaiveld is op circa NAP -1,8 m gelegen, zodat de gemiddelde netto ophoging gelijk is aan circa 0,5 m. De rijbaan, de parkeervakken en het voetpad zullen worden voorzien van een zettingsarme funderings- wijze tot aan de erfgrens. Onder de parkeervakken en het voetpad zijn bestaande K&L gelegen welke (voorlopig) niet worden verlegd. De bestaande K&L zijn gelegen op een diepte van 0,2 tot 0,8 m minus maaiveld. Een voor de toekomst geplande K&L-strook wordt opgehoogd met Granulight (een lichtgewicht restproduct uit verbrandings- installaties, vroegere benaming E-bodemas of ketelzand) in verband met voorwaarden van de kabel- en leidingbeheerders. De particuliere voor- Figuur 4 – Inrichting bovengrond reconstructie Voorhuis. Figuur 5 – Representatieve boring ter plaatse van de rijbaan. Figuur 6 – Representatieve boring ter plaatse van het trottoir. De gemeente Woerden heeft de afgelopen jaren de aanpak van aanleg en beheer van infrastructuur op slappe bodem gewijzigd. Het veelvuldig terug- kerende onderhoud van wegen, openbare ruimte, riolering en kabels & leidingen is aanleiding geweest voor de nieuwe aanpak. Zowel bij nieuwbouw als bij reconstructie wordt in de voorfase een variantenstudie uitgevoerd inclusief bepaling van de levenscyc luskosten, teneinde een onderbouwde keuze te maken voor het type ophoging. Voor de reconstructie van de straat Voorhuis te Kamerik leidde dit tot de keuze van een combinatie van Bims en EPS voor de wegconstructie. 70 GEOKUNST DECEMBER 2018 tuinen en bermen worden enigszins opgehoogd met vrijkomende veengrond en nieuwe teelaarde, maar niet voorzien van een zettingsarme funde- ring. De riolering wordt in het midden van de rijbaan aangelegd met de onderzijde op circa 1,5 m (hemelwater) en circa 2,5 m (vuilwater) onder het toekomstig maaiveld. De sleuven rondom de riolering worden opgevuld met Bims, een licht- gewicht vulkanisch aanvulmateriaal (zie figuur 8). De bestaande verhardings- en bodemopbouw is geschematiseerd op basis van in het verleden verrichte sonderingen en recent uitgevoerde hand- boringen (zie figuur 5 en 6). De bestaande wegcon- structie van de rijbaan bestaat uit een verhar- dingslaag (asfalt) en slakkenfundering met een dikte van 0,6 m tot soms 1,0 m. Het trottoir bestaat uit tegels op een zandlaag van circa 0,5 m. Opge- merkt wordt dat er wel erg veel variatie is in bodemopbouw in de toplagen (tot 1,5 m onder maaiveld) sterk varieert. Onder de wegconstructie en het trottoir wordt een circa 6,0 m dikke veen- laag aangetroffen tot aan de pleistocene zandlaag. Vo o r d e w e g co n s t r u c t i e i s e e n z e t t i n g s a r m e d u u r - zame oplossing gewenst, met gunstige levens- cycluskosten. In de variantenstudie zijn vier varian- ten afgewogen, die in principe geschikt zijn voor toepassing in een bebouwde omgeving: ophoging met Bims, met Argex, met EPS of met Schuimglas. Op basis van de bodemopbouw, de grondwater- stand, de bestaande en nieuwe wegconstructie (aanlegniveau circa 0,5 m hoger dan bestaande wegniveau) is met de verschillende lichtgewicht ophoogmaterialen een evenwichtsconstructie globaal gedimensioneerd voor de rijbaan, de parkeervakken en het voetpad. Op basis van de resultaten van de variantenstudie heeft de gemeente gekozen voor toepassing van een EPS- constructie voor de rijweg, de parkeervakken en het trottoir. De toekomstige K&L-strook wordt opgehoogd met Granulight en rondom de riolering vindt aanvulling met Bims plaats. De dimensionering van de EPS-constructie is uit- gevoerd volgens NEN 9997-1 en CROW-publicatie 325 voor de mechanismen: - Zettingen en zettingsverschillen in de bouw- en gebruiksfase. - Opdrijven in de bouw- en gebruiksfase. - Bezwijken (permanente belasting in combinatie met kortdurende verkeersbelasting) voor de bouwfase en gebruiksfase (incidentele en regu- liere belasting). - Kruipvervorming (langdurige permanente belas- ting) voor de reguliere gebruiksfase. - Cyclische verkeersbelasting (langdurige verkeers- belasting) voor de reguliere gebruiksfase. Vo o r d e E P S - o p h o g i n g i s e e n d e t a i l o nt w e r p vo o r een evenwichtsconstructie uitgewerkt waarmee voldaan wordt aan de gestelde restzettingseisen en is beoordeeld of de grondaanvulling (tuinen en groenstrook) aan weerszijde van de EPS-construc- tie niet leidt tot te grote zettingsverschillen. Op het EPS wordt een laag Bims aangebracht als spreidingslaag in plaats van zand om het gewicht van de constructie te beperken. Zodoende kan de benodigde ontgravingsdiepte en de omgevings- beÏnvloeding ten gevolge van de bemaling worden geminimaliseerd. De dimensies van de evenwichtsconstructie ter plaatse van de rijbaan en parkeervakken zijn in tabel 1 gepresenteerd. Hierbij is uitgegaan van de standaardopbouw voor elementenverharding in de gemeente Woerden. In figuur 7 is een dwarsprofiel van de EPS-constructie met Bims-aanvulling weergegeven. De opdrijfveiligheid in de bouw- en gebruiksfase is voldoende, indien een minimale constructie- opbouw van 0,60 m boven het EPS is aangebracht. Tijdens de ontgraving en de aanleg van het EPS is een tijdelijke bemaling nodig, met een grond- waterstandsverlaging van 0,5 m ter plaatse van het wegcunet. Voor de aanleg van de riolering, met rondom aanvulling met Bims, is een grondwater- standsverlaging van circa 2,0 m nodig is. Omdat deze grondwaterstandsverlaging maximaal 1 week aanhoudt is deze naar verwachting niet kritisch voor de bestaande bebouwing die gefundeerd is op houten palen met betonnen oplangers. Wel is de verlaging van de grondwaterstand gemonitord met peilbuizen om de werkelijke verlagingen nabij de bebouwing waar te nemen en eventueel tijdens uitvoering te kunnen bijsturen. Voor de toetsing van de materiaalspanningen bij het ontwerp van de EPS-constructie zijn drie Figuur 7 – Dwarsprofiel met EPS-constructie en Bims-aanvulling. Figuur 8 – Aanleg riolering met kunststof putten en aanvullen met Bims. Ophoogmateriaal Dikte [m] Bestrating en straatzand 0,13 Menggranulaat 0,30 Ya l i B i m s o . g . 0 , 2 7 EPS 150 0,30 Ta bel 1: Opbouw wegconstructie rijbaan/ parkeervakken met EPS-ophoging. statische belastingsituaties beschouwd: - Bouwfase: bouwverkeer op het menggranulaat, maximale representatieve aslast 100 kN (10 ton). - Gebruiksfase regulier: wegconstructie als perma- nente belasting, regulier wegverkeer met een maximale representatieve aslast van 100 kN (10 ton). - Gebruiksfase incidenteel: wegconstructie als permanente belasting, incidentele extreme ver- keersbelasting (overbelading) met een maximale representatieve aslast van 200 kN (20 ton). De aslast wordt vertaald naar een wiellast met een contactoppervlak. Vervolgens kan de spanning aan de bovenzijde van het EPS worden berekend op basis van spanningsspreiding in de weg- constructie. Zoals gebruikelijk voor wegconstructies is veilig- heidsklasse RC1 aangehouden. De belastingfactor voor permanente belasting (eigengewicht weg- constructie) bedraagt 1,20 en voor de variabele verkeersbelasting 1,35. Bij toepassing van EPS-type 150 wordt voldaan aan de eisen voor de materiaalsterkte op bezwijken (korte duur), kruipvervorming (lange duur) en cyclische verkeersbelasting in de bouwfase en gebruiksfase (twee belastinggevallen). Onder het EPS is een zandlaag van 0,10 m nodig voor het uitvlakken van de ondergrond en drainage van het wegcunet. Op verzoek van de gemeente wordt het EPS rondom voorzien van een vloei- stofdicht folie (LDPE-folie van 0,5 mm) ter bescherming tegen chemische aantasting, vegeta- tieschade en graafschade; gewoonlijk wordt alleen de boven- en zijkant afgedekt met een vloeistofdicht folie. Voor de aansluiting van de nieuwe wegconstructie op de bestaande wegen is een overgangsconstructie uitgewerkt, met traps- gewijs afbouwen van het EPS. Uitvoering De uitvoering is gestart in mei 2018. Aangevangen is met het graven van de rioolsleuven, de aanleg van de riolering met kunststof putten en het aan- vullen met Bims onder de wegconstructie (zie fi- guur 8). Onder in de sleuf en het wegcunet wordt een horizontale drain aangebracht om met een open bemaling de ontgraving droog te houden. Door de droge zomer kon het onttrekkingsdebiet beperkt blijven en heeft de bemaling slechts een beperkt effect gehad op de grondwaterstand in de omgeving. Aanvullende maatregelen (infiltratie nabij de woningen) zijn niet nodig gebleken. De geoptimaliseerde EPS-dikte bedraagt slechts 0,30 m. De EPS-platen met een dikte van 0,15 m worden kruislings gelegd, zodat de voegen van de twee lagen niet boven elkaar liggen (zie figuur 9). Om onderling verschuiven van de losse platen te voorkomen, zijn kunststof kramplaten toegepast. Voor de aanleg van de EPS-platen is een legplan uitgewerkt. De werkzaamheden worden gefaseerd verricht om de bereikbaarheid van de woningen zoveel mogelijk te behouden. De volgorde van de werkzaam- heden (zie figuur 10) voor de wegconstructie is: - uitvlakken van de ondergrond met 0,10 m zand; - aanbrengen van de LPDE-folie; - aanleg van de EPS-platen in twee lagen; - terugslaan van de folie met overlap van 0,5 m; - aanbrengen Bimslaag en verdichten met licht materieel; - aanbrengen en verdichten van de wegfundering (menggranulaat). Voordat de definitieve verhardingsco nstructie, bestaande uit een laag straatzand van 0,05 m en klinkerverharding, wordt aangebracht, is een periode van 3 maanden voorzien om tijdens de bouwfase reeds enige verdichting (inklinken) en zetting te laten optreden. De controle van het volumegewicht (verdicht, vochtig gewicht) en de verdichtingsgraad van de Bimslaag is uitgevoerd conform de Standaard RAW-bepalingen 2015. De gerealiseerde verdich- tingsgraad in-situ van 96 tot 102% voldeed ruim aan de gestelde minimale eis van 90%. Het vastgestelde vochtig verd ichte volumegewicht van 10,4 tot 11,5 kN/m 3 in het werk lag enigszins hoger dan de gestelde eis van circa 9,0 kN/m 3 (circa 20% afwijking). De gevolgen van deze afwijking zijn onderzocht met een gevoeligheids- berekening voor de zettingen, waaruit bleek dat ook nu wordt voldaan aan de gestelde restzet- tingseisen. De werkzaamheden zijn redelijk voorspoedig verlopen en de oplevering van het werk is in januari 2019 voorzien. Met de nieuwe inrichting krijgt de omgeving van het Voorhuis weer een goede uitstraling en is naar verwachting voor de komende 40 jaar geen groot onderhoud benodigd. Bronnen - Kwast, E., Van Woerden, A., Visser, W., Vos, K., Keuze type ophoogmateriaal op basis van LCC- berekeningen, CROW Infradagen, juni 2018 - NEN 9997-1+C2, Geotechnisch ontwerp van constructies - Deel 1: Algemene regels (Eurocode 7), juni 2016/november 2017. - CROW-publicatie 325, Lichte ophoogmaterialen in de wegenbouw, d.d. mei 2013. ! 71 GEOKUNST DECEMBER 2018 Figuur 9 – Aanleg LPDE-folie (rondom het EPS) en EPS-platen (EPS-type 150). Figuur 10 – Ggefaseerde aanleg van de wegconstructie. 14 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 Piet Lubk ing I n de loop der jaren zijn binnen de geotechnische disciplines talrijke pogingen ondernomen om de grootte van de capillaire cohesie van vochtig zand te bepalen. Een voor de hand liggende methode in dat verband is de uitvoering in het laboratorium van mechanische (schuif- of triaxi- aal)proeven op representatieve zandmonsters. Van al deze proeven geldt de triaxiaalproef in de vorm van de vrije-prismaproef of unconfined compres- sion test (UC-test) als de meest eenvoudige, snelle en goedkope. Voor ts kunnen capillaire-cohesiewaarden ook worden ontleend aan specifieke aanbevelingen, richtlijnen of voorschriften die door bepaalde (in)officiële instanties zijn uitgegeven. De daarin opgenomen cohesiewaarden zijn niet alleen gebaseerd op resultaten van triaxiaal- en schuif- proeven, maar ook op waarden die zijn terug- gerekend uit in de praktijk gerealiseerde relatief steile taluds van vochtig zand. Mede onder invloed van de groeiende populariteit van zandsculpturen bestaat er de laatste tijd een groeiende belangstelling voor de zogenoemde droge sterkte van steile zandtaluds. Onder ‘droge sterkte’ wordt daarbij verstaan: de, na droging aan de lucht, ontwikkelde cilinder-druksterkte van aanvankelijk deels verzadigde, maar daarna uitgedroogde zandmassa's. De ervaringen bij natuurlijke en kunstmatig aangebrachte zand- massa's laten zien dat de sterkte daarvan na droging meestal vele malen groter is dan die van de oorspronkelijk vochtige massa's. De sterkte- toename wordt daarbij in hoge mate bepaald door de aard van de ‘verontreinigingen’ die voorkomen in de vochtige zandmassa. In de literatuur gerapporteerde cohesiewaarden van vochtig zand Vooral in bodemkundige publicaties zijn capillaire- cohesiewaarden te vinden; deze zijn vaak afgeleid op basis van de vochtspanningskarakteristiek of pF-curve van een zand, conform de door Koolen en Kuipers [1984] aangegeven methode. In de geotechnische literatuur zijn ook veel resultaten van mechanische beproevingen gerapporteerd, bijvoorbeeld van triaxiaal- of schuiifproeven op een specifiek zand onder een bepaalde rand- voorwaarde voor wat betreft de verdichtings- en verzadigingsgraad. Incidenteel is ook specifiek de invloed van de laatstgenoemde parameters op de cohesiewaarde geanalyseerd als functie van de zandsoort. Een treffend voorbeeld daarvan is gepubliceerd door Wagenbreth [1970]. Hij voerde een serie schuifproeven uit op een drietal zanden (grof, middelmatig en fijn) onder systematische variatie van zowel de verdichtingsgraad of relatieve dichtheid, als de verzadigingsgraad. In figuur 1 is voor ieder zand het verband weerge- geven tussen de verzadigingsgraad en de capillaire cohesie als functie van de relatieve dichtheid. Veel van de resultaten van bovengenoemde onder- zoeken zijn gebruikt om veilige capillaire-cohesie- waarden te definiëren ten behoeve van richtlijnen of voorschriften met betrekking tot toelaatbaar geachte taludhellingen van zand in de GWW- sector. Een bekend voorbeeld in dat verband is het DDR-voorschrift TGL 35983/2 [1984]. Daarin zijn naast de correlatie van grondsoort en capillaire cohesie aanduidingen van de verzadigingsgraad en relatieve dichtheid als variabelen opgenomen; zie de tabel van figuur 2. In de Duitse aanbevelingen volgens EAU [2004] en DIN18196 [2011] wordt eveneens de grond- soortbeschrijving gebruikt om de capillaire- cohesiewaarde te schatten; zie de beide tabellen van figuur 3a+b. De grondclassificatiecodes in de laatstgenoemde tabel worden als volgt omschre- ven: - SW en GW: goed gegradeerd zandgrind- respec- tievelijk grindzandmengsel; - SI en GI: onregelmatig gegradeerd (Engels: gap grad ed ) zandgrind-, respectievelijk grindzandmengsel; - SE en GE: slecht gegradeerd zandgrind-. respec- tievelijk grindzandmengsel. De in de tabellen vermelde cohesiewaarden als functie van de grondsoort komen goed met elkaar overeen en stroken bovendien met de tendens, die volgt uit de resultaten van allerlei separate beproevingen van diverse zanden. De hoogste cohesiewaarden worden gevonden bij de fijnste COHESIE IN ZAND (DEEL 2) COHESIE- EN DRUKSTERKTEWAARDEN VAN VOCHTIG EN GEDROOGD ZAND Figuur 1 – Door Wagenbreth [1970] met schuifproeven gemeten verbanden tussen de verzadigingsgraad en de capillaire cohesie als functie van de relatieve dichtheid. Figuur 2 – Richtwaarden voor de capillaire cohesie volgens TGL 35983/2 SAMENVATTING zanden, terwijl de cohesie in grind vrijwel verwaar- loosbaar is. De door Wagenbreth [1970] gevonden cohesie- waarden, alsmede de in de tabellen vermelde waarden vertegenwoordigen overigens pessimis- tische aannamen, omdat in de praktijk binnen de zandmassa ten gevolge van uitdroging vaak reeds enige verkitting of cementatie heeft plaats- gevonden. Een en ander werd onder andere door Bilz [1983] bevestigd op grond van praktijkwaarnemingen van in het terrein gerealiseerde taluds en sleufdiepten. Daarbij werden de cohesiewaarden teruggerekend met behulp van formules die onder andere door Kezdi [1969] zijn gepubliceerd. In deze formules worden de geometrische afmetingen van de betreffende taluds (hoogte h en taludhelling !), de wrijvingshoek "en de cohesie c cap van het zand, alsmede het volumiek gewicht #van de zand- massa als parameters gehanteerd; zie figuur 4. In de figuur representeert G het gewicht van de afschuivende grondmoot, terwijl C de cohesie- kracht en W de wrijvingskracht op het (rode) glijdvlak voorstellen. Cohesiebepalingen met behulp van een vrije-prismaproef De klassieke vrije-prismaproef of cilinderdruk- proef, zoals beschreven door Keverling Buisman [1940] en Huizinga [1942] kan op het strand of in het laboratorium worden uitgevoerd. Daarbij wordt een cilindrisch monster van vochtig zand verticaal belast totdat bezwijken optreedt; zie figuur 5a+b. Wanneer bij bezwijken van de cilinder de deviator- spanning of bovenbelasting $dev bij bezwijken is geregistreerd kan op basis van de theorie van Mohr-Coulomb de grootte van de capillaire cohe- sie c cap worden afgelezen als functie van de hoek van inwendige wrijving "; zie figuur 6. In deze grafiek is, onder verwaarlozing van het eigen gewicht van het monster, de maximale boven- belasting op de horizontale as weergegeven in kPa of, in geval van een standaard-monsterdiameter van 65mm, in Newton. Indien geen specifieke meetapparatuur ter beschikking is kan het monster eenvoudigweg worden belast met losse gewich- ten; zie figuur 5b. Figuur 3a+b – Richtwaarden voor de capillaire cohesie volgens EAU respectievelijk volgens DIN18196. Figuur 4 – Evenwichtstoestanden volgens Kezdi [1969] bij diverse taludvormen in cohesief zand. Figuur 5a+b - Zandmonster, onderworpen aan een vrije-prismaproef (UC-test) op het strand of op het bureaublad. Figuur 6 - Verband tussen bez wijkbelasting in kPa of in N (op cilinder %65mm) en capillaire cohesie in kPa. 15 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 Steile taluds in vochtig zand en ook de tegenwoordig vaak indrukwekkend hoge zandsculpturen kunnen worden gerealiseerd door de werking van capillaire cohesie. Resultaten van vrije-prismaproeven geven aan dat de cilinder-druksterkte van vochtig zand maximaal circa 30 kPa bedraagt en sterk afhankelijk is van de fijnheid van het zand. De druksterkte kan echter gemakkelijk enige factoren tot zelfs enkele orden hoger liggen nadat het oorspronkelijk vochtige zand aan de lucht of in de oven is gedroogd. Dat is het gevolg van in het zand aanwezige "verontreinigingen" als silica- en carbonaat- verbindingen, organische materialen of microbiologische stoffen, die na uitdroging een zekere kitting of cementatie veroorzaken. Toevoeging van een geringe hoeveelheid bentoniet brengt in vochtig zand een kleine toename van de druksterkte teweeg; na uitdroging van het materiaal blijkt de druksterkte echter spectaculair hoog. ‘Niet-verontreinigd’, zogenoemd ‘schoon’ zand vertoont in vochtige toestand wel een zekere cilinder-druk- sterkte, maar gedraagt zich in gedroogde toestand als ‘los zand’. 16 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 De parameter " van figuur 6 volgt uit de, na bezwijken opgemeten afschuifhoek &= (45 + "/2). Omdat nauwkeurige opmeting van de afschuif- hoek &in de praktijk meestal niet mogelijk is wordt de grootte van de wrijvingshoek "in veel gevallen geschat op basis van de texturele eigenschappen van het zand en de pakkingsdichtheid van de zand- massa. Schatting van de wrijvingshoek t.b.v. de cohesieberekening In de loop der jaren zijn binnen de geotechniek talrijke correlaties ontwikkeld om de pieksterkte "pvan zand af te leiden uit enige specifieke zand- eigenschappen en de pakkingsdichtheid van het materiaal. Als zandeigenschappen worden daarbij de korrelvorm, de gradering en soms ook de grofheid van het materiaal genoemd, terwijl de pakkingsdichtheid wordt weergegeven door een aanduiding van de relatieve dichtheid R e. In het algemeen kan daarbij de correlatie van figuur 7 worden gehanteerd. Het verband tussen de effec- tieve wrijvingshoek en de relatieve dichtheid laat daarbij een vrijwel lineair verloop zien in een brede range; zie figuur 7. Naarmate het materiaal hoekiger, beter gegradeerd en grover is kunnen binnen die range hogere waarden van de wrijvingshoek worden verwacht. Schmertmann [1978] signaleerde in dat verband de invloed van de gradering en de grofheid en geeft een viertal ranges aan voor grofkorrelige materialen; zie de rode lijnen in figuur 7: Aéénkorrelig grind; goed-gegradeerd grind-zand-leem Béénkorrelig grof zand; goed-gegradeerd middelmatig zand Céénkorrelig middelmatig zand; goed-gegradeerd fijn zand Déénkorrelig fijn zand In de Britse norm BS 8002:1994 wordt, naast de invloed van de gradering ook expliciet de bijdrage van de hoekigheid annex oppervlakteruwheid van de korrels genoemd als toeslag op de basiswrij- vingshoek van "= 30 graden. Voor wat betreft de laatstgenoemde parameter zijn drie categorieën onderscheiden: ‘rounded’ = +0 graden,‘sub- angular ‘ = +2 graden en ‘angular’ = +4 graden. In de praktijk staan diverse methoden ter beschikking om de korrelvorm te schatten op basis van visuele beschouwing. De toeslagen ten gevolge van de gradering zijn: ‘uniformly graded’ ( D60/D10 < 2 ) = 0 graden, ‘moderately graded’ (2 < D60/D10 < 6) = +2 graden en ‘well-graded’ (D60/D10 > 6) = +4 graden; de gradering wordt daarbij afgelezen uit het korrelgrootteverdelingsdiagram. Alle invloeden van texturele eigenschappen samen kunnen echter ook snel en simpel worden gekwan- tificeerd door middel van de bepaling van de zoge- noemde ‘hoek van natuurlijk talud’. Daarbij wordt een hoeveelheid droog materiaal vanuit een vast punt boven een horizontaal, (niet zeer glad) houten of metalen vlak gestrooid totdat een hoopje met een duidelijk talud ontstaat; de hellingshoek daar- van wordt gedefinieerd als de ‘hoek van natuurlijk talud’. Daarbij dient vervolgens de invloed van de verdichtingsgraad te worden opgeteld. Deze is, zeker bij hogere waarden daarvan, relatief groot: volgens BS 8002 [1994 (2001)] tussen 0 graden (bij zeer losse pakking) en 9 graden (bij zeer dichte pakking). Andere onderzoekers vermelden nog hogere waarden, zoals samengevat door Lubking [2013]. Typisch Nederlandse strandzanden zijn doorgaans relatief fijn, tamelijk afgerond en slecht-gegra- deerd. Het verband tussen wrijvingshoek en relatieve dichtheid ligt voor deze zanden dan ook aan de onderzijde van de aangegeven ranges; zie de blauwe lijn in figuur 7. Cohesiewaarden van vochtig zand De eenvoudigste uitvoering van de vrije-prisma- proef of unconfined compression test (UC-test) geschiedt volgens de in figuur 5b aangegeven pro- cedure: het monster wordt trapsgewijs belast door er gewichten op aan te brengen totdat bezwijken optreedt. Daartoe dient natuurlijk tevoren een cilinder van verdicht, vochtig zand te worden aangemaakt. Vochtig zand van natuurlijke her- komst heeft doorgaans een watergehalte van w = circa (4-14)%; van zand dat droger of natter is kunnen in het algemeen geen stabiele cilinders worden gevormd. Uit de resultaten van provisorische proeven op cilinders '65 mm van diverse typen vochtig, verdicht Nederlands zand blijkt dat de bezwijk- belastingen daarbij uiteenlopen van $dev = circa (10-15) kPa ofwel P dev = circa (20-30) N tot waarden van $dev > 30 kPa ofwel P dev > 100 N. De laagste bezwijkwaarden worden gevonden bij relatief grove monsters met lage percentages fijn materiaal (bijvoorbeeld betonzand of filter- zand), de hoogste waarden bij relatief fijne zand- monsters met hoge percentages fin materiaal (bijvoorbeeld oude dekzanden of zee- en estuari- umzanden). De in figuur 5b afgebeelde provisorische vrije-pris- maproef kan in het laboratorium nauwkeuriger worden uitgevoerd met behulp van een drukbank. Bij de klassieke drukbankapparatuur wordt de bovenbelasting geregistreerd door een dynamo- meterring; de monsterverkorting wordt met behulp van een meetklokje gemeten; zie figuur 8a. Bij de moderne, automatische drukbank worden bovenbelasting en monsterverkorting met behulp van electronica automatisch geregistreerd. Een serie zandsoorten met uiteenlopende tex- turele eigenschappen werd door Pachhai [2004] onderworpen aan een cilinderdrukproef. De gemiddelde korreldiameter (D50) van de zanden varieerde van 90 (m bij Zeijenzand (een natuurlijk bekkenzand) tot 320 (m bij uitgezeefd betonzand. Het percentage fijn materiaal (% deeltjes kleiner Figuur 7 – Ver b a n d t u s s e n relatieve dichtheid en wrijvingshoek volgens diverse bronnen. Figuur 8ab – Vrije-prismaproef of cilinderdrukproef op een zandcilinder met behulp van een klassieke respectie- velijk moderne drukbank. 17 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 dan 63 (m) verschilde van zand tot zand, evenals de gradering. Van het Itterbeckzand werden 3 varianten onderzocht: het originele zand, het- zelfde zand met 7,5% bentoniet en hetzelfde zand met 15% bentomiet. De bentoniettoevoeging was bedoeld om de invloed van relatief hoge percenta- ges ‘plastic fines’ te vergelijken met die van de percentages fijn materiaal (silt en klei) in natuur- lijke zanden. De bentoniet werd met het zand ermengd door middel van een speciaal procedé. De zandcilinders werden door stampverdichting verdicht tot relatief hoge verdichtingsgraden van (97-102)% maximum Proctordichtheid (m.p.d.) bij watergehalten van (7-12)%. De resulterende bezwijkbelasting $dev en daaruit afgeleide capillaire cohesie c cap zijn, tezamen met de texturele eigenschappen weergegeven in de tabel van figuur 9. De, voor de berekening van de capillaire cohesie ccap noodzakelijke hoek van inwendige wrijving " is geschat met behulp van de door Schmertmann [1978] gepubliceerde relatie tussen relatieve dichtheid en wrijvingshoek; zie figuur 7. Cilinderdruksterkten van ‘verontrei- nigd’ vochtig en gedroogd zand Na realisatie van een ophoging of ingraving van vochtig zand of na voltooiing van een zand- sculptuur zal de sterkte van de zandmassa in het algemeen veranderingen ondergaan onder invloed van uitdroging: het water verdampt en de water- bruggen tussen de korrels drogen in. Afhankelijk van de samenstelling van het zand-watermengsel kunnen de volgende situaties ontstaan: - Ingeval van zand dat va n nature ‘verontreinigin- gen’ bevat en/of vermengd wordt met ‘verontrei- nigd’ water, resteert na verdamping van het water in de korrelcontactpunten een droog residu dat een zekere v orm van verkitting of cementatie teweegbrengt. De sterkt e van de bindingen die daarbij ontstaan hangt in hoge mate af van het type ‘verontreiniging’. Voor de hand liggende ‘veront- reinigingen’ zijn silica- en carbonaatverbindingen, organische materialen en microbiologische stof- fen. In de praktijk gaat het daarbij om zouten, kalkhoudende materialen, kleideeltjes, planten- resten, zwammen en bacteriële excrementen. Deze kunnen voorkomen in alle natuurlijke zanden die na winning geen bew erkingen als uitspoeling of natte zeving hebben ondergaan. - In geval van een ‘schoon’ zandmengsel waarvan noch het zand, noch het water ‘verontreingingen’ bevat zullen bij uitdroging de aantrekkende krach- ten tussen de korrels volledig of vrijwel volledig wegvallen. De droge zandconstructie stort daar- door ineen en er blijft slechts een zandhoop over waarvan de (natuurlijk e) taludhelling wordt be- paald door de kenmerken van het zand (korrel- grootteverdeling en korrelvorm annex opper- vlakteruwheid) Een vochtig natuurlijk zandmonster, dat in een droogstoof (bij 105 graden Celsius) wordt ge- droogd en vervolgens in een cilinderdrukroef, zoals aangegeven in figuur 8 tot bezwijken wordt gebracht levert een bezwijkbelasting op die aan- merkelijk groter is dan die van het oorspronkelijke vochtige monster. Relatief ‘schone’ monsters, zoals bijvoorbeeld van met kraanwater aan- gemaakt en daarna gedroogd betonzand, ontwik- kelen door droging een enige malen hogere bezwijkbelasting, maar ‘natuurlijk verontreinigde’ monsters, zoals bijvoorbeeld met kraanwater aan- gemaakt en daarna gedroogd sculptuurzand (uit de Maas bij Cuijk) of Zeijenzand (uit een winput bij Assen) vertonen bezwijkbelastingen die enige orden hoger liggen dan de oorspronkelijke, niet-gedroogde, vochtige monsters: zie de tabel van figuur 10. Als de zanden uit de tabel van figuur 10 zijn aange- maakt met zeewater treedt in relatie tot met kraanwater aangemaakte monsters nauwelijks of geen verbetering van de vochtige-bezwijksterkte op. Na droging is de bezwijksterkte van met zeewater aangemaakt zand aanmerkelijk groter dan met kraanwater aangemaakt materiaal; zie figuur 10. Toevoeging van 1% bentoniet bij een Figuur 9 – Bezwijkbelastingen en daaruit berekende capillaire cohesie-waarden van diverse vochtige zandsoorten. Figuur 11abc – Macro-opnames: droog, goed gekit sculptuurzand. / droog, nauwelijks gekit betonzand. / Kunstmatige zandsteen (‘SmartSoil’). Figuur 10 – Bezwijkbelastingen van natte (vochtige) en droge (gedroogde) cilinders zand van diverse herkomst en aangemaakt met kraanwater, zeewater en bentoniethoudend water. drietal zanden heeft op de vochtige-bezwijk- sterkte alleen bij betonzand enige invloed; de invloed op de droge-bezwijksterkte is steeds zeer groot te noemen. In sommige gevallen werd het maximale bereik van de apparatuur (1240 kPa of 4114 N op een cilinder %65mm) overtroffen; zie de tabel van figuur 10. Macro-opnamen van gedroogd sculptuurzand en betonzand tonen het verschil in verkitting of cementatie tussen ‘relatief schoon’ en ‘veront- reinigd’ zand duidelijk aan. Vanwege de ‘veront- reiniging’ van het sculptuurzand zijn bindingen tus- sen de korrels zichtbaar, terwijl die bindingen in het ‘relatief schone’ betonzand vrijwel ont- breken; zie de figuren 11a+b. Figuur 11c laat een macro-opname zien van, met behulp van bacteriën in het laboratorium gevormde ‘zandsteen’, bekend onder de naam ‘SmartSoil’, waarover o.a. Van Paassen [2009] publiceerde. Vorming van soortge- lijke zandsteen in de natuur vergt veel meer tijd dan deze, met behulp van het ‘SmartSoil’-procedé vervaardigde zandsteen. Hassen [2004] onderzocht het met bentoniet verontreinigde Pleistocene zand dat vrijkwam bij het boren van de Groene-Harttunnel. Het zand had een gemiddelde korreldiameter D50 = 300 (m en een gradering D60/D10 = 2,0, terwijl het oor- spronkelijke percentage deeltjes kleiner dan 63 (m niet groter was dan 2. Cilinders van vochtig zand, aangemaakt met vier verschillende percentages bentoniet (0,15% - 0,6% - 1,0% - 2,0%) werden onderworpen aan een cilinderdrukproef als hier- boven beschreven. De proefresultaten op vochtig, zowel als gedroogd materiaal zijn weergegeven in de tabel van figuur 12. De resultaten laten zien dat lage concentraties bentoniet nauwelijks of geen invloed hebben op de vochtige-sterktewaarde; zand met meer bentoniet tendeert naar iets hogere sterktewaarden, zoals ook Pachhai [2004] bij Itterbeckzand vaststelde; zie de tabel van figuur 10. De invloed van het bentonietgehalte op de droge-sterktewaarden is echter zeer groot. De waarden komen overeen met de proefresultaten die door Pachhai [2004] zijn gerapporteerd bij drie andere zanden met 1% bentoniet; zie de tabel van figuur 10. Conclusies Op grond van literatuurgegevens en de resultaten van hierboven beschreven cilinderdrukproeven kunnen ten aanzien van de druksterkte c.q. de cohesie van vochtig, dan wel gedroogd zand in de natuur, in de GWW-praktijk en bij zandsculpturen de volgende conclusies worden getrokken - Gedrag van vochtig zand De cilinderdruksterkten c.q. de capillaire-cohesie- waarden die optreden in vochtig zand worden in hoge mate beheerst door de fijnheid van het materiaal. De maximale vochtige druksterkte ligt in de praktijk bij natuurlijke zanden meestal niet hoger dan 30 kPa, waardoor de capillaire-cohesie in het algemeen niet groter is dan 10-12 kPa. De hoogste waarden worden geregistreerd in relatief fijn zand, dan wel zand met een relatief hoog percentage fijn materiaal. In welke mate de aard van het percentage fijn materiaal (‘silty or plastic fines’) een rol speelt valt uit de gegeven set waarnemingen niet eenduidig af te leiden. - Gedrag van gedroogd zand In de natuur en in de GWW-praktijk worden regel- matig zeer steile tot loodrechte taluds waarge- nomen van in vochtige staat opgebouwd zand; zie figuur 13a. Wanneer een dergelijke zandmassa aan de lucht wordt blootgesteld (of in een droog- stoof wordt geplaatst) kan het materiaal een veel hogere cilinderdruksterkte ontwikkelen als gevolg van verkitting of cementatie in de korrelcontact- punten. Laatstgenoemde verschijnselen kunnen echter alleen optreden bij aanwezigheid van ‘verontreinigingen’ in het zand of in het water waarmee het zand wordt bevochtigd. Die ‘veront- reinigingen’ kunnen zeer divers zijn van samen- stelling: zouten, kalkhoudende materialen, kleien, plantenresten, zwammen en bacteriële excremen- ten. Zanden waaraan bentoniet is toegevoegd blijken na droging zeer hoge druksterkten te kunnen bereiken.Niet-verontreinigde massa's, zoals bijvoorbeeld speciale, uitgespoelde labora- toriumzanden of glasparels, ontwikkelen welis- waar in vochtige toestand een zekere cohesie, maar vertonen na droging als regel nauwelijks of geen cohesie meer en zullen als los zand uiteen- vallen. - Voorschriften t.b.v. de praktijk Het ontbreken van voldoende kittende of cemen- terende ‘verontreinigingen’ in het zand vormt dus een gevaar voor de stabiliteit van taluds, die worden blootgesteld aan uitdroging. Ook door verzadiging van een vochtig, dan wel van een uitgedroogde talud kan de stabiliteit in korte tijd tot nul worden gereduceerd als gevolg van het plotseling wegvallen van de cohesie. Om die redenen worden in GWW-praktijkvoorschriften of -aanbevelingen allerlei restricties gesteld aan de levensduur, de hoogte en de steilte van taluds van zandophogingen en -ingravingen. De gemeten cohesiewaarden mogen in stabiliteitsberekenin- gen alleen worden meegerekend onder toepassing van relatief hoge veiligheidsfactoren en in geval van tijdelijk werk. Toevoeging van ‘echte’, in de GWW-praktijk toegepaste stabilisatiemiddelen als cement, kalk, epoxy-harsen of bitumineuze 18 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 Figuur 13ab – Steil, 12 meter hoog duintalud en zandsculptuur van de Domkerk (schaal 1:30) in Utrecht. Figuur 12 – Bezwijkbelastingen van vochtige (nat) en gedroogde (dr) cilinders Pleistoceen zand met diverse concentraties bentoniet. 19 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 materialen kan in het algemeen wel blijvend-sta- biele zandtaluds garanderen. - Stabiliteit van zandsculpturen Bij het concipiëren van zandsculpturen speelt de capillaire cohesie van het vochtige zand een hoofdrol; de samenhangende zandkorrels laten zich en masse gemakkelijk modelleren tot be- paalde kunstzinnige vormen. In principe kan dan ook van bijna ieder natuurlijk zand een sculptuur worden gemaakt. De duurzaamheid van de vaak omvangrijke en hoge objecten, zoals bijvoorbeeld de toren van figuur 13b, die moeiteloos maandenlang (in weer en wind) intact bleef, word vrijwel volledig ontleend aan de verkitting of cementatie, die na droging tot stand komt. Daartoe dient het zand- watermengsel van nature bepaalde ‘verontreini- gingen’ te bevatten, die na droging leiden tot stabilisatie van het materiaal. Zand zonder derge- lijke stabilisatiemiddelen valt na droging uit elkaar en is dus ongeschikt als sculptuurzand. De bouwers van zandsculpturen hanteren de ongeschreven regel dat alleen puur, natuurlijk zand, gemengd met van nature aanwezig water of met kraanwater, als constructiemateriaal mag worden gebruikt. ‘Echte’ stabilisatiemiddelen uit de GWW-praktijk mogen niet worden toegepast. Gezien de omvang van veel zandsculpturen zou overigens niet alleen de aankoop van de relatief dure ‘echte’ stabilisatiemiddelen, maar ook het mengen van die middelen met zand leiden tot onaanvaardbare productiekosten. Literatuur - Bilz, P. 1983 Abschätzung der Kohäsion nichtbin- diger Lockergesteine, Bauplanung und Bautech- nik 37, Heft 7. - BS 8002 1994 (2001) Code of Practice for Earth Retaining Structures, Eurocode 7: Geotechnical Design- BS EN 1997-1. - CROW 2004 Handboek Zandboek, CROW, Ede. - Hassen, E.E. 2004 Engineering properties of sand containing a small amount of bentonite, MSc The- sis UNESCO-IHE, Delft. - Huizinga, T.K. 1942 Grondmechanica, N.V. Wed. J. Ahrend en Zn, Amsterdam. - Keverling Buisman, A.S. 1940 Grondmechanica, Waltman, Delft. - Kezdi, A, 1969 Handbuch der Bodenmechanik, Band 1: Bodenphysik. - Koolen, A. J. en H. Kuipers 1983 Agricultural soil mechanics. - Springer-Verlag, Berlin Heidelberg. - Lubking, P. 2013 Grondgedrag. - Syllabus CGF-Msasterclass ‘Handen aan de grond’ PAO Techniek en Management. - Paassen, L.A.van, 2009 Microbes turning sand into sandstone, using waste as cement. - Proc. 4th Int.Young Geotechn. Eng. Conf, Alexan- dria, Eg. - Pachhai, B.B. 2004 Cohesion and penetration resistance in unsaturated sand. - MSc Thesis HE 167, UNESCO-IHE, Delft. - Schmertmann, J.H. 1978 Guidelines for cone penetration tests; performance and design. - US Dept. of Transportation, FHWA-TS-78- 209. - TGL 35983/02 1984 Sicherung von Baugruben und Leitungsgraben. - DDR-norm. - Wagenbreth, B. 1970 Beitrag zur Bestimmung der Grösse der Kapillärkohäsion nichtbindigen Böden. - Diss. TU Dresden. ! Iets moois willen maken. Of misschien gewoon de hoogste, de beste. En voor zo min mogelijk, zo veel mogelijk meters. Iedere opdrachtgever, iedere architect wil ‘iets’ – streeft, verlangt en vraagt. Wat hun wens ook is, de ingenieurs en adviseurs van ABT zorgen voor de technische uitwerking. Al meer dan 60 jaar. Geïntegreerde oplossingen, maakbaar en vooral haalbaar – hoe groot, klein, ingewikkeld of gewoon de vraag ook is. Grensverleggend waar nodig, maar altijd solide. Wat onmogelijk lijkt, toch mogelijk maken. Voor onze opdrachtgevers, voor onze medewerkers en voor een betere wereld. ABT bouwt aan ambities. bouwen aan ambities www.abt.eu 34 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 D e California Bearing Ratio (CBR) is een "draag- kracht"-parameter die in het terrein of in het laboratorium (op geroerde of ongeroerde mon- sters) wordt bepaald door middel van een gestan- daardiseerde indringproef. Anders dan de valconusproef, waarbij een conusvormig lichaam de grond penetreert door de impact van de val- lende conus, is de penetrerende CBR-stempel een schaalmodel van een ronde, stijve funderingsplaat die verplaatsingsgestuurd tot bezwijken wordt ge- bracht. In figuur 1 is het patroon van glijlijnen en vervormingen van de ondergrond in beide situaties (valconus en CBR-stempel) met elkaar vergeleken. De CBR-waarde wordt in de wegenbouw gebruikt als basis voor de dimensionering van funderingsla- gen van wegen en vliegvelden; in de bodemkunde en geotechniek wordt de CBR-waarde gehanteerd als aanduiding van de begaanbaarheid of stabiliteit van de natuurlijke grondslag. De proefuitvoering De CBR-proef behelst een verplaatsingsgestuurde, langzame penetratie van een cilindervormige stempel (doorsnede B = 49,6 mm en oppervlakte 3 sq. inch of 19,35 cm2), die met een snelheid van 0,05 inch/min (21 !m/s) in de grond wordt gedrukt tot een diepte van minstens 0,2 inch (5,08 mm) en maximaal 0,5 inch (12,7 mm); zie figuur 2. De pene- tratiesnelheid van de stempel is daarmede circa 1000 maal trager dan die van een standaard-son- deerconus. Tijdens de penetratie wordt eventueel terzijde van het belaste oppervlak een bovenbelas- ting aangebracht die representatief is voor de druk die in situ op het funderingsniveau heerst ten ge- volge van het gewicht van de aanwezige lagen (ver- harding of grond); zie figuur 2. De voor penetratie benodigde kracht wordt gere- gistreerd en het kracht-verplaatsingsdiagram van het ondergrondmateriaal wordt vergeleken met dat van eenzelfde proef op een standaardmateri- aal, bestaande uit gebroken rots. Enige voorbeel- den van kracht-verplaatsingsdiagrammen van grondsoorten (curve A en B) zijn weergegeven in fi- guur 3 tezamen met het diagram van gebroken rots. De CBR-waarde van het ondergrondmateriaal bij 0,1 inch en bij 0,2 inch penetratie wordt gede- finieerd als de verhouding tussen de spanning p A respectievelijk p Bvan dat materiaal en de overeen- komstige kracht of spanning bij gebroken rots, vermenigvuldigd met 100%. Voor gebroken rots bedraagt de kracht 13,5 kN (3000 lbs) respectieve- lijk 20,3 kN (4500 lbs), terwijl de grootte van de spanning 6895 kPa (1000 psi) respectievelijk 10343 kPa (1500 psi) is; zie figuur 3. In de meeste gevallen zal de CBR-waarde bij 0,1 inch penetratie hoger liggen dan die bij 0,2 inch penetratie; de eerstgenoemde CBR-waarde wordt dan als proefresultaat beschouwd. Indien de 0,2 inch-CBR hoger ligt wordt het monster opnieuw beproefd. Is de 0,2 inch-CBR wederom hoger, dan wordt deze als proefresultaat gehanteerd. In de praktijk blijkt de 0,1 inch-CBR meestal maatge- vend als proefresultaat Globaal verband tussen CBR-waarde en ongedraineerde sterkte De grootte van het grensdraagvermogen q uvan de stempel bij statische, ongedraineerde belasting van de klei-ondergrond ( "= 0) en bij afwezigheid van een zijdelingse bovenbelasting kan worden afgeleid op basis van de draagkrachtformule van Prandtl, aangepast voor een ronde, ruwe funde- ringsplaat, waarvan de penetratiediepte D zeer klein is ten opzichte van de plaatdiameter B: qu= N c.sc.cu= 5,7 x 1,2 x c u Daarin is c ude ongedraineerde schuifweerstand van de ondergrond. N cis een draagkrachtcoëffi- cient en s ceen vormfactor; beide zijn afhankelijk van de hoek van inwendige wrijving ". Daardoor kan worden gesteld dat q u[kPa] ! 7 c u[kPa]. Vo lgens de definitie ko mt CBR = 100% bij een pe- netratie van 2,54 mm (0,1 inch) overeen met een standaardkracht op de CBR-stempel ter grootte van 13.240 N en met een spanning beneden de stempel ter grootte van 6895 kPa. Verder blijkt uit veel praktijkmetingen dat bij een stempelpenetra- tie van 2,54 mm in normaal-geconsolideerde (NC-) of verstoorde klei de spanning beneden de stem- pel ongeveer de helft van het grensdraagvermogen bedraagt: p A= 0,5 q A; zie het spanningsverplaat- singsdiagram A van NC-klei in figuur 3. Daardoor is: CBR[%] ! 0,5 q u/ 68,95 ! 0,05 c u Voor relatief slappe, NC-klei, zoals die veelvuldig in West-Nederland voorkomt, alsmede voor sterk verstoorde klei geldt dus de globale betrekking: cu[kPa] ! circa 20 CBR[%] PRIKKEN IN KLEI #2 DE CBR-STEMPEL COLUMN Figuur 1 – Glijlijnen en vervormngen bij penetrerende valconus en CBR-stempel. Figuur 2 – Principe van een CBR- proef in het terrein en in het laboratorium. Piet Lubking 35 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 In overgeconsolideerde (OC-), onverstoorde klei treedt bij een penetratie van 2,54 mm van de stem- pel een spanning op die meestal iets groter is dan driekwart van het grensdraagvermogen , terwijl het grensdraagvermogen van de stempel wordt bereikt voordat een penetratie van 5,08 mm (0,2 inch) is gerealiseerd; zie de spanning p B= circa. 0,85 q B; zie het spanningsverplaatsingsdiagram B van OC-klei in figuur 3. Voor relatief stijve, overge- consolideerde, onverstoorde klei geldt daardoor ruwweg: CBR[%] ! 0,85 / 68,95, zodat: cu[kPa] ! circa 12 CBR[%] Globale verbanden tussen CBR- waarde en vervormingsparameters Voor een simpele, globale analys e van het ver vor- mingsgedrag van de grond onder de penetrerende stempel wordt soms de spannings-vervormings- curve van de klei volgens figuur 3 opgevat als het resultaat van een mini-plaatbelastingsproef, uitge- voerd met een stijve plaat (diameter B = 49,6 mm). Vanaf de oorsprong ver toont de cur ve daarbij een vrijwel lineair verloop tot aan de verticale vervor- ming van D = 2,54mm (0,1 inch) die maatgevend is voor de bepaling van de CBR-waarde. Het quotiënt van spanning en vervorming representeert de bed- dingsconstante kCBR van de CBR- stempel : kCBR [MPa/m] = p / D = 0,01 CBR[%] . 6,895 / 0,00254 ! 27 CBR[%] Vo lgens de elasticiteitstheorie wordt het zet tings- gedrag van een stijve plaat, gelegen op een half- oneindige ruimte van (homogeen, isotroop en lineair-elastisch) ondergrondmateriaal beschreven als: z = f . p . r (1 - v 2) / E ofwel E = f .r (1 - #2) p / D waarin de plaatzakking D en de straal van de plaat r = B/2 de dimensie van een lengte (bijvoorbeeld m) hebben, terwijl de plaatbelasting p en de elas- ticiteitsmodulus E van de grond onder de stempel als een spanning (bijvoorbeeld MPa) worden uitge- drukt. De factor f is daarbij afhankelijk van de plaatstijfheid; bij een volkomen stijve plaat als de CBR-stempel bedraagt de factor f = "/2 = 1,57. Wanneer voor de dwarscontractiecoëfficient # van klei wordt aangenomen dat #= 0,5, geldt voor de CBR-stempel (r = 0,0248 m) bij een penetratie van D = 0,0254m in de klei-ondergrond: ECBR [MPa] = 1,57 x 0,0248 (1 - 0,52 ) p A/ D A= 0,03x27CBR[%] = 0,8 CBR[%] Ta lrijke onderzoekers hebben aangetoond dat de beddingsconstante van de grond daalt naarmate de plaatdiameter groter is, terwijl plaatdiameters groter dan circa 0,76m (30 inch) geen verdere af- name van de beddingsconstante laten zien. Als beddingsconstante van de ondergrond wordt dan ook vaak k 0,76m aangehouden, dat wil zeggen de k-waarde, ontleend aan een plaatbelastingsproef met een 0,76m-plaat. Uit praktijkproeven van Stratton blijkt dat k-waarden, ontleend aan plaat- belastingproeven met kleinere diameter moeten worden gereduceerd met een zekere factor ten- einde de "werkelijke" k-waarde van de ondergrond te vinden. Daarbij geldt: k0,76m ! k0,50m / 1,25 ! k0,30m / 2,1 ! k0,05m / 6,4 = k CBR / 6,4 Daardoor is: k 0,76m ! 27 CBR / 6,4 ! (4-4,5) CBR[%] terwijl verder: E076m [MPa] = 1,57 x 0,38 (1 - 0,52) k CBR / 6,4 ofwel E076m [MPa] ! 2 CBR[%]. In figuur 4 zijn de hierboven afgeleide globale relaties tussen CBR-waartde en vervormings- parameters, in casu de beddingsconstante k en de elasticiteitsmodulus E bij eerste vervorming weer- gegeven door middel van dikke getrokken lijnen. Te v e n s z i j n d e r a n g e s i n g e t e k e n d d i e d o o r g a a n s in praktijkwaarnemingen worden gevonden. Restricties Hoewel de CBR-waarde in principe een aanduiding is van zowel de sterkte als de stijfheid van de ondergrond dienen bovengenoemde correlaties tussen CBRr-waarde en sterkte-, dan wel stijfheids- waarden met voorzichtigheid te worden gehan- teerd. Met name ten aanzien van de verbanden tussen CBR-waarde en de vervormingsparameters merken diverse onderzoekers op dat ze voor klei weinig consistent zijn. Te v e n s m o e t w o r d e n o p g e m e r k t d a t b o v e n - genoemde afleidingen een statische belasting- situatie betreffen; de CBR-proef kan worden beschouwd als een relatief langzame penetratie- proef. Bij snellere, dynamische proeven gedraagt de grond zich veel stijver en gelden andere corre- laties met de CBR-waarde. Een bekende betrek- king tussen een dergelijke elasticiteitsmodulus (de zogenoemde resilient modulus E r) en de CBR-waarde luidt: E r[MPa] ! 10 CBR[%]. Diverse onderzoekers geven aan dat de dynamische E-waarden als regel een aantal malen hoger liggen dan de statisch-bepaalde E-moduli. Deze en andere onderwerpen die voor de praktise- rende geotechnicus interessant en belangrijk kunnen zijn, komen aan de orde in de door PAO Te c h n i e k e n M a n a g e m e n t a a n g e b o d e n c u r s u s CGF-M (Masterclass "Handen aan de grond") en worden behandeld in het bijbehorende boek "Grondgedrag" (www.grondgedrag.nl). ! Figuur 3 – Principe van een CBR-proef in het terrein en in het laboratorium. Figuur 4 – Globale, analytisch afge- leide en in de praktijk gevonden verbanden tussen CBR-waarde en vervormingsparameters beddingsconstante k en elasticiteitsmodulus E. COLUMN 44 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 D e Groene Paal is een gewone funderings- paal die primair in draagkracht voorziet. De draagkracht verminderd hierdoor met 1,5 tot 2% en daardoor blijft De Groene Paal in de meeste gevallen ruim binnen de veiligheidsmarge van de berekening van de constructeur. Secundair is de funderingspaal de warmtewisselaar die energie uit de bodem onttrekt. Hierdoor krijgt de funde- ringspaal dus een dubbele functie! Het systeem werkt als volgt: In de funderingspaal wordt een gesloten leidingsysteem aangebracht waar een warmtepomp op wordt aangesloten. Een warmtepomp kan het beste vergeleken worden met een koelkast. Warmte wordt onttrokken uit datgene wat in de koelkast zit. Aan de achterkant wordt deze warmte afgegeven door een zwarte buizensysteem aan de omgeving. Zie de grond onder een pand als datgene wat in de koelkast ligt, bijvoorbeeld een pak melk en de zwarte buizen aan de achterkant van de koelkast even als de vloer- verwarming. De op de funderingspalen aangesloten warmte- pomp pompt een water/glycool mengsel van 10 graden door de funderingspaal. Doordat de aarde op deze diepte een temperatuur heeft van onge- veer 14 graden wordt het mengsel van 10 graden door de aarde verwarmt tot 14 graden. De warm- tepomp, die op elektriciteit werkt onttrekt 4 gra- den uit het mengsel en zet dit op een zuinige ma- nier om tot de gewenste temperatuur voor de verwarming of warm water in het huishouden. De verhouding van de energie is dat er circa 20% elek- triciteit nodig is om 80% gratis energie uit de grond te halen. Daarnaast kan in de zomer zonder gebruik van de warmtepomp gekoeld worden waarbij deze verhouding nog gunstiger wordt. De koude uit de grond hoeft dan namelijk alleen rond- gepompt te worden en dat kan al met een eenvou- dige circulatiepomp van 35 watt. Wat daarbij wel van belang is dat de meet en regeltechniek is uit- gerust met een zogeheten dauwpuntsregeling, deze zorgt er namelijk voor dat de ingaande temperatuur in de vloerverwarming nooit lager wordt dan 18 graden. Bij een temperatuur van 18 graden ontstaat er condensatie op de vloer waardoor deze vochtig wordt en dat moet ten allen tijde voorkomen worden. Hoe komen we tot het beste ontwerp? Wij volgen de constructeur, immers primair moet het pand gedragen worden. Dus aan de hand van het palenplan kijken we welke palen het beste uitgerust kunnen worden met ons systeem. Als palen heel erg dicht op elkaar staan heeft het geen zin om alle palen met ons buizensysteem uit te rusten. Er zal dan namelijk sprake zijn van interfe- rentie, onderlinge beïnvloeding van de palen. Door deze beïnvloeding neemt het vermogen tijdelijk wel toe maar zal de capaciteit niet evenredig toenemen. De palen worden dan onderling met elkaar verbon- den en geleid naar een punt waar alle slangen van de transportleidingen samen komen. Hier moet natuurlijk ook weer opgelet worden en met de constructeur besproken worden waar deze leidin- gen uit de vloer mogen komen. Belangrijk is dat de leidingen zo min mogelijk in het krachtenveld van de constructie komen. Verd er is het energetisch van belang dat het systeem goed aansluit op de bovengrondse instal- latie en het energieverbruik nu en in de toekomst gegarandeerd wordt. Het grote verschil met een CV ketel op gas is dat de warmtepomp niet onein- dig lang kan draaien. Als dat wel zou gebeuren wordt de grond onder het pand te koud en zal de warmtepomp na een tijd het huis niet meer kunnen verwarmen. Bij het ontwerp van de hele installatie werken wij daarom in nauw overleg met de bovengrondse installateur. Deze installateur moet gecertificeerd zijn conform de BRL 6000-21. Het systeem wordt dan volgens duidelijke richt- lijnen ontworpen en getoetst, het ontwerp, de bouw en de garantie achteraf zijn op elkaar afgestemd en de gebruiker weet precies waar die aan toe is en waar hij terecht kan mocht het niet naar wens functioneren. Een mooi voorbeeld om aan te geven waarom het contact tussen ons en de bovengrondse instal- Flip VerbeekDirecteur De Groene Paal Foto 2 – Prinsengracht 800 te Amsterdam. Foto 3 – Bloemgracht 87-91 te Amsterdam. Foto 1 – Nieuwmarkt 7 te Amsterdam. SAMENVATTING 45 GEOTECHNIEK FUNDERINGSSPECIAL DECEMBER 2018 lateur zo van belang is het volgende. Mocht het pand meer energie nodig hebben dan dat de grond via de palen kan leveren dan is er bijvoorbeeld de mogelijkheid om middels temperatuur collectoren op het dak de capaciteit te vergroten door op 24-uurs basis De Groene Paal te regenereren. De capaciteit neemt hierdoor flink toe en in veel gevallen is er daardoor geen gasaansluiting meer nodig. Door nauwe samenwerking kunnen we daardoor toch een geheel duurzaam systeem maken. Investering De investering in het systeem is hoger dan bij een conventionele gas gestookte ketel. Dat is iets waar wij als nederlanders aan moeten wennen. De kost gaat in deze ook voor de baat uit. Terugverdientijd, een veel gebruikt begrip als het gaat over investe- ren in duurzame energiebronnen varieert. Afhan- kelijk van de omvang van het pand, het aantal palen, de lengte van de palen en de onderlinge afstand tussen de palen maken dat de terug- verdientijd verschilt per project. Bij grotere projec- ten kan de terugverdientijd al in het eerste jaar zijn. Immers een gasaansluiting en een rookgas- afvoeren zijn niet meer nodig wat aanzienlijke besparingen met zich meebrengt. Wat ook helpt is de subsidies die van toepassing zijn bij het gebruik van warmtepompen. Daarnaast is het in Amster- dam zo dat we op de lijst van het ‘duurzaamheids- fonds’ staan. Dit houdt in dat de investering in De Groene Paal gefinancierd wordt door de gemeente. Hierdoor kunnen ook minder draag- krachtige woningeigenaren gebruik maken van het systeem. De rente en de aflossing worden dan als het ware betaald uit de besparing op de energienota. Alle gangbare type palen zijn geschikt voor ons systeem. Ook de schroef-injectie paal die met grout gevuld is kan worden voorzien met De Groene Paal. Verder is het zo dat we aan de hand van de sondering kijken hoe de grond onder het pand is opgebouwd. Deze gegevens in combinatie met onze ervaring zorgen voor de juiste informatie om te bepalen hoeveel vermogen en hoeveel capaciteit de bodem heeft. Energierekening verlagen Veel panden hebben we inmiddels voor zien van een duurzaam fundament en belangrijke partijen voor het in stand houden van monumenten zoals bijvoorbeeld Vereniging Hendrick de Keijser uit Amsterdam zijn terugkerende klanten. Onlangs hebben we het restaurant De Silveren Spiegel aan het Kattengat 4-6 te Amsterdam voorzien van ons systeem. Het pand dateert uit 1614 is nu voorzien van een fantastische duurzame verwarming en koeling die ook afgelopen zomer met langdurige hitte voor een aangename koeling heeft gezorgd. Al met al een interessante manier dus om de ener- gierekening drastisch te verlagen, CO 2uitstoot te verminderen en van de grond onder het pand een energiebron te maken. Meer informatie: www.degroenepaal.nl ! De Groene Paal is een gewone funderingspaal die primair in draagkracht voorziet. Secundair is de funderingspaal de warmtewisselaar die energie uit de bodem onttrekt. Alle gangbare type funderingspalen zijn geschikt voor ons systeem. Het zorgt op duurzame wijze voor tapwater, verwarming en koeling middels een de aansluiting op een wamtepomp. Het ontwerp van de hele installatie is belangrijk om tot een gebalanceerd systeem te komen. De investering in het systeem is over het algemeen hoger dan bij een conventionele gas gestookte ketel. Wel zijn er overheidssubsidies van kracht. De Groene Paal verlaagt de CO 2uitstoot en de energierekening! Foto 4 – Warmtepomp opstelling. Foto 6 – Tr a n s p o r t l e i d i n g e n o p ondernet wapening bij Artis. Foto 7 – Dampdicht geisoleerde col- lector van De Groene paal. Foto 5 – Avegaar wapeningsnet met De Groene Paal. D it jaar vond de 26ste editie van EYGEC (Euro- pean Young Geotechnical Engineers Confe- rence) plaats in Graz, Oostenrijk van 11 tot 14 September 2018, georganiseerd door de TUGraz, ISSMGE, ASSMGE en OI !V en gesponsord door Keller Holding GmbH. Namens het KIVI zijn Brian Wehrmann (GEO-GIS) en Stavros Panagoulias (Plaxis B.V.) gekozen om Nederland te vertegen- woordigen op deze conferentie. De conferentie werd bijgewoond door een selecte groep jonge ingenieurs uit 26 verschillende Europese landen. Op woensdag gaf Brian zijn presentatie over ‘Da- mage risk analysis of buildings due to dike strengthening’. Voor het project KIJK (Krachtige IJsseldijken Krimpenerwaard) heeft CRUX Engi- neering BV een onderzoek uitgevoerd naar de schadegevoeligheid van ca. 1200 gebouwen gelegen op de IJsseldijk. De schadegevoeligheid is bepaald aan de hand van een kwalitatief onder- zoek en een kwantitatief onderzoek. Het doel van het onderzoek is het opstellen van het VKA (Voor- KeursAlternatief). In het kwalitatieve onderzoek zijn gegevens (Archief, BAG data, Satelliet data en Visuele inspecties) verzameld die betrekking hebben op de huidige staat en schadegevoeligheid van de panden en is deze geborgd in een database en gekoppeld aan GIS. In de database wordt per pand de feitelijke informatie gebundeld op één Factsheet. De database maakt het mogelijk om bepaalde correlaties te vinden en een geanaly- seerde invulling te geven aan onbekende gege- vens, zoals het type fundering en de huidige staat van het pand. In het kwantitatieve onderzoek zijn vier dijkversterking alternatieven beschouwd. Een Grondoplossing, Grondoplossing met damwand (type II), Damwand (type I) en een Asverschuiving. De schadegevoeligheid is getoetst op het intrillen van de damwanden type I en II en grondvervor- mingen als gevolg van een grondoplossing of asverschuiving. Door meerdere representatieve berekeningen uit te voeren en te koppelen aan de database is voor ieder pand de schadegevoeligheid bepaald. Donderdag mocht Stavros zijn presentatie geven over ‘An Innovative Design Methodology for Offshore Wind Monopile Foundations’. De recen- telijk ontwikkelde software PLAXIS module, MoDeTo (Monopile Design Tool), is geïmplemen- teerd voor het ontwerp van monopile fundering van offshore windturbines, onder horizontale belasting. Het toegepaste belastinggeval is geba- seerd op de ontwerpmethodiek van het PISA (Pile Soil Analysis) onderzoeksproject, waarin een één-dimensionaal (1D) berekeningsmodel wordt gebruikt voor het snel uitvoeren van robuuste ont- werpberekeningen. De monopile is geformuleerd naar de Timoshenko balken-theorie. De primaire resultaten van PISA zijn geïntegreerd in het monopile ontwerpproces, als verbetering van de conventionele ‘p-y curve’ ontwerpbenadering ten aanzien van horizontaal belaste monopiles met een kleine lengte-over-diameter ratio, door het inrekening brengen van de additionele grond reactie componenten langs de schacht en de punt van de monopile. Twee ideale en uniforme grond- profielen (klei en zand) zijn gebruikt om de gebruikte ontwerp methodiek te verifiëren. De KORT 26TH EUROPEAN YOUNG GEOTECHNICAL CONFERENCE (EYGEC) GRAZ, OOSTENRIJK Brian WehrmannGEO-GIS, vh. CRUXEngineering BV Stavros Panagoul ias Plaxis bv, Delft Bezoek Waterkrachtcentrale, Graz. 32 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018 56 JAAR UW ADVISEUR Risicogestuurd onderzoek, deskundige advisering en monitoring zijn onmisbaar bij bouwen op of onder de grond! Grondonderzoek Geo-adviezen: fundering / bouwput / hydrologie / trillingen Monitoring: trillingen / grondwater / (grond)deformaties Funderingsonderzoek Fugro NL Land B.V. 070 3111333 info@fugro.nl www.fugro.com numerieke ontwerpbenadering is toegepast om het monopile ontwerp te optimaliseren, op basis van de aangenomen uitgangspunten voor de grond en belastingen. De resultaten van het 1D ontwerp- model zijn gecontroleerd door drie-dimensionale (3D) numerieke berekeningen in Plaxis 3D uit te voeren. De vergelijkbare resultaten op de mono- pile uit de twee modellen bevestigen de validatie en robuustheid van de 1D ontwerpberekeningen. Social Event en Excursie Naast de technische presentaties overdag was er de gelegenheid om onze Europese mede-geotech- neuten iets beter te leren kennen. Op de laatste avond moest ieder land een one-minute show geven met nationale kenmerken. Wij konden met muziek van Guus Meeuwis, een pop-quiz en zelf geknutselde tulpen een goede indruk achterlaten. Vrijdagochtend sloten wij de conferentie af met een bezoek aan de nieuwe, nog in aanbouw, water- krachtcentrale van Graz. Deze heeft naast het opwekken van groene energie ook een functie om het waterpeil in Graz hoger op te zetten en beter aan te laten sluiten op het straatniveau voor esthe- tische en recreatieve behoeften. wehrmann@geo-gis.nl s.panagoulias@plaxis.com ! KORT 56 JAAR UW ADVISEUR Risicogestuurd onderzoek, deskundige advisering en monitoring zijn onmisbaar bij bouwen op of onder de grond! Grondonderzoek Geo-adviezen: fundering / bouwput / hydrologie / trillingen Monitoring: trillingen / grondwater / (grond)deformaties Funderingsonderzoek Fugro NL Land B.V. 070 3111333 info@fugro.nl www.fugro.com 33 GEOTECHNIEK DECEMBER 2018

Jaargang 22, 2018 - nummer 3

INLEIDING Het traditioneel heien van prefab betonpalen behoort tot de meer populaire fundeermethodes in de Europese markt, mede gesteund door de goede kwaliteit en hoge betrouwbaarheid van zowel de paal als de inbrengmethode. Echter, vanwege regelgeving en omgevingsfactoren winnen de diverse methodes waarbij de palen trillingsvrij geboord worden ook terrein. Deze methodes zijn echter meer uitvoeringsgevoelig ten aanzien van de te leveren paalkwaliteit (in de grond gevormd) en daarnaast zijn geboorde paalsystemen in het algemeen ook duurder. Het indrukken in plaats van heien van de kwalitatief hoogwaardige betonpalen verenigt de voordelen van dit paaltype in de trillings- en nagenoeg geluidsvrije installatiemethode ’drukken’. De hinder op de omgeving wordt hierdoor tot een minimum beperkt. Met name voor funderen in het binnenstedelijk gebied is dit gunstig. Drukpaal.nl is een samenwerkingsverband tussen de betonfabrieken Bruil Prefab en de IJB-Groep. De fundeermachine is geleverd door A.P. van den Berg uit Heerenveen die als exclusieve distribiteur van de machines in Europa optreedt namens T-Works uit China. In Azië wordt deze methode al ruim een decennium lang op grote schaal toegepast. Door T-Works worden fundeermachines gebouwd met een maximale indrukkracht variërend van 600 tot 12000kN. Door A.P. van den Berg worden de machines afgestemd op de Europese wet- en regelgeving met name met betrekking tot veiligheid en milieu. Daarnaast worden de machines voorzien van een dataregistratiesysteem. Op de Neder- landse markt is sinds eind 2016 een fundeermachine actief met een totaal gewicht van 320 ton en een maximale indrukkracht van 3200kN (= 320ton). Inmiddels zijn meer dan 12 projecten in Nederland succesvol gereali- seerd en tevens is er in het najaar van 2017 een constructeurs- 33 GEOTECHNIEK –September 2018 FIGUUR 1 – FUNDEERMACHINE (BRON: A.P. VAN DEN BERG) Harrie Dieteren CRUX Sandro Katerberg A.P. van den Berg GeoTechnology Guido Meinhardt CRUX Ta h l Te k o f s k y Drukpaal.nl INFOTORIAL DE DRUKPAAL VOORDELEN UIT TWEE WERELDEN FIGUUR 2 – BEREKENDE DRUKKRACHT IN ZAND (R C;K;ZAND ) VERSUS REKENWAARDE PAALDRAAGKRACHT (RC;D) VOOR EEN GROEPSONDERINGEN EN VERSCHILLENDE PAALPUNTNIVEAUS event georganiseerd. In dit artikel wordt ingegaan op de opgedane ervaringen tot op heden en op de specifieke ontwerpaspecten van de nieuwe installatiemethode van de bekende prefab betonpaal. BESCHRIJVING PAALSYSTEEM EN FUNDEERMACHINE De machine bestaat uit een basisframe dat langs- en dwarsliggers heeft met een railconstructie waarover het basisframe zich kan voortbewegen. Met deze combinatie van langs- en dwarsligger kan de machine zich in lengte- en dwarsrichting voortbewegen en zelfs 360 0om de om de paalpositie roteren. De twee langsliggers hebben een afmeting van 11,8m x 1,25m. Met het gewicht van 320ton resulteert dit in funderingsdrukken per ligger van circa 110kPa. Tijdens het manoeuvreren van de machine wordt steeds afgestempeld op de liggers (langs of dwars) terwijl de andere liggers (dwars of langs) worden verzet. De basismachine heeft uiteraard een eigen gewicht maar om met de maximale indrukkracht te kunnen werken, dienen contragewichten te worden aangebracht. De maximale indruk- kracht is mogelijk als de paal vanuit het midden door de machine wordt gedrukt. Het indrukmechanisme bestaat uit vier hydraulische cilinders en een hydraulische klem om de paal vast te houden. Door de eenvoud van de constructie behoeft de fundeermachine dan ook minimaal onderhoud. Aan de kopse kant van de machine bevindt zich eveneens een indruksysteem (de zogenaamde sidepiler). Echter hiermee kan tot ca. 50% van de indrukkracht van het centrale indruk- systeem worden behaald. Met het indrukmechanisme (vijzel) kan een paal ongeveer 2 meter worden weggedrukt waarna de paal over- gepakt moet worden door de klem. Tijdens het indrukproces wordt de diepte en drukkracht automatisch en continu geregistreerd. To t o p h e d e n z i j n m e t d e z e n i e u w e i n s t a l l a t i e m e t h o d e b i j e e n 1 2 - t a l projecten prefab betonpalen vierkant 250 à 350mm gedrukt met een lengte variërend van circa 6m tot 22m. Op basis van de huidige inzichten zijn palen tot circa 25m uitvoerbaar alsmede koppelpalen. Door het toepassen van een stalen oplanger is het mogelijk om de palen verdiept aan te brengen. BEREKENING DRAAGKRACHT Officiële paalklassefactoren van dit paalsysteem (type paal in combinatie met installatiemethode) zijn tot op heden nog niet beschikbaar. Bij het ontbreken van resultaten van proefbelastingen, is het gebruikelijk het ‘nieuwe’ paalsysteem in te schalen aan de hand van vergelijkingen met paalsystemen die wel zijn opgenomen in de norm. Uit analyses van enkele gedrukte palen in de begintijd en de inmiddels gerealiseerde projecten blijkt, dat de paalklassefactoren voor de geheide prefab betonpaal goed aansluiten bij dit ‘nieuwe’ paalsysteem. In de ontwerpfase wordt daarom de rekenwaarde van de draagkracht van een drukkend geïnstalleerde prefab betonpaal berekend alsof het een geheide paal betreft met de waarden uit NEN 9997-1 (2016), tabel 7c en 7d. Hierbij wordt opgemerkt dat de paalklassefactor paalpunt ( !p) van 0,7 op basis van de huidige inzichten voor de drukpaal aan de lage kant lijkt te liggen (Van Baars 2018). Echter deze waarde wordt aangehouden tot er officiële factoren op basis van paalproeven conform de NPR7201 (2017) beschikbaar zijn. DRUKPREDICTIE Gezien de installatiemethode is het van belang om vooraf goed te voorspellen wat de te verwachten indrukdiepte wordt. Hiervoor wordt middels een door CRUX ontwikkeld programma een predictie gedaan van de benodigde drukkracht om de paal op de gewenste diepte te krijgen. De noodzakelijke drukkracht om een paal statisch de grond in te drukken is in principe gelijk aan de verwachtingswaarde van de paalpunt- plus de schachtweerstand. Op basis van in het verleden uitgevoerde analyses van de druk- registraties wordt bij de bepaling van de maximum paalpunt- weerstand uitgegaan van een paalklassefactor paalpunt ( !p) van 1,0 in plaats van 0,7 en wordt de paalpuntspanning (q b;max ) niet 34 GEOTECHNIEK –September 2018 afgesnoten op 15 MPa. Het invloedsgebied onder en boven de paal- punt wordt hierbij gekozen tussen 2D/4D à 4D/8D. 4D/8D is een veilige benadering voor de rekenwaarde van het draagvermogen maar kan echter een te gunstige benadering voor de maximale verwachte drukkracht zijn omdat de invloed van stoorlaagjes met teruglopende conusweerstanden minder significant zijn. De paal ondervindt vanaf intreding in de grond (maaiveld) weerstand aan de punt en langs de schacht. In verband hiermee wordt dus ook kleef (schachtwrijving) in rekening gebracht in de klei- en zandlagen waaraan conform de draagkrachtberekening geen schachtwrijving wordt ontleend. De te hanteren paalklassefactor voor de schacht in die lagen wordt conform NEN 9997-1:2016 Tabel 7.d bepaald. Bij de bepaling van de maximum paalschachtweerstand wordt de conusweerstand niet afgesnoten op 12 of 15!MPa maar wordt gere- kend met de gemeten conusweerstanden. Daar het principe van het drukken van prefab betonpalen gebaseerd is op het lokaal bezwijken van de grond onder de paalpunt worden de partiele weerstandsfactoren ( "m) en de correlatiefactoren ( #) op 1,0 gesteld. De benodigde totale drukkracht (R c;k;totaal ) wordt per niveau bepaald aan de hand van: Rc;k;totaal = R paalpunt + R schacht Van tevoren dient duidelijk in kaart te zijn gebracht welke palen niet vanuit het midden kunnen worden gedrukt daar dit significant de maximale indrukdiepte bepaalt en daarmee bepalend is voor het ontwerp van het palenplan. BEOORDELING DRUKREGISTRATIE Zoals boven beschreven, wordt in de drukpredictie met schacht- wrijving gerekend vanaf intreding in de grond. Bij de bepaling van de rekenwaarde van het draagvermogen wordt dit normaliter gedaan vanaf de bovenkant van de zone waar positieve schachtwrijving in rekening wordt gebracht, de funderingszandlaag. Om tot een vergelijk te kunnen komen tussen de gerealiseerde druk- kracht (drukregistratie) en het berekende draagvermogen moet dus de schachtwrijving tot aan de funderingszandlaag in mindering worden gebracht op de berekende totale drukkracht. Door voor ieder deelgebied/sondering en paalafmeting de reken- waarde van de draagkracht (R c;d dus exclusief negatieve kleef ) uit te zetten tegen de berekende benodigde drukkracht in het zand (aangeduid met R c;k;zand ) kan een vergelijking worden afgeleid zoals weergegeven in figuur 2. Bij voorkeur dient dit bij ieder deel- gebied/sondering over een traject van minimaal paalpuntniveau tot circa 2,5m daarboven te worden gedaan om, zodoende een meer reële vergelijking te verkrijgen dan als alleen naar het paalpuntniveau wordt gekeken. Belangrijk hierbij is dat de variatiecoëfficiënt over het bewuste traject maximaal 12% is en sprake is van een draagvermogen dat toeneemt met de diepte. Om de afgeleide vergelijking te mogen gebruiken bij het beoordelen van de drukregistratie dient als eerste gecontroleerd te worden of de drukpredictie overeenkomt met de gemeten waarden. In figuur 3 zijn daarom de gemeten drukkrachten (drukregistratie) van twee gedrukte palen uitgezet tegen de berekende indrukkracht. Conform de drukpredictie zou de drukkracht in het zand op paalpunt- niveau circa 1590kN bedragen met een gemiddelde waarde over de laatste 3m van circa 1280kN. Bij de nabij geïnstalleerde palen 105 en 106 zijn op paalpuntniveau 1330kN respectievelijk 1550kN gemeten en over het bovenliggende traject 1210kN respectievelijk 1310kN. De predictie sluit met name over het onderste gedeelte van de grafiek 35 GEOTECHNIEK –September 2018 FIGUUR 3 –BEREKENDE VERSUS GEMETENDRUKKRACHT (BOVEN: TOTAAL;ONDER: IN HET ZAND). goed aan bij de gemeten waarden. De berekende draagvermogens over dat traject hebben een variatiecoëfficiënt van 5 à 10%, hetgeen ook wordt teruggevonden in de gemeten drukkrachten (registratie- gegevens) in het zand. Op grond van de afgeleide vergelijking in figuur 2 kan voor de palen 105 en 106 een betrouwbare indicatie worden gegeven van de reken- waarde van de draagkracht, te weten circa 780kN respectievelijk 900kN. De negatieve kleef, die bepaald is aan de hand van de ont- werpsonderingen, kan (afhankelijk van de bodemopbouw) vervolgens in mindering worden gebracht daar de drukgrafieken geen aanleiding geven om deze waarde bij te stellen. OPGEDANE ERVARING BIJ GEREALISEERDE PROJECTEN Op basis van de tot op heden gerealiseerde projecten, waarbij in principe iedere drukkend geïnstalleerde paal een soort drukproef is, zie ook het voorbeeld over de beoordeling van de drukregistratie in dit artikel en het voorbeeld in figuur 4, is de paalklassefactor voor de paalpunt wat betreft deze installatiemethode eerder 1,0 dan 0,7 conform de norm. Dit ondanks het feit dat een groot deel van de gedrukte palen meer dan 8m in het zand staan. Hierbij wordt echter opgemerkt de punt-schacht verhouding nog niet exact middels rek- sensoren is bepaald en op aannames is gebaseerd. In vervolgonder- zoeken zal hier nader aandacht aan worden besteed. ONTWERP- EN UITVOERINGSASPECTEN De Drukpaal (het drukkend installeren van prefab betonpalen) combineert de kwaliteitsvoordelen van de prefab betonpaal met de geluids- en trillingsvrije installatie van de geschroefde systemen. Deze laatste echter vereisen extra aandacht in de kwaliteitscontrole omdat het ‘in de grond gevormde’ funderingselementen zijn. Ook in verband met de continue drukregistratie tijdens de installatie heeft de Druk- paal kwaliteitsvoordelen. Aandachtspunten van deze installatiemethode zijn het benodigde gewicht en de afmetingen van de fundeermachine, het aan de voor- kant goed voorspellen van het te realiseren paalpuntniveau (ook in relatie tot de vereiste draagkracht) en het daarmee vroegtijdig inpassen van dit systeem in funderingsontwerpen. Achtereenvolgens wordt op de genoemde aspecten ingegaan. Het gewicht van de machine is van invloed op de draagkracht van de ondergrond alsmede de eventuele beïnvloeding van objecten in de omgeving (zoals belendingen, taluds, damwanden en kabels en lei- dingen) en dient deskundig te worden beoordeeld in een risico- analyse. In principe kan de stelling een paal drukken tot op circa 0,8m uit de belending (drukkracht ca. 50% ). Als vanwege de ondergrond gekozen wordt voor de toepassing van draglineschotten dan verdient het aanbeveling het palenstramien hierop af te stemmen. In de ontwerpfase verdienen tevens vast tot zeer vast gepakte zandlagen extra aandacht omdat deze moeilijk te passeren zijn. Wordt namelijk de maximale drukkracht al ruim boven het voorgeschreven paalpuntniveau behaald dan moet de paal worden afgezaagd voordat met de volgende paal kan worden gestart. Een robuuste zekerheid van de uitvoerbaarheid van de installatiediepte (paalpuntniveau) wordt daarom aanbevolen. Het kan dus vanuit de drukpredictie wenselijker zijn om meer kortere palen met een eventueel grotere afmeting toe te passen dan minder palen maar langer. Tevens verlagen extra sonderingen bij grillige bodemcondities het risicoprofiel 36 FIGUUR 4 –BEREKENDE VERSUS GEMETENDRUKKRACHT (BOVEN: TOTAAL;ONDER: IN HET ZAND). GEOTECHNIEK –September 2018 met oog op de haalbaarheid van het vereiste paalpuntniveau. De fundeermachine leent zich met name voor projecten van enige schaal (> 50 à 100 palen). Voor projecten met een regelmatig stramien (bijvoorbeeld lijninfra zoals tunnels, verdiepte liggingen, geluids- schermen) of woning- en utiliteitsbouwprojecten, waar vroegtijdig afstemmen van de palenplannen op deze installatiemethode tot de mogelijkheden behoort, biedt deze installatiemethode voordelen in combinatie met geen geluids- en trillingsoverlast, hoge bouwsnelheid en hoge aantoonbare kwaliteit. SAMENVATTING EN PERSPECTIEF Eind 2016 werd door Drukpaal.nl en A.P. van den Berg het drukkend installeren van de bekende prefab betonpaal op de Nederlandse markt gelanceerd. In plaats van het traditioneel heiend aanbrengen van prefab betonpalen worden de palen met dit systeem drukkend aangebracht. Hierdoor wordt een aantoonbaar kwalitatief hoogwaar- dige fundering vervaardigd die geluidsarm en trillingsvrij wordt aan- gebracht. De meetdata tot op heden (iedere gedrukte paal is een soort paal- proef ) lijken het toepassen van een paalklassefactor voor de punt van 1,0 (in tegenstelling tot de norm 0,7) te onderstrepen. Dit sluit aan bij de discussie die al enige tijd wordt gevoerd over het met 30% moeten reduceren van het puntdraagvermogen (zie ook Van Baars en Rica, 2018). Om echter concrete uitspraken te kunnen doen over de paalklasse- factoren voor deze ‘nieuwe’ installatiemethode wordt in de nabije toekomst meer onderzoek naar de verhouding tussen punt- en schachtdraagvermogen en de bijhorende paalklassefactoren gedaan. De installatiemethode biedt door de continue registratie goede mogelijkheden voor kwaliteitsverhoging of verantwoord toepassen van veiligheidsfactoren. Bijvoorbeeld doordat bij de Drukpaal net als bij een sondering de weerstand wordt gemeten vanaf intreding in de grond, kan draagvermogen, sondeergrafiek en drukregistratie middels deskundige beoordeling tot een aantoonbaar veiligheids- niveau gecorreleerd worden. Met andere woorden zal in toekomst de drukregistratie kunnen worden beschouwd als zijnde een (controle)sondering waardoor de correlatiefactoren ( !) op 1,0 zouden kunnen worden gesteld. Uiteraard dienen diverse projecten, proefbelastingen en onderzoeken deze denkrichting nog te bevestigen. Een eerste stap hierin is meer onderzoek naar de verdeling tussen punt-schacht door enkele drukpalen te voorzien van reksensoren. De voorbereidingen hiervoor lopen en zullen in een volgend artikel gepresenteerd worden. LITERATUUR Va n B a a r s , R i c a ( 2 0 1 8 ) , D e g e v o l g e n v a n d e r e s t k r a c h t bij een paalfundering, Geotechniek, Maart 2018. Geotechniek – Grondverbetering – Omgeving – Geohydrologie – Versterk jij ons team? – Bodem – Amsterdam Delft Eindhoven +31 (0)20 4943070 info@cruxbv.nl cruxbv.nl Adviseur Geotechniek Adviseur Bodem Milieukundig begeleider (MKB) Inleiding Tr i l l i n g e n d i e o n t s t a a n d o o r o n d e r a n d e r e b o u w - werkzaamheden kunnen schade aan een pand of de fundering van een pand veroorzaken. Deel A van de SBR-richtlijn Trillingen [1] behandelt de wijze waarop trillingsmetingen aan bouwwerken kunnen worden uitgevoerd en de wijze waarop de resultaten van de trillingsmetingen moeten wor- den verwerkt en beoordeeld. Het doel van de richtlijn is schade aan het pand te voorkomen. Deze richtlijn A is eind 2017 herzien en opnieuw uitgebracht. In de herziene versie is het onderdeel schade aan de fundering sterk aangepast ten opzichte van de versie van 2006 [2]. De aanleidingen hiertoe waren onder andere het ontbreken van een eenduidige uitspraak over niet harmonische trillingen [3] en de onvrede dat bij lage frequenties er weinig verdichting zou optreden. Dat laatste wijkt af van wat in cyclische triaxaalproeven wordt waar- genomen, zie bijvoorbeeld [4]. Er is een literatuuronderzoek naar verdichtings- modellen en een probabilistische studie naar de kans op verdichting van zand bij cyclische belas- tingen uitgevoerd. Voor funderingen dient onder- scheid gemaakt te worden tussen twee mecha- nismes en met de invoering van partiële factoren wordt de behandeling vergelijkbaar aan de situatie bij schade aan de constructie. Risico’s voor schade aan de fundering Het risico op schade aan de fundering door trillin- gen is vooral aanwezig bij funderingen op staal met granulaire materialen, zand en silt. Deze funderingen worden in de richtlijn trillingsgevoe- lig genoemd. De criteria om een fundering als trillingsgevoelig te classificeren zijn niet gewij- zigd. De essentie van de beoordeling is en blijft het feit dat granulaire materialen kunnen verdichten onder cyclische belastingen en dat de sterkte afhankelijk is van de aanwezige isotrope spanning. Er zijn twee risico’s die beoordeeld moeten wor- den (zie ook figuur 1): - Verschilzetting door verdichting: dit treedt onder een cyclische schuifspanning door de accu- mulatie van kleine volumeveranderingen over veel cycli; - Verlaagde draagkracht: dit treedt op als de (iso- trope) spanning onder de fundering te laag wordt. Achtergrond van de grenswaarden voor verdichting Één van de vragen die spelen is wat een goede maat is voor de optredende verdichting: versnel- ling of snelheid. Om deze vraag te beantwoorden is een literatuurstudie uitgevoerd [5]. Een eenduidig antwoord is niet te geven. Niet de snelheid of de versnelling bepaalt de verdichting per cyclus, maar de cyclische schuifspanning. En de vraag of de spanning evenredig is met de snelheid of de versnelling hangt af van het probleem dat wordt bekeken. Dit is vergelijkbaar met de stati- sche sterkte: als we willen weten of de grond de belasting kan dragen zal iedereen naar de optre- dende spanning kijken. De situatie bij verdichting kan het beste met een aantal voorbeelden worden toegelicht. Bij een langzame cyclische proef is de schuifspanning in de grond evenredig met de verplaatsing van de kop van het monster. De verdichting per cyclus is dan evenredig met de verplaatsingsamplitude. Wordt de golfvoor tplanting in de bodem be- schouwd, dan is de amplitude van de spanning evenredig met de deeltjessnelheid van de golf (zoals ook voor drukgolven in een heipaal geldt). Wordt een klein bakje grond heen en weer geschud, dan is de (deviator-) spanning in de grond in het bakje evenredig met de versnelling, volgens de wet van Newton (het systeem kan worden benaderd als een star lichaam). Omdat de SBR–richtlijn de verdichting ten gevolge van trillingen door een bron buiten het gebouw beoordeelt, lijkt een beoordeling op basis van passerende golven het mechanisme en is de trillingssnelheid de variabele die de beste relatie met de spanning in de grond geeft. Om de relatie met tussen de optredende verschil- zettingen en bijbehorende rotaties enerzijds en de amplitude van de trillingssnelheid en het aantal cycli anderzijds te bepalen is een probabilistische studie uitgevoerd [6]. Het eindresultaat van deze studie is een zogenaamde fragility curve. Deze fragility curve geeft de kans op schade aan de constructie als functie van de trillingssnelheid die in de constructie optreedt. Op basis van de karakteristieke vorm van deze curve wordt het ook wel een S-curve genoemd. Om de fragility curve voor het optreden van verdichting te bepalen moet er een model zijn dat het gedrag van de grond beschrijft en een cri- terium dat aangeeft wanneer er schade optreedt. Daarnaast is er een invoer voor het model nodig, waarin de onzekerheid in de parameterwaarde is opgenomen. 6 GEOTECHNIEK –September 2018 Beoordeling van trillingsgevoelige funderingen volgens de nieuwe SBR Trillingsrichtlijn A Schade aan gebouwen en: 2017 Figuur 1 – Beschouwde mechanismes: verdichting en instabiliteit in de spanningsruimte. Dirk de Lange Deltares Paul Hölscher Deltares Albert-Jan Snethlage Fugro Martijn van Delft Allnamics Omdat voor een analytisch model gekozen is, is de rekentijd voor één enkel geval beperkt en kan een Monte Carlo simulatie worden uitgevoerd. Dit is gedaan voor een aantal realistische cases, ook wel scenario’s genoemd. Voor de probabilistische studie is standaard software gebruikt [7]. Voor dit artikel gaan we verder alleen in op de geotech- nische achtergronden van de studie en de resulta- ten. Figuur 1 geeft een kort overzicht van de gebruikte cases Omdat het optreden van schade aan een gebouw ook afhankelijk is van de sterkte van het gebouw en de reeds aanwezige spanningen, is in deze studie schade gedefinieerd als het overschrijden van de maximale rotatie en maximale relatieve rotatie in het gebouw als gevolg van (verschil) zettingen door verdichting. De maximale waarden zijn ontleend aan de COB aanbeveling voor het ontwerpen van bouwputten [8]. In deze studie worden zowel de scheefstand als de relatieve rotatie als criterium toegepast. Uitgangspunt is dat er sprake is van schade bij gebouwen van met- selwerk als de scheefstand groter is dan 1/300 en/of de relatieve rotatie groter is dan 1/900 (zeer geringe schade). Dit lijkt een strikte eis, omdat bij deze waarden de meeste gebouwen geen schade zullen oplopen. Maar er wordt ook verondersteld dat er nog geen enkele rotatie aanwezig is bij het begin van de trillingsbelasting. Het model moet dus de rotatie en relatieve rotatie in de bodem berekenen als functie van de trillings- snelheid in het meetpunt aan de voorzijde van het pand, omdat uitgegaan wordt van een indicatieve meting. Het model volgt nu de volgende stappen: 1. Op basis van een Barkan-curve wordt de tril- lingssnelheid aan de achterzijde van het pand berekend. De onzekerheid in deze curve is meege- nomen; 2. Voor beide trillingssnelheden wordt de totale verdichting door alle trillingen berekend. Het verdichtingsmodel van Niemunis [4] is gebruikt om de volumerekken te bepalen. De dikte van de trillingsgevoelige laag is gebruikt om de zetting te berekenen. Er is rekening gehouden met de onzekerheden in de parameterwaarden. De relatieve dichtheid van de bodem, de werkelijke laagdikte, het aantal cycli dat optreedt, de overdracht van bodem naar ge- bouw en de afname snelheid van de trillingssnel- heid zijn als stochast gekozen. Voor elke stochast zijn verdelingsfunctie, gemiddelde, standaard- afwijking en extreme waarden bepaald. Te v e n s i s d e v a r i a t i e i n t r i l l i n g s n i v e a u g e d u r e n d e het hele proces van inbrengen van een paal of damwandplank beschouwd. Het trillingsniveau is in drie klassen ingedeeld (50, 70 en 100%) en de relatieve aandeel van de klassen is als stochast af- gehandeld. In de berekeningen is de overdracht van bodem naar gebouw en de onzekerheid daarin meege-nomen. Daardoor is het redelijk om de tril- ling in de ondergrond te beoordelen op basis van een meting aan het pand. Figuur 2 toont het resultaat van de probabili- stische studie voor een aantal beschouwde cases. De rechter figuur toont een deelgebied van de linker figuur. De trillingssnelheid staat op de horizontale as, de kans op het overschrijden van de toelaatbare rotatie staat op de verticale as. Case - Korte beschrijving 1. Basis case: een pand op 15 m afstand 9 m diep; initiële dichtheid zand is 55%; bron is trillen; laagdikte is 4!m; modelbetrouwbaarheid 0.1. 2. Bron is heien i.p.v. trillen. 3. Kleiner gebouw (10 m) dat dichter bij de bron staat (5 m). 4. De bodem heeft een hogere initiële dichtheid (65%). Tabel Overzicht gebruik te scenario's Achtergrond grenswaarde voor verlaagde isotrope spanning Naast schade door verdichting , kan ook schade optreden door verlies aan draagkracht. Dit kan optreden als gevolg van een vermindering van de isotrope spanning in de grond als gevolg van te grote grondversnellingen. Als de versnellingen in de grond groot zijn ten opzichte van de versnelling van de zwaartekracht ontstaan dus niet alleen schuifspanningen in de grond, maar neemt ook de isotrope spanning af en daarmee ook de sterkte van het granulaire materiaal. Aangezien dit een plotseling optredend mecha- nisme is en de bestaande grenswaarde als bruik- baar ervaren werd, is de oorspronkelijke grens- waarde gehandhaafd. Naar de kans op instabiliteit is dan ook geen probabilistisch onderzoek gedaan. De eis van 1!m/s2 (dit is 10% van de versnelling door de zwaartekracht) betekent dat een afname van 10% van de aanwezige spanning wordt geac- cepteerd. 7 GEOTECHNIEK –Sept ember 2018 Samenvatting In het kader van de herziening van de SBR richtlijn ‘Trillingen deel A Schade aan bebouwing’ is het onderdeel ‘schade aan de fundering’ (schade door verdichting) drastisch aangepast. Dit artikel bespreekt de achtergronden van de aanpassingen en geeft aan hoe de nieuwe grenswaarden vastgesteld zijn. Aan de hand van een praktijk voorbeeld worden verschillende aspecten van de nieuwe aanpak verder toegelicht. Figuur 2 – Fragility curves voor 4 cases. To e p a s s i n g v a n d e p a r t i ë l e f a c t o r e n en invloed laagdikte Voor de twee mechanismes (snelheden en versnel- lingen) verschillen de partiële factoren die toege- past worden. De veiligheidsfactoren worden op de trillingssnelheid toegepast en niet op de versnel- ling (de versnellingseis is dus identiek voor alle situaties die moeten worden beschouwd): - De partiële veiligheidsfactor voor het type trilling moet voor de snelheidseis beschouwd worden omdat het risico dat de maximale dicht- heid wordt bereikt, toeneemt met het aantal tril- lingen. Voor de versnellingseis moet deze factor niet worden toegepast. De versnellingseis voor- komt het optreden van een situatie met verlaagde spanning. Dit hangt alleen af van de maximale versnelling en is onafhankelijk van het aantal cycli en de verdeling van de amplitude over het proces, die in de partiële factor voor het type trillign op- genomen is. - De partiële veiligheidsfactor voor de bouw- kundige staat en/of monumentale status moet voor de snelheidseis wel beschouwd worden. Het is immers een maat voor de weerbaarheid of waarde van het gebouw. Voor de versnellingseis moet deze factor niet worden toegepast. Het betreft hier schade aan de fundering (optreden situatie met verlaagde spanning) die zodanig is dat voor elk gebouw deze ontoelaatbaar geacht moet worden en feitelijk onafhankelijk is van de bouw- kundige staat van het pand. Als de partiële veilig- heidsfactor wordt opgevat als extra bescherming voor een pand met monumentale status, dan is er wat voor te zeggen om deze wel toe te passen voor de versnellingseis. Hiervoor is momenteel niet gekozen. - De factor voor de laagdikte moet voor de snel- heidseis wel beschouwd worden. De factor voor de laagdikte is ingevoerd omdat de zettingen sterk door de laagdichte worden bepaald. Omdat de zetting wordt berekend uit het product van vo- lume rek door verdichting maal de laagdikte, treedt bij een dunnere laag een lagere zetting op bij gegeven trillingsniveau. Met het invoeren van deze factor is het mogelijk om panden op een aan- toonbaar dunne laag (bij voorbeeld een zandaan- vulling) meer realistisch te beoordelen. Voor de versnellingseis moet deze factor niet worden toegepast. Het risico dat de versnelling te groot wordt is onafhankelijk van de laagdikte. Enig laag- dikte effect treedt alleen op voor heel dunne lagen tijdens het bezwijken. Maar dan is het al te laat De partiële factor voor het type meting geeft een maat voor de zekerheid dat met de gebruikte meetopstelling de maximale trilling gemeten is. Dit geldt voor zowel bodem als gebouw trilling. In een gebouw is de spreiding iets groter dan in de bodem, omdat de overdracht bodem-gebouw en de voortplanting in het gebouw daar ook een rol spelen. Dit verschil is om praktische redenen verwaarloosd. Dit lijkt een redelijke aanname, omdat bij het optellen van veel onzekerheden de bijdrage van een extra onzekerheid steeds minder invloed heeft. De richtlijn bevat duidelijke tabellen waarin het gebruik van de partiële coëfficiënten voorgeschre- ven en toegelicht is. Uitwerking grenswaarden voor een harmonisch signaal In de herziende SBR Trillingsrichtlijn A Schade aan gebouwen en: 2017 zijn twee grenswaarden opge- nomen, één voor de maximale snelheid aan de draagconstructie en één voor de maximale ver- snelling in de grond. Beide maximale waarden moeten in het tijdsdomein worden bepaald, net zoals de maximale snelheid voor directe schade. In het algemeen geldt dat bij signalen met veel lage frequenties het snelheidscriterium maatge- vend is en voor signalen met veel hoge frequenties het versnellingscriterium. Figuur 3 geeft de grens- waarden voor een zuiver harmonisch signaal (dus geen willekeurig signaal) in het frequentie-domein uitgedrukt in de toelaatbare snelheid. Deze grafiek geldt uitsluitend voor een harmonisch signaal en mag niet voor een willekeurig signaal worden gebruikt. De grafiek laat zien dat het versnellingscriterium bij de hoge frequentie maat- gevend is, en dat bij lage frequenties de trillings- snelheid maatgevend is. Figuur 3 laat ook de invloed van de laagdikte op de beoordeling zien. De laagdikte heeft wel invloed op de eis voor de maximale snelheid, maar niet op de eis voor de maximale versnelling. Bij een dunnere laag mag een hogere trilling worden toegestaan. Vo o r b e e l d v a n d e b e o o rd e l i n g In Terneuzen wordt het sluizencomplex aangepast zodat grotere zeeschepen het industriegebied tussen Terneuzen en Gent kunnen bereiken. Tussen de bestaande Westsluis en Oostsluis waar momen- teel een tusseneiland aanwezig is, wordt een nieuwe Sluis gebouwd (Middensluis). De onder- grond op de bouwlocatie kenmerkt zich in Glauco- niethoudend zand en Boomseklei in de diepere lagen met een toplaag van 2.5-5!m zand. Omdat er weinig ervaring is met het installeren van grote combiwanden in deze grondslag, is in de zomer van 2017 een hei- en trilproef uitgevoerd op deze locatie. Hierbij zijn voor de geplande combi- wanden, open buispalen Ø 1620 /25 mm lengte 36 m met tussendamwandplanken AZ 28-700 lengte 35 m, zowel heiend als trillend op diepte gebracht. De buispalen zijn voorgepoot met een trilblok PVE 2350 VM (Maximale Centrifugaalkracht 2900kN) 8 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 3 – Criterium voor harmonisch signaal uitgedrukt in trillingssnelheid voor twee laagdiktes. Het frequentie- gebied waar de trillingen van trilblokken in werken is gemarkeerd. en vervolgens afgeheid met een hydraulisch hei- blok IHC-S280 (maximaal energieniveau 280kNm). In de directe omgeving van de heiproeflocatie met Boomse klei op grotere diepte stonden een aantal gemetselde gebouwen. Deze zijn op staal gefun- deerd in de ondiepe zandlaag. De Vlaams Neder- landse Schelde Commissie heeft SBRCurnet de gelegenheid geboden om aan de bebouwing te meten. Omdat de panden toch gesloopt zouden worden, hoefde in dit geval de uitvoering niet gestopt te worden bij het overschrijden van de grenswaarden. Figuur 4 toont de situatie. Aan en in alle panden zijn trillingsmetingen uitgevoerd. Dit artikel beperkt zich tot de opnemers aan de be- gane grond die relevant zijn voor het beoordelen van het risico op schade aan de fundering. Als eerste beschouwen we gebouw 4, waarop twee opnemers A en B gemonteerd zijn. 1 geeft de maximale snelheid en versnelling in beide opnemers in alle drie de richtingen. Opnemer A is de meest nabije opnemer voor de heiwerkzaamheden. Toch is in een aantal richtin- gen de trillingssnelheid of versnelling in de verder weg gelegen opnemer B groter. In alle gevallen is de verticale trillingsnelheid bij het !het meest nabije meetpunt het grootst. Als gekeken wordt naar de verticale versnelling dan is deze in het meest verre punt tijdens trillen het grootst. Bij een meting op het meest nabije punt kan derhalve niet altijd worden uitgegaan van het feit dat men dan ook altijd de grootste trillingsamplitude meet. Er is dus een bepaalde onzekerheid die wordt afgedekt met een partiële veiligheidsfactor die voor een indicatieve meting groter is dan voor een beperkte meting. Als we alleen opnemer A hebben geïnstalleerd, voeren we een indicatieve meting uit. Als we de opnemers A en B hebben geïnstalleerd voeren we een beperkte meting uit. 3 toont de resultaten van de beoordeling. Deze aanpak is hier toegepast om een aantal aspecten in de richtlijn te verduidelij- ken. In de praktijk situatie moeten alle beschik- bare opnemers in de beoordeling worden betrokken. Opvallend is dat bij een beperkte meting de reken- waarde voor de belasting meestal lager is door de lagere partiële factor. Maar voor de beoordeling van de versnellingen bij het trillen is dit niet het geval. Daarnaast is bij de snelheid duidelijk zichtbaar dat de lagere gemeten snelheid bij het intrillen door de hogere factor voor het type trilling toch weer een bijna even hoge reken- waarde voor de trillingsbelasting ontstaat door de hogere partiële factor voor het type trilling. De factor voor de laagdikte C dis gebaseerd op de maximale laagdikte (5!m) en leidt tot een hogere rekenwaarde voor de trillingssterkte. Hierbij wordt benadrukt dat in de richtlijn onderscheid wordt gemaakt tussen trillingsbelasting en trillingssterkte in overeenstemming met de begrippen belasting en sterkte in de statica. In de gebouwen 2 en 3 zijn meer meetpunten 9 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 4 – Schets situatie heiproef Terneuzen. 1, 2 en 3 zijn de palen. De letters geven per pand de aanwezige opnemers weer. Elke opnemer meet in drie onderling loodrechte richtingen(x in de figuur omhoog, y in de figuur horizontaal; z in werkelijkheid verticaal dus loodrecht op figuur). Activiteit Meetpunt Vx Vy Vz Ax Ay Az Heien A 2,2 3,6 8,8 0,4 0,7 1,4 B3,11,86,00,5 0,81,3 Tr i l l e n A 2 , 2 2 , 1 6 , 7 0 , 7 0 , 7 1 , 4 B4,13,04,81,0 1,11,7 Tabel Gemeten maximale waarden voor gebouw 4 V in mm/s en A in m/s 2 Bron Meting Gemeten Pf Meting Pf Heien Cd Vkar Belasting Sterkte Beoordeling Heien indicatief 8.8 1.6 1.6 1.43 10 22.5 14.3 voldoet NIET beperkt 8.8 1.4 1.6 1.43 10 19.7 14.3 voldoet NIET Tr i l l e n i n d i c a t i e f 6 . 7 1 . 6 2 . 0 1 . 4 3 1 0 2 1 . 4 1 4 . 3 v o l d o e t N I E T beperkt 6.7 1.4 2.0 1.43 10 18.8 14.3 voldoet NIET Bron Meting Gemeten Pf Meting Pf Heien Cd Akar Belasting Sterkte Beoordeling Heien indicatief 1.4 1.6 1 1 1 2.2 1.0 voldoet NIET beperkt 1.4 1.4 1 1 1 2.0 1.0 voldoet NIET Tr i l l e n i n d i c a t i e f 1 . 4 1 . 6 1 . 0 1 1 2 . 2 1 . 0 v o l d o e t N I E T beperkt 1.7 1.4 1.0 1 1 2.4 1.0 voldoet NIET Tabel Beoordeling trillingsmeting gebouw 4, bovenste deel is voor de trillingssnelheid, onderste deel is voor de versnelling. (PF = Partiele Factor; Cd = Correctie Factor voor de laagdikte). Snelheid Versnelling Pand Activiteit Indicatief Beperkt Uitgebreid Indicatief Beperkt Uitgebreid Gebouw 2 Heien 92% 82% 59% 192% 168% 120% Intrillen 137% 120% 85% 243% 213% 152% Gebouw 3 Heien 160% 140% 100% 471% 412% 295% Intrillen 74% 65% 46% 268% 234% 167% Tabel Samenvatting beoordeling gebouwen 2 en 3: de trillingsbelasting als percentage van de trillingssterkte gebruikt en kan dus ook als uitgebreide meting worden beoordeeld. In de praktijk moeten deze metingen als uitgebreid worden beoordeeld. In dit geval is steeds de versnelling maatgevend voor de beoordeling. Wel blijkt dat een uitge- breide meting leidt tot een hogere trillingssterkte en een lagere trillingsbelasting: de lagere partiële factor voor het type meting beschrijft de reductie van het risico dat elders in het pand een hogere trilling optreedt. Dit geeft aan dat het uitvoeren van een uitgebreide meting in een praktische situatie een zinvolle manier is om het risico te beheersen. Conclusie Op basis van nieuwe inzichten is bij de herziening van de SBR Trillingsrichtlijn A Schade aan gebou- wen en: 2017 is het onderdeel schade aan de fun- dering verder uitgewerkt. Dit heeft geleid tot het toevoegen van een criterium voor de maximale trillingssnelheid aan het bestaande criterium voor de maximale versnelling. De veiligheidsfactoren zijn in lijn gebracht met de aanpak voor directe schade, De gewijzigde richtlijn is toegepast op een case met een uitgebreide meting. De verschillen tussen een indicatieve, beperkte en uitgebreide meting voor schade aan de fundering is toegelicht. In veel gevallen zal de versnelling de maatgevende variabele zijn. Dankwoord Het onderzoek naar de nieuwe regelgeving is uit- gevoerd door Deltares in opdracht van SBRCUR- net. De trillingsmetingen in Terneuzen zijn mede mogelijk gemaakt door de medewerking van de Vlaams Nederlandse Schelde Combinatie (VNSC) Referenties [1] SBR richtlijn Trillingen, deel A: Schade aan bouwwerken:2017, SBRCURnet, Delft, 2017. [2] SBR richtlijn Trillingen, deel A: Schade aan bouwwerken:2006, SBRCURnet, Rotterdam, 2006. [3] SBR-A richtlijn niet eenduidig voor trillingge- voelige funderingen, R. van der Salm, P. Hölscher, A.J. Snethlage, Geotechniek, pp 8.-12, 2012. [4] Strain accumulation in sand due to cyclic loading: drained triaxial tests. Wichtmann, T., Niemunis, A. and Triantafyyllidis, Th. 2005, Soil Dynamics and Earthquake Engineering, Vol. 25, pp. 967–979. [5] Literatuuronderzoek Verdichting, rapport Del- tares November 2016, kenmerk 1220511-000- GEO-0010-v02 (zie www.deltares.nl/nl/publicaties). [6] Fragility curves voor verdichting door trillin- gen, rapport Deltares November 2016, kenmerk 1220511-000-GEO-0011-v02. (zie www.deltares.nl/nl/publicaties) [7] Deltares. Probabilistic Toolkit; manual. Delft, NL : Deltares, 2016. [8] Aanbevelingen voor het ontwerp van bouw- kuipen in stedelijke omgeving, COB, Gouda NL, 2012, kenmerk: F530-ER-12-49785. ! 10 GEOTECHNIEK –Sept ember 2018 www.allnamics.nl GEOTECHNICAL EXPERTS PILE TESTING EXPERTS GEOTECHNICAL EQUIPMENT SBR-A RICHTLIJN TRILLINGS–PREDICTIE CURSUS SBR-A BEW AKING OP AFSTAND MONITOREN VAN TRILLINGEN PREDICTIES, RISICO’S EN BEWAKING 11 GEOTECHNIEK –September 2018 Cohesie en watergehalte van vochtig zand Zand is een intrigerend materiaal. In losse, droge toestand kan het stromen als een vloeistof; verzadigd met water gedraagt het zich als een suspensie; maar gemengd met een beetje water blijkt het een vormvast bouwmateriaal dat naast drukspanningen ook trekspanningen kan opnemen. Al sinds mensenheugenis bouwen kinderen met strandzand. Ze voegen wat zeewater aan het materiaal toe om zandtaartjes, zandkastelen of andere voorstellingen te modelleren. Intuïtief weten ze dat het zand daartoe enigszins vochtig moet zijn en dat het bij voorkeur ook een zekere verdichtingsgraad moet hebben. Uitvoerders in de GWW-sector hebben door de eeuwen heen waarschijnlijk ook gebruik gemaakt van dergelijke strandervaringen; daardoor wisten zij dat taluds in vochtig, relatief dicht zand steiler kunnen worden opgezet dan in droog, losgepakt zand, en dat de begaanbaarheid van een onder- grond van vochtig, verdicht zand beter is dan van verzadigd of droog, los zand. Blijkens een bijna 40 eeuwen oude muurschildering werd het slede-transport van zware lasten ten behoeve van de bouw van de Egyptische piramiden mogelijk gemaakt door de ondergrond van woestijnzand te bevochtigen; zie figuur 1a+b, ontleend aan Fall [2014]. De afbeelding van figuur 1b laat zien dat daarbij overvloedig water werd toegediend. Bij al deze toepassingen wordt gebruik gemaakt van de negatieve waterspanning die optreedt in een vochtige, dat wil zeggen gedeeltelijk met water verzadigde zandmassa. Die zuigspanning is verantwoordelijk voor een zeker cohesief gedrag. De grootte van de optredende cohesie en ook het verband tussen de cohesiewaarde en de bijbe- horende verzadigingsgraad zijn pas in de vorige eeuw nauwkeuriger geanalyseerd binnen de diverse aardwetenschappelijke en fundamenteel- fysische disciplines. Sinds het begin van de 20e eeuw is in de bodem- kunde veel aandacht besteed aan de zogenoemde bodemvochtzone, de gedeeltelijk verzadigde laag tussen maaiveld en grondwaterstand. De negatieve waterspanning in deze laag is van groot belang voor de groei van plantenwortels, maar is ook van invloed op de begaanbaarheid van de grond. Reeds in de beginjaren van de grondmechanische discipline (circa 1930) analyseerden grondmecha- nici de sterkte van deels verzadigde zandmassa's in simpele proeven. In dezelfde periode onder- zochten grondwerkspecialisten en wegbouw- kundigen op basis van de zogenoemde Proctor- proef het verdichtingsgedrag van vochtig zand onder invloed van een bepaalde hoeveelheid stamp-energie. Tegelijkertijd voerden veel onder- zoekers analytische berekeningen uit ter bepaling van de aantrekkingskracht die heerst tussen korrels waarbij in de korrelcontactpunten een kleine hoeveelheid water wordt vastgehouden. Sinds het einde van de vorige eeuw worden in de kunstzinnige en recreatieve sector overal ter wereld zandsculpturen verwezenlijkt met vochtig zand als bouwmateriaal; zie de figuren 2a+b. De daarbij gebruikte materiaalkennis stoelt vrijwel volledig op ervaring. Te n b e h o e v e v a n a l l e r l e i t o e p a s s i n g e n i n d e p r o - cesindustrie wordt sinds enkele decennia in diverse fysische laboratoria fundamenteel onder- zoek verricht naar het fysisch-mechanisch gedrag van korrelig materiaal, gemengd met vloeistof. Principe van cohesie in zand De watermoleculen in de poriën van een vochtige zandmassa worden aangetrokken door de korrels; het water probeert zoveel mogelijk kwartsopper- vlak te bedekken. Daardoor beweegt het onder invloed van de oppervlaktespanning naar de locaties waar het met twee korrels tegelijkertijd contact kan maken, dat wil zeggen in de korrel- contactpunten. Reeds bij zeer lage watergehalten worden in de korrelcontactpunten vochtbruggen gevormd die bekend staan onder de naam ‘capil- laire bruggen’ of ‘waterbruggen’. Een waterbrug vormt een ring van water rond een korrelcontact- punt. In figuur 3 zijn dergelijke waterbruggen weergegeven in een deels verzadigde zandmassa. De adhesie tussen water en silica alsmede de op- pervlaktespanning van het water veroorzaken in dat punt een gekromde vloeistofspiegel. Ter weerszijden daarvan heerst een drukverschil, waardoor een zekere kleefspanning tussen de aan- grenzende korrels optreedt. De kleefspanning wordt meestal aangeduid als ‘capillaire cohesie’; in de geotechniek wordt in dat verband meestal de term ‘schijnbare cohesie’ gebruikt vanwege het feit dat de betreffende cohesie wegvalt in een Cohesie in zand (Deel 1) Figuur 1a-b – Muurschildering in Egypte: slede-transport van een zwaar beeld en close up van de bevochtiging van de zandondergrond met een gieter; volgens Fall [2014]. Piet Lubking 12 GEOTECHNIEK –September 2018 volledig droge of volledig verzadigde korrelmassa. Beproevingen in de bodemkunde In de bodemkunde wordt de vochtsituatie in de bodemvochtzone gewoonlijk weergegeven door de zogenoemde vochtspannings- of retentie- karakteristiek, ook wel betiteld als de pF-curve. Deze grafiek representeert het verband tussen de, op een bepaalde hoogte boven de grondwater- spiegel in de poriën heersende zuigspanning en de verzadigingsgraad op die diepte. De zuigspanning of negatieve waterspanning kan worden weer- gegeven in kPa of in centimeters waterkolom, waarbij 1 kPa overeenkomt met 10 cm water- kolom. In de bodemkunde wordt echter vaak de zogenoemde pF-waarde gehanteerd als de logaritme van het aantal centimeters waterkolom. In plaats van de verzadigingsgraad S rin % kan op de horizontale as ook het watergehalte worden uitgezet. In de bodemkunde wordt daarbij als regel het volumetrisch watergehalte w a[V/V] gehanteerd, in de geotechniek meestal het gravi- metrisch watergehalte w [m/m]. Het verband tus- sen beide watergehalten volgt uit w = w a.!w/!dr, waarin !wde dichtheid van water en !drde droge dichtheid van grond voorstelt. In figuur 4a is de pF-curve getekend van een rivier- zand met een gemiddelde korreldiameter D50 = 200 "m en een gradering D60/D10 = 4,0. De pF-curve is het resultaat van een specifieke retentie- of pF-proef, die onder andere is beschre- ven in de norm NEN-EN-ISO 11274;2014. In feite is de proef een simulatie van een situatie, die in het veld ontstaat nadat de, aanvankelijk met het maaiveld samenvallende grondwaterstand verlaagd is tot een bepaalde diepte. Na voldoende verlaging ontstaat boven de gedaalde water- spiegel een kleinere of grotere zone waarin een negatieve waterspanning of zuigspanning heerst . Alle poriën in deze zogenoemde capillaire zone zijn nog gevuld met water. In zand kan deze zone een hoogte hebben van een aantal decimeters; Figuur 2a-b – Zandsculpturen in Blankenberge (2008) en op South Padre Island bij Houston (2012). Figuur 4a-b – Resultaat van een pF-proef op rivierzand alsmede het daaruit, volgens Koolen en Kuipers [1983] afgeleide verloop van de capillaire of schijnbare cohesie . Samenvatting Sinds mensenheugenis wordt in de GWW-sector gebruik gemaakt van de cohesie die optreedt in vochtig zand ten gevolge van de ontwikkeling van capillaire waterspanningen die heersen in de korrelcontactpunten van het materiaal. De grootte van deze zogenoemde capillaire cohesie hangt in hoge mate af van de texturele eigenschappen (korrelgrootteverdeling, korrelvorm en korrelsamen- stelling) van het zand, maar wordt nauwelijks beïnvloed door het aanwezige watergehalte. Recent fundamenteel fysisch onderzoek toont aan dat binnen een relatief grote range van watergehalten tussen de bijna droge toestand (w = ca. 4%) en de vochttoestand juist beneden het optimum-watergehalte volgens de Proctorproef, een vrijwel constant niveau van capillaire cohesie heerst. Kinderen die zandkastelen bouwen aan het strand passen deze wetenschap al eeuwen intuïtief toe door willekeurige watergehalten te hanteren; in de geotechniek en bodemkunde bleef de invloed van het watergehalte meestal onbesproken. Figuur 3 – Gedeeltelijk verzadigde zandmassa met waterbruggen in de korrelcontactpunten. 13 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 7a-b – Spanningen op het monster en afschuifhoek na bezwijken, zoals vastgelegd door Huizinga [1942] . deze wordt betiteld als de capillaire-stijghoogte. In de capillaire zone bedraagt de verzadigings- graad minstens S r= circa 95-100%. Na verlaging van de waterspiegel zijn de grotere poriën in de bovenste lagen niet meer in staat het water vast te houden; het water draineert. Bij zand gebeurt dat meestal kort nadat de dalende grondwater- spiegel de capillaire stijghoogte heeft bereikt. De kleinere poriën in de laag boven de capillaire zone vormen kanaaltjes die in verbinding blijven staan met het grondwater. In deze zogenoemde funiculaire zone zijn niet alle poriën meer gevuld met water, maar de zuigspanning die het water in de kleinere poriën vasthoudt is in principe groter dan in de capillaire zone. Na verdergaande verlaging van de waterspiegel kan in het zand direct beneden het maaiveld alleen nog water worden vastgehouden in de korrelcontactpunten. Naarmate de afstand tot het grondwater groter is zullen door verdamping en uitdroging steeds meer volkomen droge pockets in de zandmassa ont- staan. In deze zogenoemde pendulaire zone is de zuigspanning in de het resterende (hang)water re- latief hoog, terwijl de verzadigingsgraad meestal lager is dan ongeveer 30%. De situatie met een pendulaire, funiculaire en capillaire zone is weergegeven in figuur 5. Door sommige onderzoekers is de pF-curve ge- bruikt om een voorspelling te doen inzake het ver- loop van de capillaire of schijnbare cohesie in de bodemvochtzone. Door Koolen en Kuipers [1983] werd gebruik gemaakt van de, voor onverzadigde grond aangepaste wet van Terzaghi : #' = #- ua+ $(ua- u) waarin: #' = korrelspanning in kPa #= totaalspanning in kPa ua= luchtspanning in kPa u = waterspanning in kPa $= dimensieloze factor De grootte van de factor $is volgens de meeste onderzoekers afhankelijk van de verzadigings- graad S ren de grondsoort; in zandgrond kan $ gelijk gesteld worden aan de verzadigingsgraad Sr, mits S r> 50%. De zuigspanning die heerst in de poriën van de verzadigde en onverzadigde grond boven de grondwaterspiegel wordt betiteld als zuiging of capillaire spanning #cap . Wanneer lucht in de poriën niet is ingesloten, maar in contact staat met de buitenlucht geldt: u a= 0. Daardoor wordt de aangepaste wet van Terzaghi: #' = #+ $. #cap Een en ander betekent dat er in het volcapil- laire gebied boven de grondwaterspiegel een effectieve-spanningsverhoging optreedt van %# '[kPa] = &w.h, waarbij &whet volumiek gewicht van water in kN/m 3voorstelt en h de hoogte in meters boven de grondwaterspiegel. In het daar- boven gelegen gebied kunnen de grofste poriën het water niet meer vasthouden, waardoor de korrelmassa gedeeltelijk verzadigd raakt. Naar- mate de afstand tot het grondwater toeneemt ontstaan steeds meer en steeds kleinere lege poriën en neemt de verzadigingsgraad en daar- door ook de factor $geleidelijk af, terwijl de capillaire spanning groeit. Dientengevolge zal de effectieve-spanningsverhoging %# ' = $. #cap in het onderste deel van de funiculaire zone waarschijnlijk een maximale waarde bereiken. De weerstand tegen afschuiving, die in grond door Coulomb wordt gedefinieerd als '= #'n. tg (+ c wordt in deels verzadigd zand dus gemodificeerd tot: '= #'n. tg (+ $. #cap . tg ( Daarin representeert #'¯ de heersende korrel- spanning en (de effectieve hoek van inwendige wrijving van het zand. Hieruit volgt dat in gedeeltelijk verzadigd zand een cohesie aanwezig is ter grootte van c cap = $. #cap . tg (. In figuur 4b is op basis van de pF-curve van figuur 4a het verloop van de capillaire of schijnbare cohesie uitgezet; daarbij is aan- genomen dat de hoek van inwendige wrijving (= 35 graden bedraagt. Naarmate de afstand tot het grondwater toeneemt stijgt de cohesie, in het volcapillaire gebied aanvankelijk lineair en in het direct daarboven gelegen gebied minder progressief. Bij verzadigingsgraden lager dan Sr= circa 50% kunnen weliswaar locaal hoge zuig- spanningen, c.q. cohesiewaarden voorkomen, maar zal de cohesie binnen de totale zandmassa verder afnemen vanwege het steeds frequenter voorkomen van droge pockets. Het werkelijke cohesieverloop bij verzadigingsgraden, lager dan Figuur 5 – Vo chtsituatie in de bodemvochtzone na zodanige verlaging van de grondwaterstand dat de grond aan het maaiveld bijna droog is. Figuur 6a-b – Een druipkasteel van zand bezit een watergehalte dat behoort bij de veldcapaciteit (circa pF1,8); een stabiele zandcilinder heeft een verzadigingsgraad tussen 5 à 10% en 35 à 50%. 14 GEOTECHNIEK –September 2018 Sr= circa 50% is niet exact te voorspellen; tot aan het maaiveld neemt het in ieder geval af. Beproevingen in de geotechniek Reeds in de beginjaren van de grondmechanica werd veel aandacht besteed aan de zogenoemde ‘vrije-prismaproef’ op zand. Deze beproevings- methode werd door Keverling Buisman [1940] als eerste beschreven. De experimenten vonden plaats op vrijgegraven, ongeroerde monsters in een zandterrein, maar vooral ook op verdichte cilinders van vochtig zand in het laboratorium. In het eerste geval blijven de onbelaste cilinders in stand door de, in de funiculaire en pendulaire zone heersende zuigspanningen; zie de figuren 4a en 5. De laboratoriumcilinders worden gemaakt van een met water vermengde korrelmassa. Een dergelijke vochtige korrelmassa komt overeen met de situatie in het pendulaire gedeelte van de bo- demvochtzone. Te n e i n d e g e n o e m d e c i l i n d e r s i n s t a n d t e h o u d e n dient enerzijds het watergehalte van de zand- massa zo hoog te zijn dat locaal geen grote, droge pockets kunnen ontstaan, anderzijds mag het watergehalte niet groter zijn dan de zogenoemde veldcapaciteit; zie figuur 4a. Deze grootheid geeft de vochtsituatie weer na drainage (onder invloed van de zwaartekracht) van een oorspronkelijk verzadigde grondmassa. Het daarbij resterende watergehalte wordt bijvoorbeeld aangetroffen in druipkastelen die kinderen aan het strand plegen te maken; zie figuur 6a. In het zand heerst dan een zuigspanning van gemiddeld ongeveer 60 centi- meter waterkolom (pF 1,8); in deze situatie zijn alleen de poriën met een diameter kleiner dan 30 "m gevuld met water. In de praktijk blijkt dat het vochtige zand van een stabiele zandcilinder als weergegeven in figuur 6b een verzadigingsgraad S rkan bezitten tussen 5 à 10% en 35 à 50%. Verzadigingsgraden die groter zijn dan deze range leiden snel tot verweking; beneden die range gelegen verzadigingsgraden veroorzaken zoveel droge pockets dat de zand- massa instabiel wordt. In de, bijna een eeuw oude vrije-prismaproef (Engels: unconfined compression test) onderzocht Keverling Buisman [1940] de sterkte-eigenschap- pen van vochtig zand); zie figuur 7a+b. In deze klassieke proef wordt een vochtige-zandcilinder tot bezwijken gebracht onder invloed van een verticale bovenbelasting of deviatorspanning #dev . Op de buitenzijde van de cilinder is de zuig- spanning of capillaire hoofdspanning #cap werk- zaam; zie figuur 7a. De sterkte, in de vorm van de hoek van inwendige wrijving en de cohesie, wordt doorgaans bepaald door registratie van de deviatorspanning #dev bij bezwijken en de hoek )die het glijdvlak bij af- schuiving maakt met de horizontaal; zie figuur 7a+b. In een Mohr-Coulomb-diagram kan de bezwijkspanningstoestand grafisch worden weer- gegeven. Deze wordt gerepresenteerd door een cirkel met een straal ter grootte van de verticale bovenbelasting #dev . Zie figuur 8. De omhullende aan de bezwijkcirkel kan worden getekend als de grootte van de wrijvingshoek ( bekend is. Deze laatste laat zich volgens figuur 8 afleiden uit de opgemeten afschuifhoek )na bezwijken van de cilinder: )= 45 + (/2. De grootte van de heersende zuigspanning of capillaire korrelhoofdspanning #cap is daarmede bekend. Deze spanning is vergelijkbaar met de celspanning in een triaxiaalproef. De grootte van de capillaire cohesie c cap kan uit figuur 8 worden afgelezen als het lijnstuk dat door de omhullende wordt afgesneden van de verschoven verticale as. Op basis van figuur 8 kan worden afgeleid: - de verhouding tussen de maximale bovenbelas- ting #dev en de zuigspanning (of capillaire hoofd- spanning) #cap is een functie van de hoek van inwendige wrijving (; zie figuur 9a. - het lineair verband tussen de capillaire cohesie ccap en de maximale bovenbelasting #dev is een functie van de hoek van inwendige wrijving; zie figuur 9b. Zoals onder andere is aangegeven in de Britse Code of Practice BS 8002 [1994 (2001)] is de grootte van de wrijvingshoek (een functie van de texturele eigenschappen en de verdichtingsgraad van het zand. De grootte van de zuigspanning als functie van het watergehalte c.q de verzadigings- graad blijft echter bij de allereerste vrije-prisma- proeven van Keverling Buisman [1940] en Huizinga [1942] onbesproken en ook in latere geotechni- sche publicaties wordt daaraan weinig of geen aandacht besteed. Beproevingen in grondwerk en wegenbouw Bij verdichtingswerkzaamheden in de Neder- landse grondwerk- en wegenbouwdiscipline wordt al sinds de jaren dertig van de vorige eeuw gebruik gemaakt van de zogenoemde Proctorproef. In deze laboratoriumverdichtingsproef wordt bij een gedefiniëerde hoeveelheid stampenenergie de droge dichtheid bepaald als functie van het daarbij toegepaste watergehalte. Het verband tussen droge dichtheid en watergehalte wordt betiteld als de Proctorcurve; zie figuur 10. Voor Neder- landse zanden blijkt de droge dichtheid onder in- vloed van de ‘normale’ stampenergie van 600 kJ/m 3een zogenoemde maximale (droge) Proctor- dichtheid te vertonen bij watergehalten van circa 12% tot 15%; onder invloed van de ‘verzwaarde ‘ Figuur 8 – Mohr-Coulomb- diagram dat de spanningstoestand bij bezwijken aangeeft. Figuur 9a-b – Mohr-Coulomb-diagram dat de spanningstoestand bij bezwijken aangeeft. 15 GEOTECHNIEK –September 2018 stampenergie van 2700 kJ/m 3liggen die waterge- halten enige procenten lager. Deze maximale droge dichtheden dienen in de praktijk als referen- tiedichtheid bij de verdichtingscontrole van het betreffende zand. In figuur 10 zijn van een bepaald zand de Proctor- curven (normaal en verzwaard) weergegeven voor de volledige range van watergehalten van droog tot vrijwel verzadigd. Uit de gemeten Proctorcur- ven blijkt dat bij watergehalten die niet ver verwij- derd zijn van het verzadigingswatergehalte de mate van verdichting het grootst is. In de (vrijwel) verzadigde korrelmassa kunnen onder invloed van de stampenergie gemakkelijk herschikkingen van korrels plaatsvinden, waardoor dichte pakkingen ontstaan. Bij lagere watergehalten dan genoemde 12 tot 15% wordt een dergelijke herschikking c.q. verdichting in meerdere of mindere mate belem- merd door de capillaire cohesie die heerst in deze deels verzadigde korrelmassa. In de laboratoriumpraktijk wordt de Proctor- stampproef gewoonlijk uitgevoerd bij minimaal 5 watergehalten, te beginnen bij een watergehalte beneden het verwachte optimumwatergehalte en eindigend juist beneden het verwachte verza- digingswatergehalte. Op deze wijze kan de gezochte curve, en daarmee de maximumProctor- dichtheid en het optimumwatergehalte, door- gaans gemakkelijk worden bepaald. Voor Neder- landse zanden ligt de maximumProctordichtheid meestal in de range !Pr= (1,55-1,85) t/m 3; de verzwaarde maximum-Proctordichtheid ligt ongeveer 5% hoger. Het optimumwatergehalte vertoont een range van ongeveer 12% tot 15%; de verzwaarde proef levert een range op van ongeveer 10% tot 13%. Proctorproeven bij relatief lage watergehalten beneden w = circa 6-8 % zijn in de praktijk weinig zinvol en worden daarom als regel niet uitgevoerd. Beproevingen bij dergelijke lage watergehalten blijken een vrijwel constant niveau van relatief lage droge-dichtheidswaarden op te leveren. Het constante lagere dichtheidsniveau laat zich verklaren door het feit dat de voor verdichting belangrijke herschikking van de korrels wordt belemmerd door de capillaire cohesie. Het feit dat het lagere dichtheidsniveau constant is voor een range van watergehalten vormt een indicatie dat de capillaire cohesie over deze range een constante waarde heeft. Die waarde neemt bij relatief zeer lage watergehalten beneden 2-3% weer af, waardoor in bijna droog materiaal weer een betere herschikking, c.q. hogere droge dicht- heid kan worden gerealiseerd. Theoretische beschouwingen Aangaande het verloop van de capillaire cohesie- waarden als functie van het watergehalte zijn in de loop der jaren veel praktische en theoretische stu- dies ondernomen. Allereerst werd het elementaire vraagstuk van de aantrekkingskracht tussen twee aangrenzende korrels in beschouwing genomen. In de korrelcontactpunten ontstaan daarbij ringen van water, die worden betiteld als ‘capillaire brug- gen’ of ‘waterbruggen’. Ter weerszijden van de concaaf gekromde vloeistofspiegel wordt een drukverschil gehandhaafd dat groter is naarmate de kromtestraal van het vloeistofoppervlak kleiner is. Het drukverschil representeert de zuiging of negatieve waterspanning, waardoor de korrels naar elkaar toe worden getrokken. De aantrekkingskracht tussen twee door een wa- terbrug verbonden korrels kan op basis van fysi- sche benaderingen worden gedefinieerd; [Goulding [2006] heeft veel van deze benaderin- gen samengevat. Daarbij blijkt dat de trekspan- ning #[kPa] die heerst in het contactvlakje tussen twee korrels recht evenredig is met de oppervlak- tespanning q [ kN/m] en omgekeerd evenredig met (het kwadraat van) de straal van de korrel R [m]; Lu en Likos [2004] geven bijvoorbeeld aan: #= r2(r1+r2) q / R 2.r1 Hierin representeren r 1en r 2parameters die de vorm en inhoud van de waterbrug bepalen volgens figuur 11; beide zijn een functie van de korrelaf- meting R. Te n o p z i c h t e v a n d e l u c h t b e d r a a g t d e o p p e r v l a k - tespanning van zuiver water van 20 graden Celsius q = 73.10 -6kN/m; alcohol levert een veel lagere waarde op ( q = 23.10 -6kN/m), terwijl kwik bij die temperatuur een oppervlaktespanning heeft van q = 476.10 -6kN/m. Warmer water van 50-80 graden Celsius heeft een circa 10% lagere opper- vlaktespanning en water waaraan bijvoorbeeld een detergent (bijvoorbeeld zeep of een ander wasmiddel) is toegevoegd kan een ongeveer drie- maal lagere oppervlaktespanning opleveren. Algemeen kan dus worden gesteld dat onder nor- male natuurlijke omstandigheden de trekspanning #[kPa] tussen twee, door een waterbrug verbon- den korrels sterk afhankelijk is van de korrel- grootte; in fijner zand ontstaat een grotere aantrekking. Bij een hoger watergehalte neemt het waterbrugvolume tussen de twee korrels toe, zodat de concave welving kleiner wordt met als gevolg een vermindering van de aantrekkings- kracht tussen de korrels. Die vermindering wordt echter gecompenseerd door de vergroting van het contactoppervlak van het water met de beide korrels. Daardoor blijft de door de waterbruggen uitgeoefende aantrekking tussen de korrels constant. Fundamenteel fysisch onderzoek Bovenstaande beschouwing geldt voor een situa- tie waarbij het gravimetrisch watergehalte in de zandmassa slechts enige procenten bedraagt. Rond één enkele korrel bevinden zich maximaal ongeveer zes enkelvoudige waterbruggen en de configuraties van de vloeistofcontacten binnen de korrelmassa zijn duidelijk. Figuur 10 – Ve rl o o p v a n d e normale- en de verzwaarde- Proctorcurve van een zand: het verband tussen bereikte droge dichtheid en het toegepaste watergehalte. Figuur 11 – Schematische weergave van een "waterbrug" . 16 GEOTECHNIEK –September 2018 Om echter te weten te komen hoe die configura- ties veranderen bij hogere watergehalten en te be- grijpen welk mechanische gedrag daar bij hoort is het noodzakelijk om binnenin het materiaal te kij- ken. Een optische microscoop kan dat proces niet zichtbaar maken, omdat het licht door de korrels in alle richtingen wordt verspreid. Om dit pro- bleem te ondervangen werd door Herminghaus [2013] van het Max Planckinstituut gebruik ge- maakt van de moderne techniek van de röntgen- microtomografie. Daarbij wordt de vochtige korrelmassa van alle kanten verlicht door een rönt- genstraal. Omdat deze door water, kwarts en lucht op verschillende manier wordt geabsorbeerd, levert elk beeld een goed gedefinieerd silhouet op. Herminghaus c.s. produceerden met behulp van het synchroton ESRF (European Synchroton Radiation Facility) in Grenoble driedimensionale beelden van vochtige zandmonsters; daarin is duidelijk zichtbaar hoe het water is verdeeld tussen de korrels. Uit de meetresultaten blijkt dat naburige enkel- voudige waterbruggen vanaf een gravimetrisch watergehalte van w = circa 2% met elkaar in con- tact komen en als gevolg daarvan samensmelten. Aangezien de betreffende korrels meestal onge- veer gelijke afmetingen hebben komt die samen- smelting altijd tot stand als de capillaire bruggen specifieke afmetingen bereiken. Op dat moment bevat de brug zoveel water dat de hoek *in figuur 11 een waarde *= !/3 heeft bereikt. Daardoor wordt de gezamenlijke holle ruimte tussen telkens drie korrels met water gevuld. De korrels vormen een zogenaamde ‘trimer’, een kleine, vochtige cluster van drie oorspronkelijke waterbruggen, die getransformeerd zijn tot ‘lussen’ waarvan de bij- behorende hoek *iets is afgenomen, omdat voor het vullen van de binnenruimte een zekere hoe- veelheid vloeistof is gebruikt. Bij verdere verho- ging van het watergehalte groeien de trimers weer, waardoor de hoek *, die behoort bij hun ‘lussen’, wederom de waarde *= !/3 nadert. Als deze is bereikt smelten alle ‘lussen’ weer samen met naburige waterbruggen tot nog grotere clus- ters met vier, vijf of meer lussen; zie de figuren 12a+b, die ontleend zijn aan Herminghaus [2013] en Seemann [2009]. Met behulp van het tomografisch onderzoek konden de boven beschreven clustervormen als gevolg van vergroting van het watergehalte duidelijk worden waargenomen. Bij toename van het watergehalte ontstaan dus geen nieuwe wa- terbruggen meer, maar worden steeds grotere clusters gevormd. De capillaire spanning in vloeistofclusters wordt bij hogere watergehalten steeds nauwkeuriger beheerst door de hoek *= !/3. Dat betekent dat de aantrekkende kracht, c.q. de capillaire spanning over een relatief grote range van water- gehalten alleen wordt bepaald door de korrel- grootte en de oppervlaktespanning van de vloeistof. Ondanks het feit dat de betreffende watergehal- ten in zand kunnen oplopen tot waarden van w = circa (12-15)% geven de tomografische waar- nemingen aan dat in die toestand nog veel kleine, met lucht gevulde holle ruimten aanwezig zijn. Daarbij ontstaat een filigrain-achtige waterstruc- tuur; alle korrels staan in contact met wateropper- vlakken en worden door de oppervlaktespanning bijeengehouden. Over een relatief grote range van watergehalten tussen w = circa 2% en w = circa (12-15)% vertoont de korrelmassa dan ook een vrijwel constant niveau van negatieve waterspanning of capillaire spanning #cap . Bij watergehalten groter dan deze range,dat wil zeggen bij verzadigingsgraden boven S r= circa (50-75)% wordt de toestand van volledige verzadiging benaderd; als die is bereikt bevindt zich geen lucht meer in de korrelmassa, waarmede ook de aantrekkende kracht tussen de korrels is verdwenen. De boven beschreven fenomenen zijn door de betreffende onderzoekers experimenteel geve- rifieerd. Daarbij is een drietal verschillende laboratoriumproeven uitgevoerd op vochtige korrelmassa's met watergehalten in de bewuste range van w = circa 2% tot w = circa (12-15)%: -zuivere-trekproeven, door een cilindrisch mon- ster tot aan bezwijken horizontaal te laten rond- draaien in een centrifuge-opstelling; - fluïdisatieproeven, door in een verticaal cilin- drisch monster trillingen te introduceren t otdat het materiaal gaat vloeien; - cyclische afschuifproeven, door een verticaal cilindrisch monster tot aan bezwijken bloot te stel- len aan een horizontale wisselbelasting; Ook de resultaten van deze door Seemann e.a. [2009] beschreven proeven laten zien dat de mechanische eigenschappen van het vochtige materiaal praktisch onafhankelijk zijn van de grootte van het watergehalte. Ervaringen aan het strand en bij industriële processen Kinderen die aan het strand zandkastelen constru- eren houden geen rekening met de texturele eigenschappen van het zand; het aanwezige strandzand is een hard gegeven. Ten aanzien van de verzadigingsgraad, c.q. het watergehalte geldt hetzelfde. Uit ervaring weten kinderen dat het zand enigszins vochtig moet zijn. Bij een teveel aan water dreigt weliswaar verweking, maar ze komen er al snel achter dat onder invloed van de zwaarte- kracht drainage plaatsvindt en dat het resterende watergehalte een cohesief materiaal oplevert; zie ook het druipkasteel van figuur 6a. Voorts zijn ze zich ervan bewust dat het bouwwerk extra stevigheid kan krijgen door het materiaal eniger- mate te verdichten. Zandsculpturenbouwers hebben zich oorspron- kelijk laten leiden door diezelfde ervaringen. Al snel werden echter allerhande recepten en handleidingen ontwikkeld om constructies te realiseren van optimale stabiliteit en duurzaam- heid; zie Anonymous [2015]. Zo worden er eisen gesteld aan de zandsoort, aan de wijze van verdichting van het zand en aan het toe te passen watergehalte. Merkwaardigerwijze wordt daarbij slechts in beperkte mate gebruik gemaakt van de ervaringen met vochtig zand, die in de loop der jaren in de technische disciplines zijn opgedaan. Met name over de textuur van het zand en het toe te passen watergehalte bestaat onder zand- sculpturen-bouwers veel verwarring. Vaak wordt gesuggereerd dat voor het maken van zandsculp- Figuur 12 – Door de micro- tomografie waargenomen waterlussen die de clustering van de korrels bewerkstelligen alsmede een viertal cluster- vormen: capillaire waterbrug (cb) tussen 2 korrels, 3 samengesmolten korrels of trimer (tr), 5 samen- gesmolten korrels of pentamer (pt) en 6 samengesmolten korrels of tetrahëdonvulling (th); volgens Seemann e.a. [2009] en Herminghaus [2013] turen speciaal, zogenoemd sculptuurzand met een bepaalde herkomst c.q. texturele samenstelling (korrelgrootte, -vorm en -gradering) moet worden gebruikt. Uit bovengenoemde ervaringen kan worden afgeleid dat van vrijwel alle Nederlandse zanden gemakkelijk stabiele sculpturen kunnen worden gemaakt. Met name ten aanzien van het toe te passen watergehalte van het zand worden zeer uiteenlopende richtlijnen gehanteerd die sterk afhangen van in bepaalde gevallen toegepaste werkwijzen en locaal opgedane erva- ringen. Op basis van de uitkomsten van recent fysisch onderzoek en geheel in overeenstemming met eeuwenlange ervaringen van spelende kinderen aan het strand blijkt echter dat het toe te passen watergehalte praktisch irrelevant is: de grootte van de capillaire cohesie blijkt over een relatief lang traject van watergehalten constant. In de procesindustrie hebben veel fabrikanten ervaren dat de mechanische eigenschappen van vochtige korrelmassa's over een brede range van watergehalten niet veranderen. In de farmaceu- tische industrie zijn de fabrikanten zich allang bewust van het feit dat de productieprocessen bij menging van het basispoeder en de actieve ingrediënten met water over een relatief lang traject van watergehalten vrijwel evenveel energie te vergen. Conclusie Binnen de technische disciplines is voldoende expertise beschikbaar om te concluderen dat de weerstand tegen vervorming bij steil opgezette taluds en diepe ingravingen in vochtig zand, alsmede bij alle mogelijke typen zandsculpturen, maar ook bij het mengen van vochtige korrel- massa's in de procesindustrie primair afhankelijk is van de texturele eigenschappen van het zand en de toegepaste verdichtingsgraad. De verzadi- gingsgraad c.q. het watergehalte speelt daarbij praktisch geen rol. Zand met een watergehalte van enkele procenten veroorzaakt reeds een zekere capillaire cohesie; bij toevoeging van meer water blijft deze vrijwel onveranderd. Indien verzadigd geraakt zand vrij kan draineren onder invloed van de zwaartekracht ontstaat bij de veldcapaciteit een vochtige zand- massa die bij gelijkblijvende verdichtingsgraad eenzelfde cohesie oplevert. Daarmede wordt in feite bevestigd wat kinderen, spelend aan het strand al intuïtief weten: in principe heeft verandering van het watergehalte geen invloed op de grootte van de capillaire cohesie en daarmede op de stabiliteit van vochtige zandconstructies. Literatuur –Anonymous, 2015. Sand sculpture basics. The complete sandsculpture ‘how to’ and construction manual. www.sandscapes.com/howto –BS 8002.1994 (2001) Code of Practice for Earth Retaining Structures Eurocode 7: Geotechnical Design- BS EN 1997-1. –Goulding, R.B. 2006. Tensile strength, shear strength and effective stress for unsaturated sand. Diss. Univ. of Missouri, Columbia. –Fall, A. et alt. 2014. Sliding friction on wet and dry sand. Physical Review Letters 112, American Physical Society. –Herminghaus, S. 2013. Wet granular matter, a truly complex fluid. World Scientific Publishing Co. –Huizinga, T.K. 1942 Grondmechanica. N.V. Wed. J. Ahrend en Zn, Amsterdam. –Keverling Buisman, A.S. 1940 Grondmechanic. Waltman, Delft. –Koolen, A. J. en Kuipers, H. 1983. Agricultural soil mechanics. Springer-Verlag, Berlin Heidelberg. –Lu, N. en Likos, W.J. 2004. Unsaturated soil mechanics. Wiley, New York. –Seemann, R. e.a. 2009. Auf Sand gebaut; die Physik feuchter Granulate. Physik Journal 8, nr.11; Wiley CHV Verlag, Weinhelm. ! Op het Koningin Julianaplein voor het centraal station in Den Haag wordt door Mobilis, in opdracht van de Gemeente Den Haag, een fietsen- kelder gerealiseerd. De kelder vormt tevens de onderbouw en fundering voor de maximaal 90 m hoge woontorens die er op gebouwd gaan worden (zie figuur 2). Het bouwkundig, constructief en geotechnisch ontwerp van de kelder is door ABT verzorgd. Het funderen van de hoge woontoren wordt bemoeilijkt door een ruimtebeslag onder de fietsenkelder, waardoor maar 50% van de voet- print van de toren beschikbaar is voor funderings- palen. Er moest dus een funderingsoplossing worden gezocht voor een toren met een equiva- lent van 180 m hoog, voor wat betreft de verticale belasting. Dit is in de Nederlandse ondergrond nog niet vaak vertoond. Funderingsontwerp De Haagse ondergrond, met een kleilaag op circa 15 m diepte, maakt het bij dit project niet mogelijk om op staal te funderen of om een paal-plaat- fundering te maken. Een trillings- en geluidsarm funderings(paal)systeem bleek vanwege de loca- tie in de binnenstad de enige oplossing voor de fundering. In het ontwerptraject zijn daarvoor de volgende mogelijkheden overwogen: - Boorpalen / diepwandpanelen - Geschroefde palen - Buisschroefpalen In verband met de benodigde hoge draagkracht in relatie tot de vastheid van de grondslag , die volgt uit de sondering in afbeelding 3, werd sowieso gezocht naar systemen die tot relatief grote diepte uitvoerbaar zijn. Palen of panelen die in een bentonietspoeling worden gegraven zijn als ‘laatste redmiddel’ geïdentificeerd. Deze palen hebben een relatief ongunstige verhouding tussen kosten, stijfheid en draagkracht. Dit als gevolg van de grote mate van grondontspanning die bij de uitvoering optreedt en de ongunstige verhouding tussen volume en schachtoppervlak. Geschroefde palen met een verloren stalen punt, permanente stalen casing en groutinjectie golden in eerste instantie als voorkeursoplossing. Op twee posities liep dit systeem echter tegen beperkingen aan. Een hoge kolomlast van circa 18.000 kN moest worden opgenomen op de plek waar de bouwputwand stond en in de zone waar geen palen geplaatst konden worden was de bovenbelasting zo hoog dat de verdichting van de ondergrond de theoretisch maximale paaldichtheid zou overschrijden. Voor het opnemen van de bovenbelasting nabij de zone waar geen palen konden worden ge- plaatst zouden twee rijen van palen !850 mm met tussenafstanden van 1,95 m moeten worden toegepast (2,3 maal de paaldiameter). De paal- belasting zou hierbij maximaal 9.000 kN bedragen. Met de rekenmethode voor grondverdringing voor trekpalen (f1) is vastgesteld dat in deze configuratie, uitgaande van volledige grond- verdringing, de relatieve dichtheid zou toenemen van 83% naar 111% of de conusweerstand van 45 MPa naar 100 MPa. Deze waarden, zijn uiteraard niet mogelijk. Hierdoor zou het opvoeren van zand bij de uitvoering van de palen zeker moeten ing. Niki Loonen ABT ing. Simon van Dijk Vo o r b i j Fu n d e ri n g s te c h n i e k Figuur 1 –Artist impression ingang fietsenkelder. Figuur 2 –Artist impression hoogbouw op de fietsenkelder. Alex van der Geest BAM Infra Funderingstechnieken Buisschroefpalen 2.0 19 GEOTECHNIEK –September 2018 20 GEOTECHNIEK –September 2018 optreden. De risico’s hiervan werden zowel ont- werp- als uitvoeringstechnisch te hoog geacht. Met het toepassen van buisschroefpalen "900mm en 30m lengte kon ontwerptechnisch aan de opgave worden voldaan. In de bouwputwand zijn enkele buisschroefpalen gecombineerd tot een palenwand die voldoende draagkracht biedt. In de zwaarst belaste zone zijn drie palenrijen toegepast met paalafstanden van 1,49 m (1,65 maal de paaldiameter). De uitvoerbaarheid van de palen is in de ontwerpfase beoordeeld door Voorbij Funderingstechniek en Voorbij schakelde BAM Infra Speciale Technieken in als specialist in het uitvoeren van deze grote maat buisschroef- palen. Als innovatie heeft BAM het paalsysteem gemodificeerd. Door het toepassen van een grondverdringende schroefpunt onder de paal én een geringe groutsmering, van 60-70 l/min met een water-cement-factor van 4,0, werden de voordelen van geschroefde palen met grout- injectie en buisschroefpalen gecombineerd. De verwachting was dat de palen hiermee goed op diepte zouden kunnen komen en ook weer getrokken konden worden. De draagkracht van 6.000 kN per paal werd bere- kend op basis van onderstaande factoren conform avegaarpalen: - !s= 0,006 - !p= 0,8 (geen reductie van paalklassefactor i.v.m. bouwaanvraag voor 01-2017) - qc,III = 2 MPa In het geval van de boorpapenwand is gerekend met een paneel met een conservatieve paalpunt- en paalschacht oppervlak en een paalvoet- vormfactor. In de zones met de hoogste paalcon- centraties, met paalafstanden kleiner dan 2 maal de paaldiamter, werd zekerheidshalve met een extra min of meer willekeurig gekozen reductie- factor van 30% op de schachtwrijving gerekend om een eventueel ongunstig effect van grond- ontspanning door omliggende palen te verdiscon- teren. Uitvoering De palen zijn door BAM in samenspraak met Voorbij/TBI uitgevoerd. De ingezette boorkraan betreft een Sennebogen 6100 XLR. De boormotor heeft een capaciteit van 50tm. Voor de groutaanmaak is een vol automati- sche MAT mengset gebruikt. De buisschroefpaal ø900 mm heeft een kernbuis ø560 met een doorgaand schroeflint (zie figuur 4). Aan de onderzijde van de buis wordt een losse sta- len gegoten boorpunt geplaatst (zie figuur 5). Bij het inboren vindt door een centrale groutleiding tot in de boorpunt een beperkte injectie plaats van een dun groutwater. Deze injectie dient puur als smeermiddel/fluidatie om het inboorproces in de zware zandgrondlagen te verlichten/te verbe- teren. Tijdens het inboren vindt een continue boor- registratie plaatst van inboordiepte, omwentelin- gen, boormoment en pull down kracht. Door de groutwater injectie bleef het boor- moment beperkt tot 15-30 tonm. Na het bereiken van het beoogde paalpuntniveau wordt een wapeningskorf in de kernbuis afgehan- gen. Voordeel is dat deze korfwapening over de volle paallengte kan worden aangebracht. De korf bestaat uit 2 delen en wordt in het werk gekoppeld . Middels een betonpomp werd de kernbuis vol- gezet met betonmortel en daarna werd de boor statisch getrokken met continu bijpompen van de betonmortel in de kernbuis. De boorbuis is uitgevoerd met een betondrukmeter nabij de onderzijde zodat tijdens het trekproces gestuurd kan worden op een voldoende overdruk in de buis. Het betonverbruik lag op ca. 22 m 3/paal. Bij aanvang van het trekken van de paal bedroeg de betondruk 5 bar en op 20 m diepte nog 3 bar, waarmee de druk ruim hoger is dan de heersende waterdruk. Bij de treksnelheid van circa 1m./min was de betondruk door de machinist goed te monitoren, waardoor ook onderstorten adequaat wordt voorkomen. Het betonverbruik is daarmee circa 15% hoger dan Samenvatting Een complexe funderingsopgave vraagt om bijzondere palen. Bij het KJ-plein in Den Haag zijn doorontwikkelde buisschroefpalen met groutinjectie toegepast om een hoogbouw te funderen met een zeer hoge paaldichtheid. De succesvolle uitvoering biedt goede kansen voor toekomstige opgaven. Figuur 3 – Representatieve sondering. Figuur 4 –Boorstelling. Figuur 5 –Boorpunt. 21 GEOTECHNIEK –September 2018 het theoretisch paalvolume. In de praktijk wordt er doordat de boor niet exact recht is een iets grotere paaldoorsnede gerealiseerd. Tevens wordt door gebruik van een plastisch betonmengsel onder de hoge betondruk van 30 m iets water uit het beton geperst in het omhullende zand. De overconsumptie is daarmee verklaarbaar en kan als normaal worden beoordeeld. Beproeving Om een validatie te krijgen van de kwaliteit van de palen zijn akoestische metingen, controlesonder- ingen en proefbelastingen op de palen uitgevoerd. Het geregistreerde betonverbruik is een eerste indicatie dat de paalschachten met een juiste diameter zijn gerealiseerd. Bij het akoestisch meten van de palen zijn geen onvolkomenheden aangetroffen (zie figuur 6). Bij het ontgraven van de bouwput is de paallengte tot 8 m geïnspecteerd en bleken de schachten goed te zijn ontwikkeld (zie figuur 18). Ook werd bij het ontgraven geconstateerd dat de paalmis- standen ook op grotere diepte veel beperkter waren dan bijvoorbeeld bij de in andere zones toegepaste grondverdringend geschroefde palen (zie af. 18 en 19). Het merendeel van de palen had een misstand op 6 m ontgravingsdiepte van 50 mm met uitschieters tot 150 mm. Bij de geschroefde palen was die misstand orde grote twee maal zo hoog. Nabij enkele palen zijn controlesonderingen uitge- voerd. Afbeeldingen 7 en 8 tonen de posities van controlesonderingen nabij geboorde palen en een vergelijk met vooraf uitgevoerde sonderingen. Afbeeldingen 9 en 10 tonen de controlesonderin- gen bij palen 21 en 193 inclusief een vergelijk met de vooraf uitgevoerde sonderingen DKM15 en DKM13. Om te beoordelen of er en verschil in voor- en na- sonderingen zou kunnen bestaan is ook buiten het invloedgebied van de palen een controlesondering uitgevoerd. De resultaten van deze controle- sonderingen komen goed overeen met de vooraf uitgevoerde sonderingen DKM13 en DKM15. figuur 9: (controle)sonderingen nabij paal 21 Sondering S5 is slechts tot beperkte diepte uitgevoerd De controlesonderingen en proefbelastingen geven aanleiding om te veronderstellen dat de palen met gunstigere paalklassefactoren kunnen worden berekend. Met een !svan 0,006 zou enige grondontspanning mogen optreden. Op basis van een beoordeling van de hoeveelheid opgevoerde grond, die niet meer is dan het paalvolume mag verwacht worden dat de grondontspanning zeer beperkt is. Uit een analyse van de controlesonderingen kan het volgende worden afgeleid: - In zandlaag tussen NAP -2 en 6 m aanzienlijke ont- spanning. - In zandlaag tussen NAP -8 en -13 m geringe ont- spanning bij paal 21 en enige opspanning bij paal 193. - In de zandlaag tussen NAP -17 en NAP -26 m wordt gemiddeld geen afname in conusweer- stand gemeten*. Wel lijken hoge conusweerstan- den te worden gereduceerd en lage conusweer- standen wat te worden verhoogd. - In de zandlaag vanaf NAP -26 m wordt bij de zeer hoge conusweerstanden een afname van de conusweerstand gemeten gemiddelde conus- weerstanden per sondering tussen NAP -17 en - 26 m: DKM13 = 17,8 MPa / DKM15 = 21,1 MPa / S1 = 19,0 MPa / S2 = 21,8 MPa / S3 = 18,7 MPa / S4 = 17,1 MPa / S6 = 18,6 MPa. Op basis van bovenstaande constateringen is het vermoeden dat de uitvoering van de palen met grotere diameter en geringe betondruk bij het trekken van de laatste meters tot ontspanning leidt. Verder lijken grondlagen met een lagere conusweerstand in relatie tot de heersende korrel- spanning vaster te worden en bij relatief hoge conusweerstanden juist iets te ontspannen. De normtechnische gehanteerde scheidslijn van 15 MPa lijkt op dit effect goed aan te sluiten. Om te toetsen of de palen de gewenste draag- kracht behalen is door Allnamics een StatRapid test op de palen 21 en 193 uitgevoerd. Figuur 11 toont de proefopstelling. Het werkingsprincipe van StatRapid behelst het laten vallen van een modulair valgewicht op een speciaal ontwikkeld, modulair verenpakket bovenop de paalkop. Door de totale reactiemassa en de stijfheid van het verenpakket op elkaar af te stemmen, kan de klaplengte dusdanig worden verlengd, dat de paal zich quasi-statisch gedraagt. Beide palen zijn tot de maximale capaciteit van de testopstelling beproefd. De last-zakkingsdiagram- men van de proeven zijn in afbeeldingen 12 t/m 15 weergegeven. De proefbelastingen zijn uitgevoerd op een mo- ment dat de bovenlagen nog niet ontgraven waren. Er geldt dus nog geen ontgravingseffect en de positieve schachtwrijving van de lagen boven de kleilaag rond NAP -15 m wordt ook meegeno- men. Het paaldraagvermogen van circa 6000 kN Figuur 6 –Representatieve akoestische meetgrafiek. Figuur 7 & 8 – Locaties controlesonderingen. wordt hierdoor met 3000 à 4000 kN verhoogd tot een testbelasting van circa 9.500 kN. Bij paal 21 valt te zien dat bij een draagkracht van circa 11.500 kN een paalvervorming van 40 mm optreedt; dit is circa 4,5% van de paaldiameter. De vervormingslijn buigt daarbij nog niet sterk af. Gelet op het feit dat het hier een grondverwijde- rende paal betreft zou de vervorming bij volledige mobilisatie conform NEN9997-1: 20% mogen bedragen. Bij paal 193 is de vervorming bij last- cyclus 2 minder groot dan bij paal 21, hetgeen in lijn is met de iets hogere conusweerstanden bij sondering DKM13. Met de uitgevoerde proefbelasting wordt mini- maal aangetoond dat de palen de benodigde draagkracht inclusief de normtechnische veilig- heid gerealiseerd hebben. Bij extrapolatie van de resultaten uitgaande van de conservatieve aan- namen dat de paalschacht niet verkort en de punt- vervorming die van een grondverdringende paal volgt bedraagt de draagkracht van paal 21 mini- maal 12.500 kN zou zijn. Dit is een factor 1,32 hoger dan de rekenwaarde van de draagkracht inclusief de extra positieve kleef. Aangenomen dat de blijvende paalvervorming gelijk is aan de paal- puntzakking is bij paal 21 bij circa 9000 kN paallast circa 1,6% paalpuntvervorming opgetreden en bij 11.500 kN circa 2,8%. De paalpunt is dan conform NEN9997-1 figuur 7.n voor respectievelijk circa 37,5% en 50% gemobiliseerd (zie figuur 16). Aan- gezien bij 15 mm paalpuntvervorming conform NEN9997-1 figuur 7.0 de paalschacht al voor 90% gemobiliseerd is zal de toename in paaldraag- kracht van 2.500 kN is de laatste laststap vrijwel volledige door de paalpunt geleverd zijn; met een ondergrens van 1.600 kN (900 kN aftrek zijnde 10% van de testbelasting is stap 2). Van 50% naar 100% paalpunt mobilisatie mag dan nog minimaal 4 x 1.500 = 6.000 kN paaldraagkrachttoename verwacht worden. De paaldraagkracht zou dan zelfs uitkomen op 17.900 kN. 22 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 11 –Proefopstelling StatRapid test. Figuur 12 t/m 15 – Resultaat StatRapid testen. Figuur 9 –(Controle)sonderingen nabij paal 21. Figuur 1 0 –(Controle)sonderingen nabij paal 193. 23 GEOTECHNIEK –September 2018 De paal laat dus een stijver gedrag zien onder de proefbelasting dan vergelijkend met een grond- verwijderende schroefpaal conform de lastzak- kingslijnen uit NEN9997-1 fig 7n en 7o. Literatuur Door de Amerikaanse Federal Highway Admini- stration is een uitgebreide ‘ Geotechnical Enginee- ring Circular (Gec) No. 8 - Design And Construction Of Continuous Flight Auger Piles –‘opgesteld. Hierin worden buisschroefpalen benoemd onder de groep ‘Drilled Displacement Piles’. Er wordt daarbij geen onderscheid gemaakt met andere ge- schroefde systemen. Zowel de voordelen van enige grondverdringing als het effect van ontspan- ning op omliggende palen wordt in het document uitgebreid beschreven. De grafiek in afbeelding 17 toont de mobilisatie van kleef bij proefbelastingen op basis waarvan kan worden vastgesteld dat bij de uitgevoerde proefbelastingen de kleef groten- deels zal zijn gemobiliseerd. Uit beoordelingen van rekenmethoden en proef- belastingen kan worden afgeleid dat het rekenen met paalklasse factoren van mortelschroefpalen voor buisschroefpalen conservatief is. In de passa- ges met betrekking tot correlatie naar CPT waar- den wordt in de ‘circular’ geen reductie van de conusweerstand boven de paalpunt benoemd. In het SBR handboek funderingen wordt benoemd dat op basis van proefbelastingen verwacht mag worden de buisschroefpaal een hogere draag- kracht heeft dan mortelschroefpalen. Ook wordt er benoemd dat uit proefbelastingen is gebleken dat de paalstijfheid hoger is dan van mortel- schroefpalen. Beoordeling q c,III reductie Door de zeer hoge vastheid van het zand in Den Haag op grote diepte worden buisschroef- palen hier niet ‘gestraft’ door de q c,III reductie. De aanleiding voor die reductie is er bij deze uitvoeringswijze echter niet, zoals die er bij mortelschroefpalen wel is. Bij dat paaltype is het mogelijk dat de avegaar getrokken wordt terwijl de klep onder in de buis nog niet goed geopend is of de betondruk in de buis nog onvoldoende is opgebouwd. Bij toepassing van dezelfde paalpunt als een geschroefde paal en de vulling van de grote diameter buis met beton, is een onderdruk bij het trekken van de buis niet mogelijk. De uitgevoerde controlesonderingen tonen ook aan dat een dergelijke ontspanning niet optreedt. Wel is er bij paal 193 een afname van conusweerstand te zien nabij de paalpunt, maar deze blijft hoger dan 20 MPa en wordt derhalve primair geweten aan de zeer vaste pakking voorafgaand aan het boren van de paal. Ook de resultaten van de proefbelas- ting geven een indirecte bevestiging dat het zand rond de paalpunt niet noemenswaardig is ontspannen. Dit smaakt naar meer Daar waar de uitvoering van geschroefde syste- men bij vaste zandlagen, grote paallengtes en dichte paalvelden de uitvoeringsbeperkingen bereikt lijken te hebben, biedt de buisschroefpaal 2.0 een aantrekkelijk alternatief. In de toegepaste paalconfiguratie zou, onder een plaatfundering, een funderingsbelasting van 2500 kN/m 2kunnen worden opgenomen. Daarmee zou dit paalsysteem geschikt zijn om een 300 m hoge toren te funderen. Door de relatief grote diameter in relatie tot de draagkracht zijn ook horizontale belastingen beter op te nemen dan bij veel andere paalsystemen. Bij extreem hoog bouwen zal echter veelal een kelder nodig zijn om horizontale belastingen adequaat te kunnen opnemen. Met de trend van steeds hoger bouwen in de grote steden bieden buisschroefpalen daarom zeker kansen. Op basis van de onderzoeksresultaten wordt binnenkort een dialoog met het COBc aangegaan om bij onderstaande randvoorwaarden de q c,III reductie te laten vervallen: - Toepassing van een grondverdringende gegoten stalen schroefpunt; - Minimale paalschachtdiameter 500 mm; - Volume buis minimaal 40% van het theoretisch paalvolume; Figuur 18 –Vrij gegraven paalkoppen. Figuur 17 – Mobilisatie kleef bij proefbelasting CFA palen. Figuur 16 – Paalpunt- vervorming conform NEN9997-1. - Groutwater smering maximaal 10% van het paal- volume. Te v e n s l i j k t h e t o p b a s i s v a n d e p r o e f r e s u l t a t e n e n uitvoeringsmethode voor de hand te liggen om een paalstijfheid te hanteren die tussen grondver- wijderende en grondverdringende palen in ligt. Buitenlandse literatuur, het SBR handboek funde- ringen, uitvoeringsregistraties, controlesonderin- gen en proefbelastingen geven aanleiding om te verwachten dat hogere paalklassefactoren reëel zouden kunnen zijn. Om hogere !-waarden aan te kunnen tonen, wordt gedacht aan het uitvoeren van statische proefbelastingen. Mogelijk dat dat over enige tijd dan ook een aanleiding is voor een vervolg op deze publicatie. Het ‘eindresultaat’ van de buisschroefpalen net het ontgraven van de bouwput. Literatuur - NEN 9997-1:2016. Geotechnisch ontwerp van constructies - Deel 1: Algemene regels - Geotechnical Engineering circular (GEC) No. 8. Design and construction of continuous flight augurpiles. April 2007. - CUR Richtlijn 230. Rapid load testing on piles. 2012. ! Figuur 19 – Deels ontgraven bouwput. www.baminfraconsult.nl BAM Infraconsult bv | Postbus 268 | 2800 AG Gouda | Tel. (0182) 59 05 10 | info@baminfraconsult.nl | www.baminfraconsult.nl s 268 | 2800 AG Gutbso v | P onsult bacrf AM InB l. (0182) e a | Tduo s 268 | 2800 AG G onsult.nl | www.baminacrf o@baminf 59 05 10 | in l. (0182) onsult.nlacrf onsult.nl | www.bamin 26 GEOTECHNIEK –September 2018 Inleiding Eén van de ernstigste spoorwegongelukken in Nederland vond plaats op vrijdag 13 september 1918. De oostelijke oprit naar de brug over het Merwedekanaal (het tegenwoordige Amsterdam- Rijnkanaal) bezweek aan de noordzijde bij het voorbijrijden van sneltrein HIJSM 102, op weg van Amersfoort naar Amsterdam. Het Merwedekanaal Het Merwedekanaal is in de jaren tachtig van de 19e eeuw aangelegd en doorsneed de Gemeen- schapspolder. De spoorbrug over het kanaal is in augustus 1889 in gebruik genomen. De trein HIJSM sneltrein 102 voerde rijtuigen mee uit Zwolle en uit Twente, maar er kwam ook een aan- zienlijk reizigers uit het Gooi, waar toen al veel treinforensen woonden. De trein werd getrokken door stoomlocomotief HIJSM 520, de latere NS 2120. Deze locomotieven met twee binnenlig- gende cylinders, die vanwege het rammelen van de drijfstangen bekend stonden als “Blikken Tinus”, kenden een relatief hoge asdruk van 17 ton. De trein reed met een snelheid van 55 à 60 km/uur. Op het moment van bezwijken was de locomotief de plaats van het ongeluk net voorbij gereden. Machinist Arie Leendert van Perge (1882-1948) sloeg de remkraan aan, de locomotief bleef hangen op het landhoofd van de brug. De rijtuigen hadden in die tijd nog een voorname- lijk houten opbouw en konden bijgevolg versplin- teren. Zij stortten naar beneden, de polder in. De gevolgen waren dan ook zeer ernstig, er vielen 41 doden. Tot Harmelen (1963) was dit het zwaarste spoorwegongeluk in Nederland. Eén van de vragen, waar de Commissie van Onderzoek onder leiding van oudminister Cornelis Lely (1854 - 1924) zich voor gesteld zag, was: hoe heeft dit kunnen gebeuren? De kennis van toen Het vak Grondmechanica stond destijds nog in de kinderschoenen. De analyse van het bezwijken aan de hand waarvan de autoriteiten een uitspraak moesten doen over de schuldvraag moest noodge- dwongen plaatsvinden aan de hand van methoden die nogal afwijken van wat we nu zouden doen. Hoeveel respect we ook hebben voor wat men destijds presteerde, de middelen waarmee men moest werken waren in onze ogen wel zeer beperkt. Men had wel kennis van het bezwijken van een fundering op staal, waarbij de fundering direct onder de last bezwijkt, en ook van het ver- weken van zand, waarbij het zand over de berm uitvloeit, maar het beoordelen van de stabiliteit van grondlichamen langs cirkelvormige glijvlakken was nog een brug te ver. De treinramp in Weesp werd in eerste instantie verklaard met het verweken van het zand in de spoorbaan als gevolg van een grote stijghoogte in de ondergrond (kwel vanuit het Merwedekanaal), Jan Heemstra Gepensioneerd medewerker van het vroegere Laboratorium voor Grond-mechanica, nu afd. Geo van Deltares; spoorweghobbyist; maakte op weg naar zijn werk in 1992 zelf een ernstig spoorwegongeluk in Hoofddorp mee. Grondmechanische aspecten van de trein- ramp in Weesp in 1918 Figuur 1 – Polderkaart Gemeenschapspolder 1924 (www.nicospilt.com/bolle/weesp.htm). Figuur 2 – Situatietekening van de plaats van het ongeluk. 27 GEOTECHNIEK –September 2018 hevige regenval en ondoorlatende zijkanten en bodem, één en ander in combinatie met de stampende locomotief. Dat was niet zo’n gekke gedachte: het baanlichaam was gemaakt door een cunet van beperkte afmetingen te graven, dat aan te vullen met zand en vervolgens een doorpersing te bewerkstelligen. Nu weten we dat zand in een dergelijke situatie een zeer losse pakking inneemt. Ook al was de kennis van het vak Grondmechanica nog maar gering, de voorgestelde maatregelen om de stabiliteit te verbeteren waren wel effectief. De maatregelen De Commissie van Onderzoek beval in zijn eerste rapport aan: - het afsluiten van den toevoer van kwelwater en regenwater, - het maken van een goede draineering, en - het verhoogen of versterken van den teen van den spoorwegdijk. Later werd nog aanbevolen de kwel vanuit het Merwedekanaal nog verder tegen te gaan door het inheien van een tweede damwand tot in de on- doorlatende veenlaag en het aanvullen van de ruimte tussen deze damwand en de eerste met klei. De discussies Op 19 september 1919 gaf Nikolaas Anthony Marinus van den Thoorn (1851 – 1929), oud HID van Rijkswaterstaat en lid van de Commissie van Onderzoek, een voordracht in de vergadering van de Afdeling der Bouw- en Waterbouwkunde, waarna een uitgebreide discussie volgde. Deze discussie werd voortgezet in de vergadering van 1 februari 1920. Reserve Luitenant-Kolonel der Genie Pieter Augustus Marinus Hackstroh (1864 - 1942), die spoedig na het ongeval ter plekke aanwezig is geweest, legde in deze discussies de primaire oorzaak bij het uitvloeien van zand over de spoor- berm heen. Oud reserve Luitenant Kolonel van het Regiment Genietroepen Andries Wilhelm Bos (1860-1954), de latere directeur van Publieke Werken in Amsterdam en, als oud-ingenieur van de Noord Ooster Lokaal Spoorwegmaatschappij Samenvatting Een van de ernstigste spoorwegongelukken in Nederland vond plaats op 13 september 1918 in Weesp. Een forensentrein stortte na een periode met veel regen van de oprit van de brug over het Merwedekanaal naar beneden. Van geotechniek was nog weinig bekend, en al nam men wel de goede maatregelen, het bezwijkmechanisme kon men toen nog niet doorgronden. De verklaring dat het zand zou zijn uitgevloeid over de berm is onbevredigend. Professor Keverling Buisman heeft met de oprichting van het Laboratorium voor Grondmechanica in 1934 de aanzet gegeven tot het uitvoeren van stabiliteitsberekeningen. Het is de moeite waard het door hem uitgezette spoor nog eens te vervolgen. Figuur 3 – Pieter Oosterhuis, 7 juli 1888. Gezicht vanuit het Noorden op het Oostelijk landhoofd der brug; op een steigerwerk waarover het zand, ontgraven uit den zanddam tusschen beidelandhoofden, vervoerd is tot ophooging van het plateau voor de dubbele wachterswoning, en op een leiding, dienende tot inwatering van genoemd plateau door een centrifugaalpomp: diameterzuigbuis 0.20 M., diameter stijgbuis 0,12 M.; totale opvoerhoogte ongeveer 10 Meter. Foto Na-tionaal Archief, gahetNA. Figuur 4 – Spoorwegramp bij Weesp. – ‘Tooneel van een onbeschrijfelijke verwoesting.’ Foto De Prins, 21 sep. 1918. Figuur 5 – Het Volk, 17 sep 1918. Figuur 6 – Pieter Oosterhuis, 8 september 1887. Zand- aanvoer voor de te maken baan uit het Oosten gezien. Al- vorens met de ophooging aan te vangen is een sleuf gegraven, diep 1.30 M. onder het maaiveld en ter breedte van den voet der ophooging. Deze sleuf wordt geheel gevuld en de nieuwe baan met uitzondering van de bekleedingen geheel opgehoogd met zand, afkomstig van de zanderijen nabij Bussum, dat door de Hollandsche IJzeren Spoorweg-Maatschappij langs den Oosterspoor- weg naar het werk wordt vervoerd. Dagelijksche aanvoer gemiddeld 2000 M3. Foto Nationaal Archief, gahetNA. 28 GEOTECHNIEK –September 2018 vertrouwd met de aanleg van spoorlijnen in slappe grond, keek er anders tegen aan. Hij noemde, op grond van zijn ervaring bij de bouw van forten, als eerste oorzaak niet het uitvloeien van het natte zandlichaam van de dijk over de berm heen, maar juist het zijdelings opschuiven van de berm in het slappe veen als gevolg van de waterdruk. Bos merkte op: “Maar nu is het ongeluk, dat juist bij de Genie eenigerlei publicatie van dergelijke dingen absoluut onmogelijk is; in dien tijd was het althans buitengesloten dat men omtrent forten mededelingen naar buiten deed. Dat is zeer jammer. Als de ondervinding van toenmaals, opgedaan door eminente mannen als kapitein COLLARD, indertijd behoorlijk gepubliceerd was, misschien ook weder door proeven van anderen gesteund, dan had men vele ongelukken, welke later plaatsgehad hebben, kunnen voorkomen.” Bos doelt hier op Gideon Justus Collard (1848 – 1902), die als kapitein ingenieur werkzaam was geweest bij de renovatie van het Napoleontische fort de Ruijter aan het Volkerak. De discussie resulteert dan in de oprichting van nog een commissie, de Commissie voor Bouw- grond-onderzoek (Bouwgrondcommissie) op 3 september 1920. Daarin komen we naast voorzit- ter Lely en Hackstroh onder meer de naam van tegen van Albertus Sybrandus Buisman (1890 - 1944), die toen hoogleraar in de Toegepaste Mechanica was. Pas in 1937 zal deze Bouwgrond- commissie zijn eindverslag uitbrengen waarin de kennis van de grondmechanica tot dan toe op een rij wordt gezet. Op basis van de kennis van toen doet de rechtbank van Amsterdam op 22 juni 1922 uitspraak over de schuldvraag, die op 12 dec 1924 nog eens door de Hooge Raad wordt bevestigd. De HIJSM wordt daarbij op grond van tekort schietende controle aan de oprit van de brug verantwoordelijk gesteld. De tussentijdse ontwikkelingen staan echter niet stil. In 1925, tijdens de werkzaamheden van de Bouwgrondcommissie, verschijnt het boek “Erd- baumechanik auf Bodenphysikalischer Grundlage” van Karl von Terzaghi (1883 – 1963). Naar aanlei- ding hiervan vraagt de Bouwgrondcommissie zich af, “of het redelijk was, den tot nu toe betreden weg verder te bewandelen. Zij meent die vraag ontkennend te mogen beantwoorden. Haar man- daat was ook niet bedoeld zoo ver te reiken, en zij acht zich daartoe ook niet geheel in staat, te meer, daar zij de gelegenheid mist tot het daartoe noo- dige omvangrijke proefondervindelijk onderzoek. De beoefening van de grondmechanica, een vak, dat in een tiental jaren groeide tot een min of meer zelfstandige tak van de toegepaste mechanica, dient te geschieden in daartoe gevormde be- stemde laboratoria, door wetenschappelijke onderzoekers, die er hun dagtaak van maken en behoorlijk geoutilleerd zijn of kunnen worden; en die daarbij - dit blijft een noodzakelijke eisch - voortdurend voeling houden met de practijk.” Op 16 december 1927 houdt Buisman dan een voordracht voor het KIVI onder de titel “Eenige beproevingsmethoden ter bepaling van den in- wendigen wrijvingsweerstand van grondsoorten”. Buisman merkt daar op dat hij daar niet het woord voert als lid van de door de vakafdeling ingestelde Bouwgrondcommissie. In de discussie over deze voordracht merkt Hack- stroh, evenals Buisman lid van de Bouwgrond- commissie, op “Prof. Buisman deelde mede, dat zijn proeven meer in hoofdzaak, ja, bijna uitslui- tend, zijn geschied op volkomen droog zand, dan wel op onder water staand zand, en daaraan werd vastgeknoopt de opmerking, dat de meeste dra- ma's, die zich met grond voordoen, zich afspelen onder water. Die drama's geschieden mijns inziens voor een groot gedeelte juist niet onder water, maar in de boven het phreatisch water gelegen zone. Het spoorwegongeluk bij Weesp had b.v. plaats, omdat in de grondlagen, waarin aanvanke- lijk capillair water was, het capillair water overging tot phreatisch water.” Nieuwere inzichten Buisman gaat echter door met een analyse van het bezwijken langs diepgelegen cirkelvormige Figuur 7 – Door de Commissie van Onderzoek aanbevolen voorzieningen van de spoorwegdijk. Figuur 8 – Eerste bladzij van de brief van N.M. de Kanter aan Keverling Buisman. 29 GEOTECHNIEK –September 2018 glijvlakken aan de hand van de lamellenmethode en hij betrekt daar ook Nicolaas Machlinus de Kanter (1873 - 1937) in. De Kanter is afdeelings- chef bij de dienst van Weg- en Werken bij de Nederlandsche Spoorwegen en later Hoofd- ingenieur en is eveneens lid van de Bouwgrond- commissie. Dat dit zo’n berekening destijds nog geen gemeengoed is, blijkt uit een brief van brief van 2 mei 1933 van de Kanter aan Buisman, wiens achternaam bij Koninklijk Besluit van 6 mei 1932 is gewijzigd in Keverling Buisman. Hoewel Keverling Buisman de opzet van de stabi- liteitsberekening maakt, is het juist de Kanter, die op 12 januari 1934 een calque van de berekening de stabiliteit van de oprit in Weesp langs gebogen glijvlakken aan Keverling Buisman stuurt, verge- zeld van een viertal blauwdrukken. Het is fascinerend te zien hoe Keverling Buisman moet laveren tussen de gedachtegang van Bos, die van mening was dat het stabiliteitsverlies begon- nen was met het wegdrukken van het veen naast de spoordijk, en het gezichtspunt van de eerdere Commissie van Onderzoek, die geconcludeerd had: “dat de ten gevolge van het in de baan opge- sloten water doorweekte zandmassa dus waar- schijnlijk vóór het ongeval eene hoogte heeft bereikt boven den bovenkant van den parallelweg, welke daardoor met het onderste gedeelte der taludbekleeding als steun of keering van die door- weekte zandmassa, waarop het geheele zand- lichaam van den baan rustte, moest dienen. Naar het oordeel der Commissie is nu op het oogenblik, dat de geheele zandmassa door het erover rijden van een trein in trilling geraakte, de keering op de zwakste plaats bezweken en weggeschoven, het doorweekte gedeelte van den dijk in beweging geraakt, en de dam ingestort.” Keverling Buisman onderschrijft in bijlage K van het verslag van de Bouwgrondcommissie de eerdere conclusies van de Commissie van Onder- zoek, maar hij plaatst er op basis van laboratorium- onderzoek van op 25 oktober 1932 genomen monsters wel kanttekeningen bij. De tekst is te mooi om hem hier niet te vermelden: “Ook heden ten dage ken men deze conclusie nog geheel en al onderschrijven, zij het met eenig voor- behoud met betrekking tot de strekking van de aanduiding “doorweekt". Het doorweekt zijn veroorzaakt grooter volumegewicht der massa, grooteren waterdruk in het poriënwater, doch beïnvloedt niet de mechanische eigenschappen der minerale zandkorrels noch den wrijvingscoëf- ficiënt der korrelmassa. Bij lezing van het rapport der Commissie krijgt men den indruk, alhoewel niet de zekerheid, dat door de Commissie de over- druk van het water in den dam t.o.v. dat in de bermsloot niet in de eerste plaats van belang wordt geacht, en dat daarnaast ook een zekere ongunstige beïnvloeding van het zand, zich uitende in een in geringere inwendige wrijving onder invloed van water, als vanzelfsprekend wordt aanvaard, een opvatting die trouwens toen- tertijd vrijwel algemeen geldende was.” De conclusie van Keverling Buisman aan het eind van bijlage K laat echter geen ruimte meer voor twijfel over het bezwijkmechanisme: “Samenvattend kan worden gezegd, dat de in 1918 te Weesp plaatsgevonden spoorwegramp op geheel ongedwongen wijze kan worden verklaard door die toe te schrijven aan het evenwichtsverlies volgens een gebogen glijdvlak van een gedeelte van het damlichaam met den aansluitenden veen- berm onder de belastingen door het beneden- spoor, door het grondgewicht en door den overdruk van het water in den dam t.o.v. dat in de bermsloot, en zonder een achteruitgang in de wrijvingseigenschappen van een zandmassa onder den invloed van water te behoeven te veronder- stellen.” Oprichting van het Laboratorium voor Grondmechanica In 1934 heeft het vak heeft zich zo ver ontwikkeld dat, met het oog op grote infrastructurele werken, zoals de aanleg van de Maastunnel, de inpoldering van de Noordoostpolder en de verbreding van het Amsterdam-Rijnkanaal, op 15 februari mede op initiatief van Keverling Buisman het Laboratorium voor Grondmechanica wordt opgericht. Tiete Kor- nelis Huizinga (1895 - 1989) wordt directeur. Het wordt gevestigd in de kelder van het gebouw voor Weg- en Waterbouwkunde aan het Oostplantsoen te Delft, zodat de studenten van de Technische Hogeschool er ook hun practicum kunnen doen. Figuur 9 – Talud oprit Weesp, stabiliteits- berekening langs gebogen glijvlakken aan de hand van de lamellenmethode, ook vermeld in fig. 199 van “Grondmechanica” van Keverling Buisman. 30 GEOTECHNIEK –September 2018 Stabiliteitsberekeningen In september 1935 en in mei 1936 voert Keverling Buisman schuifproeven uit ter bepaling van de wrijvingseigenschappen van het zand. In januari en februari 1935 doet hij bovendien celproeven. In zijn collegediktaat uit 1938 zegt Keverling Buisman nog nauwelijks iets over stabiliteit langs cirkelvormige glijvlakken, maar in zijn standaard- werk “Grondmechanica” uit 1940 gaat hij er wel dieper op in. Hij illustreert dat met het bezwijken van de spoordijk in Weesp en noemt in zijn boek onder meer de in 1936 ontwikkelde methode Fellenius. Computerberekeningen werden er in die tijd natuurlijk nog niet uitgevoerd. Als er al een stabi- liteitsberekening werd uitgevoerd, werd er ge- keken naar één of enkele glijvlakken die men als de meest gevaarlijke beschouwde. Hoe het glijvlak in de oprit in Weesp precies gelopen had kon Buisman niet precies weten, hij kon er aan de hand van zijn waarnemingen slechts een schatting naar doen. Vandaag de dag draaien we voor honderd bereke- ningen of meer echter onze hand niet meer om. Daarom is het niet onaardig met de kennis en het laboratoriumonderzoek van nu eens de stabiliteit langs cirkelvormige glijvlakken volgens de me- thode Bishop van de bezweken spoordijk bij Weesp te analyseren. Het gegeven dat zich in de polder een zeer licht veenpakket rustend op een zandlaag bevindt, in combinatie met de zandige oever van het Mer- wedekanaal, zouden het bestuderen van de stabi- liteit in een situatie met opdrijven aan de hand van het nieuwere drukstaafmodel (LiftVan) ook zeer interessant maken. Bij de analyse op grond van het in de Leidraad voor het Ontwerpen van Rivierdijken deel II beschreven drukstaafmodel wordt de kritische glijcirkel aan de hand van de snedemethode in twee segmenten verdeeld, een aandrijvend segment ter plaatse van het hoge baanlichaam en een weerstand-biedend segment aan de zijde van de laaggelegen polder. Berekend wordt welke kracht nodig zou zijn om het aandrijvende segment op zijn plaats te houden in een situatie waarin opdrijven van het polderland dreigt. In een volgende berekening wordt bere- kend welke kracht nodig is om het weerstand- biedend segment weg te drukken. Is eerst- genoemde kracht groter dan de tweede, dan dient er extra weerstand te worden gemobiliseerd in de zogenaamde drukstaaf. Er ontstaat dan een niet meer puur cirkelvormig, maar een meer langgerekt glijvlak. Vo o r e e n b e re ke n i n g m e t h e t d r u k s t a a f m o d e l kunnen dezelfde grondparameters worden ge- bruikt als nodig voor een berekening met de methode Bishop. Voor een dergelijke berekening ontbreekt echter één essentieel gegeven. Peil- buiswaarnemingen zijn destijds alleen gedaan naar de grondwaterstand in het zandlichaam van de spoorbaan, niet naar de stijghoogte in het diepe zand. Conclusie en aanbevelingen Het is jammer dat men zich er destijds, ondanks de opmerkingen van de heer Bos over het glijden van het veenpakket over de onderliggende vaste laag, nog niet van bewust geweest is hoe groot de rol van de stijghoogte in het vaste zand kan zijn. Figuur 10 – Langsdoorsnede over de as van de spoorlijn waarin de m ogelijkheden voor intrede van water goed te volgen zijn. Figuur 11 – Dwarsdoorsnede profiel 3 van de spoordijk ter hoogte van km 10.896. Helaas kunnen we, doordat we deze stijghoogte niet kennen, de opdrijfveiligheid niet berekenen. To c h k u n n e n w e d e s t a b i l i t e i t i n e e n s i t u a t i e m e t opdrijven wel bij benadering bepalen, namelijk door de wrijving in het slappe lagenpakket naast de spoordijk als verwaarloosbaar klein te beschou- wen. In een rekenprogramma is dit mogelijk door alleen de glijcirkels rakend aan het diepe zand te beschouwen en de cohesie en de wrijvingshoek van de slappe lagen naast de dijk de waarde nul toe te kennen. Het blijft echter de vraag of er destijds contact be- stond tussen het oppervlaktewater en het diepe zand en daarmee, in hoeverre opdrijven van de slappe lagen juist naast de oprit hier ook werkelijk meegespeeld kan hebben. De huidige situatie is totaal anders. Het Amsterdam-Rijnkanaal nu is veel groter van afmetingen dan het Merwedeka- naal destijds en de boordvoorziening bestaat uit damwanden, zodat eventuele peilbuismetingen van nu niet meer representatief zijn. To c h z o u h e t d e m o e i t e w a a r d z i j n d e s t u d i e n a a r het bezwijken in Weesp nog eens met de middelen van vandaag op te pakken, al was het alleen maar om te zien wat we vandaag de dag nog van Kever- ling Buisman kunnen leren. Literatuur –Verslag van de Commissie van Onderzoek inzake het ongeval met trein 102 der H.IJ.S.M, deel I, II en III met bijlagen, ’s Gravenhage 1920. –N.A.M. van den Thoorn, Voordracht over het verzakken van den spoorwegdijk bij den brug over het Merwedekanaal bij Weesp op 13 september 1918, De Ingenieur nr. 30 van 1919, en voort- zetting van de beraadslaging op 1 februari 1920, De Ingenieur nr. 26 van 1920. –W.A. de Graaf, Bij het afscheid van A.W. Bos, directeur der Publieke Werken van Amsterdam 1907-1926, De Ingenieur nr. 18 van 1926. –A.S. Buisman, Eenige beproevingsmethoden ter bepaling van den inwendigen weerstand van grondsoorten, De Ingenieur nr. 21 van 1928. –A.S. Keverling Buisman, Nabetrachting over het spoorwegongeval te Weesp, in: Verslag van de Commissie van Bouwgrondonderzoek, Boek- en Kunstdrukkerij v/h Mouton & Co 1937. –A.S. Keverling Buisman, Grondmechanika, colle- gediktaat, Technische Hogeschool Delft 1938. –A.S. Keverling Buisman, Grondmechanica, Walt- man 1940. –J.W. Montenberg, Het spoorwegongeluk te Weesp op 13 september 1918, Op de Rails okto- ber 1968. –W.C. van Mierlo, 40-jarig bestaan van het Labo- ratorium voor Grondmechanica, De Ingenieur februari 1976. –Leidraad voor het Ontwerpen van Rivierdijken deel II Benedenrivieren, Technische Adviescom- missie voor de Waterkeringen 1989. –W. Bokhoven, Het spoorwegongeluk bij Weesp en haar invloed op de start van grondmechanisch onderzoek in Nederland, De Ingenieur 10 oktober 1990. –R.T. Jongerius, Spoorwegongevallen in Neder- land, Schuyt 1993 –A. Verruijt, Prof.Ir.A.S. Keverling Buisman, grondlegger van de grondmechanica in Neder- land, GEO techniek – Thema-uitgave Geotechniek- dag 2009. ! Inleiding Voor de bouw van de autotunnel te Assen zijn diepwanden gekozen. De tunnel heeft een lengte van 380m en heeft open toeritten van elk 90m lang. Het gesloten deel is 170m lang. De diepwan- den zijn goed inpasbaar in de stedelijke omgeving van Assen vanwege geluid- en trillingsvrije eigen- schappen. De diepwanden hebben een grond- en waterkerende functie. Omdat gebruik wordt gemaakt van de diepgelegen potklei wordt een permanente polder verkregen. Vanwege de hoge grondwaterstand en permanente polderconstruc- tie worden hoge eisen gesteld aan de techniek diepwanden. Daarbij spelen de volgende aspecten een belangrijke rol; –de onderliggende potklei moet voldoende wa- terremmend zijn. Dat wil zeggen dat deze laag voldoende dik, homogeen van opbouw en aan- eengesloten moet zijn. Uit bestaand en aanvul- lend grond- en laboratoriumonderzoek blijkt dat dit ook het geval te zijn. –de inbedding van de diepwand in de potklei moet verzekerd zijn. Een minimale inbedding van 2m is aangehouden. Tijdens het graven van de panelen is de uitkomende grond visueel gecon- troleerd door de machinist. Voor een aantal panelen is inderdaad gebleken dat dieper moest worden gegraven voor het behalen van de minimale 2m inbedding. –de wapeningskorf moet voldoende doorstroom- baar zijn voor het beton. Dat betekent grote maaswijdten van hoofdwapening en verdeelwa- pening. Hierbij is rekening gehouden met NEN- EN-1538. –gebruik is gemaakt van een vloeibaar diepwand- beton. Tijdens het storten van de beton is elke betonmixer gecontroleerd. –de integriteit van de diepwandvoegen langs het spoor is door middel van CSL metingen gecon- troleerd. –de aanwezigheid van zwerfkeien heeft invloed op de kwaliteit van de diepwanden. Keien met een afmeting van 40cm kunnen nog door de diepwandknijper worden opgegraven. Grotere keien moeten worden doorboord of worden ver- gruisd. Grondopbouw Het grondonderzoek heeft bestaan uit sonderin- gen, boringen en het plaatsen van peilbuizen. Te- vens is laboratorium onderzoek uitgevoerd, zoals bepaling van het volume gewicht, watergehalte, korrelgrootteverdeling, triaxiaalproeven en sa- mendrukkingsproeven. In een later stadium zijn aanvullende sonderingen uitgevoerd om de varia- tie in hoogteligging van de diverse grondlagen beter in beeld te krijgen. In figuur 6 is een sondering met grondlaagindeling en watervoerende pakketten zijn aangegeven. De ondergrond wordt gekenmerkt door overgecon- solideerde grondlagen. Dit zijn zand en potklei. De bovenkant van de potklei is gelegen rondom NAP 0,0m en heeft een dikte van gemiddeld 5m. In het midden van het tunneltracé is de ondergrond doorsneden door een geul waarbij de onderzijde van de potklei is gelegen op NAP-18m. Te n g e v o l g e v a n s m e l t w a t e r i s d e b o v e n z i j d e v a n de potklei geërodeerd en daarna is de geul opge- vuld door zand en klei. De projectlocatie wordt ge- kenmerkt door een hoge grondwaterstand en stijghoogte. Deze zijn gelegen op 1m minus maai- veld. Het grondwaterregime is in tabel 1 weerge- geven. Op een afstand van 1600m ten noord oosten van de project locatie wordt uit het derde watervoerende pakket drinkwater gewonnen door de waterleidingmaatschappij WDM Drenthe. Eventuele stopzetting van de waterwinning bete- kent een stijghoogte van NAP+10,5m en vanwege de diepe ligging van het 3e watervoerende pakket heeft de stopzetting van de waterwinning geen invloed op de tunnel. De grondwaterstroming is schuin op de tunnel gericht waardoor opstuwing aan 1 zijde zal optreden. Opstuwing wordt voor- komen door rondom de tunnel een filterriool aan te leggen. 40 GEOTECHNIEK –September 2018 E.J.P. van Doorn BAM Infra Consult bv. R. Albada Jelgersma Geoconstruct bv P.H. Langhorst BAM Infra Funderingstechnieken Diepwanden voor de autotunnel te Assen Figuur 2 – Diepwandwapening. Figuur 1 – Uitgevoerde noordelijk deel toerit van de tunnel. Berekeningen BEREKENING GRONDKERINGEN To e g e p a s t w o r d e n d i e p w a n d e n m e t e e n d i k t e v a n 0,8m. De vrij uitkragende diepwanden zijn bere- kend met het computerprogramma D-sheet. De berekeningsresultaten zijn weergegeven in tabel 2. De diepwanden van de gesloten tunnel zijn bere- kend met Plaxis 3D. De grond is gemodelleerd met het Hardenings Soil Small Strain model. De bere- keningsresultaten zijn weergegeven in tabel 3. De verplaatsing van het tunneldak wordt bepaald door de bouw van de fietsenkelder. Deze is gele- gen tussen de tunnel en het bestaand spoor. De fa- sering is als volgt: –aanbrengen van de diepwanden vanaf maaiveld NAP +10,5m, –ontgraven van de tunnel tot NAP+7,0m en aan- brengen tunneldak, –ontgraven van de fietsenkelder tot NAP+6,0m, –aanbrengen van een zandaanvulling op het tun- neldak, –onder het tunneldak ontgraven tot NAP+1,6. In figuur 7 is de berekende vervorming van de diepwand weergegeven. Sleufstabiliteit De sleufstabiliteit is berekend met de methode conform DIN4126 “Ortbeton-Slitzwände”. Ge- bruik is gemaakt van het computerprogramma GGU Trench. Vanwege de hoge grondwaterstand en stijghoogte zijn de geleidebalken op maaiveld aangebracht. De afstand tussen diepwand en bebouwing is 16m tot 20m en is dermate groot dat deze buiten het invloedsgebied van het graven van de diepwandsleuf ligt. Voor dit tracé zijn 3 gangspanelen met een breedte van 7,5m toege- past. De afstand tussen diepwand en zijkant 1e spoor is 5,7m. De DIN4126 geeft voor dynamische 41 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 3 –Situatietekening autotunnel, bovenaanzicht en doorsnede lengteprofiel Figuur 4 – Graven van een enkelgangs diepwandpaneel naast het spoor. Samenvatting De Stadsboulevard (Overcingellaan) doorkruist het kloppende hart van Assen (Stationsgebied). Om de verwachte verkeersgroei op te vangen wordt een autotunnel met aangepaste infrastructuur gerealiseerd. De autotunnel wordt 380m lang met een gesloten deel (lengte 170m). De autotunnel bestaat uit een permanente diepwandpolder waarbinnen de autotunnel wordt gebouwd. Het werk bestaat uit het graven van in totaal 147 diepwandpanelen met een dikte van 0,8m. Deze zijn minimaal 2m in de waterremmende laag gegraven. Een pompproef is uitgevoerd in het noordelijke tunneldeel (fase 1). Het maximale debiet in de permanente situatie was 7 m 3/dag en voldoet aan de voor het project gestelde eisen. Daarmee is de permanente polder met diepwanden in een uit- dagend en variërend geologisch met succesvol uitgevoerd. Tabel 1 Grondwaterregime Watervoerend Stopzetten Pakket 1 & 2 Pakket 3 Waterwinning GLG Gem. laagste gws +8,5 +8,9 GG Gem. gws +8,9 +9,2 GHG Gem. hoogste gws +9,3 +9,4 +10,5 Tabel 2 Berekende momenten en vervormingen van de toeritten doorsnede Doorsnede M d(kNm) U x(mm) To e r i t N o o r d 1 9 9 0 1 3 5 To e r i t Z u i d 1 4 4 0 1 0 0 Tabel 3 Berekende momenten en vervormingen van de gesloten tunnel Doorsnede M d(kNm) U x(mm) Tunneldak (NAP+8,0m) Westwand 900 108 Middenwand 1570 108 belastingen geen uitsluitsel. Het rekenen met een stootbelasting factor 1,5 is niet toereikend omdat uit literatuuronderzoek en veldmetingen [1] blijkt dat bij passerende treinen op korte afstand tot de diepwandsleuf wateroverspanning en horizontale versnellingen in de ondergrond optreden. Dit fenomeen is tijdens de uitvoering opgelost door het 1e spoor buiten bedrijf te stellen. De afstand van diepwand tot hart 2e spoor is 10m en is dermate groot dat de betreffende aspecten niet optreden. Wel is gerekend met een stootbelasting en zijn de paneelbreedten beperkt tot 3,4 en 3,8m. De veiligheid van de sleufstabili- teit is aangehouden op minimaal 1,5. ONTWERP WAPENINGSKORF De diepwand wordt in de bouw- en eindfase op sterkte en scheurwijdte getoetst. De duurzaam- heid van de diepwanden wordt bepaald door de dekking. Deze is 120mm met een tolerantie van 50mm. De doorstroombaarheid van de wapeningskorf is belangrijk. Voor een wapenings- korf van 3,2m wordt voor de hoofdwapening maximaal 17 staven per laag toegepast. De h.o.h. afstand is dan 195mm. Bij de toepassing van staven Ø40mm is de dagmaat 155mm. Voor dit project zijn staven met een lengte van 18m gewalst om zoveel mogelijk overlappingslassen te voorkomen. Voor een 3 gangspaneel met een breedte van 7,5m zijn 2 wapeningskorven toe- gepast. in figuur 1 is een voorbeeld van een diepwand ter plaatse van de gesloten tunnel weergegeven. In doorsnede C-C is het maximale moment aan de tunnelzijde M E;d = 6500kNm per half paneel van 3,75m weergegeven. Het gemiddelde wapeningpercentage is 1,1%. De wapeningskorf wordt horizontaal getranspor- teerd en verticaal gehesen tijdens het afhangen in de diepwandsleuf. De stijfheid wordt verkregen door twee hijsframes en bestaan uit vakwerk- liggers. De hijsframes hebben vaste oplegpunten voor de montage en hijspunten voor het transport. De stabiliteit van de wapeningskorf zelf wordt verkregen door een aantal kruisverbanden toe te passen tussen de beide hijsframens in. Uitvoering DIEPWANDEN Het werk bestaat uit het graven van in totaal 147 diepwandpanelen met een dikte van 0,8m. Het betreffen driegangspanelen met een breedte van 7,5m, enkelgangspanelen met een breedte van 3,4m en 3,8m en samengestelde L en T panelen. De graafdiepte varieert van 15m minus tot 29m minus maaiveld. Bij aanvang van de werkzaamheden is de onder- grond op draagkracht beoordeeld en bij onvol- doende draagkracht is een grondverbetering uitgevoerd. Een goede draagkracht is van essen- tieel belang vanwege de stabiliteit van de geleide- balken. Deze voorkomen het inkalven van de bovenste zone van de sleuf, vangen stoten op van de diepwandknijper en dragen het gewicht van de wapeningskorven, afstandhouders en stortkokers. 42 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 5a–b – Dwarsdoorsnede inrit. – tunnel. Figuur 6 – De Sondering is midden in het tunneltracé ter plaatse van de geulopvulling van zand en klei. CSL METINGEN Voor het diepwandtracé zijn CSL metingen uit- gevoerd. Deze meting controleert de homogeni- teit van het beton ter plaatse van de diepwand voeg. Twee kunststof meetbuizen zijn op de hoek van de voor- en achterzijde van de wapeningskorf gemonteerd. Per voeg zijn 4 meetbuizen aanwezig en totaal zijn 6 metingen verricht, 2 kruislings, 2 evenwijdig en 2 loodrecht op de voeg. Het gemeten CSL ‘profiel’ is een gelijkmatige rechte lijn hetgeen duidt op een eenduidig materiaal tussen de meetbuizen. De meetresultaten toonden geen afwijkingen, echter voor een aantal voegen wel. Ter plaatse van deze voegen is voorafgaand aan de definitieve ontgraving een lokale tijdelijke bemaling aan de binnenzijde van de wand geïnstal- 43 GEOTECHNIEK –September 2018 Figuur 7 – Uitvoer Plaxis, horizontale grondvervormingen diepwand Figuur 9b – CSL meting; afwijking voeg bovenzijde paneel). Figuur9 a – CSLmeting; geen afwijking. Figuur 8 – Het inhijsen van de diepwand- wapening. leerd omdat het diepwandtracé nog niet gesloten was. Vervolgens is ter plaatse van de voeg ontgra- ven en zijn de voegen over de hoogte van de meet- afwijking geïnspecteerd. In de betreffende voegen is een smeerlaag van bentoniet met een dikte tot 5mm aangetroffen en vertoont de voeg geen afwijkingen en lekkages. Daarom is geen nabehandeling of injectie uitgevoerd. INCLINOMETINGEN In het werk zijn 7 inclinomeetbuizen in de diep- wandpanelen geplaatst. De metingen geven een onderschrijding aan van de berekende waarden. De oorzaak hiervan is dat de grondmechanische parameters in de praktijk waarschijnlijk beter zijn dan toegepast in de berekening en dat de verhou- ding EI gescheurd = 25% EI ongescheurd mogelijk conservatief is. De berekende horizontale ver- plaasting van het tunneldak is 108mm en is in het werk niet gemeten. De onderschrijding wordt veroorzaakt omdat het tunneldak wordt gesteund door een aantal loodrecht op het tracé staande wanden van de fietsenkelder. POMPPROEF Een pompproef is uitgevoerd in het noordelijke tunneldeel (fase 1). De bouwputoppervlakte is 27000m 2en het ontgravingsniveau varieert van NAP+10m ter plaatse van de inrit tot NAP+1m in de tunnel. De grondwaterstand in de tracé van de tunnel is NAP+1,3m en is gelijk aan de permanente grondwaterstand. Het maximale debiet in was 7 m 3/dag en voldoet aan de eisen. Conclusies –De permanente polder met diepwanden in een uitdagend en variërend geologisch is succesvol uitgevoerd. –Een intensief grond- en laboratoriumonderzoek is nodig aangevuld met een netwerk van peil- buizen, inclino meetbuizen en meetpunten op het maaiveld. –Het graven van de diepwandpanelen in de vast- gepakte zandlagen met een conusweerstand van 30 tot 60 MPa is goed verlopen. –Het graven van diepwandpanelen in de zeer stijve potklei leverde geen problemen op. –In het tracé van de tunnel komen zwerfkeien voor. Het aantal en grootte was vooraf niet bekend. Ondergrondse obstakels bepalen de kwaliteit van de diepwanden. Het doorboren en vergruizen van de keien en de mogelijke instabi- liteit van de sleufwand en beton uitstulpingen moeten vooraf worden onderkend en werkplan- nen moeten hierop anticiperen. In het werk zijn slechts 2 keien met een afmeting van 40cm op een diepte van 5m minus maaiveld opgegraven. –Toegepast zijn wapeningskorven met een grote doorstroomopening voor de beton. Dat dagmaat tussen de hoofdwapeningsstaven was 155mm. –De consistentie van het betonmengsel was F5 (560-620mm) en bevatte per m 3mengsel 360kg cement, 80kg vliegas, zand (0-2mm/0-4mm), grind (4-16mm) en hulpstoffen. De wbf = 0,44. –Elke betonvracht is op het werk gecontroleerd op de vloeibaarheidseigenschappen. –De peilbuizen geven geen verlaging aan van de grondwaterstand en stijghoogte. –De CSL metingen geven een goed beeld van de integriteit van de diepwandvoegen. – De inclinometingen geven een onderschrijding aan van de berekende deformatie. –De pompproef geeft een debiet aan die voldoen aan de eisen. –Het oppervlak van de diepwand voldoet na ontgraving aan de verwachtingen. Literatuur [1] Dynamische belastingen door treinen op opnestaande diepwandsleuven in Almelo, ir. H.R. Havinga; prof. Ir A.F.van Tol; K. de Bruin; ing E. de Jong. ! Civiele bouw Industriële bouw Utiliteitsbouw Maritieme bouw Een wereldwijd opererend bouwbedrijf met ruim 100!jaar ervaring in de civiele betonbouw, industriële bouw, utiliteitsbouw en maritieme bouw. Sinds 1992 is BESIX actief in Nederland. Meebouwend aan de toekomst, met!prestigieuze projecten als de Tweede Coentunnel, Parkeergarage Kruisplein, Landtunnel A2 Leidsche Rijn, OV Terminal Utrecht CS, Maastoren, keersluis in Heumen en de sluisverlengingen in Born, Maasbracht en Heel. WWW.BESIXNEDERLAND.COM BESIX bouwt aan //Nederland Trondheim 22 – 24 Barendrecht +31 (0)180 64 19 90nederland@besix.com Tweede Coentunnel 59 GEOKUNST – September 2018 Inleiding De inleidende key-note, opgesteld door de leidende experts uit de VS, Japan, Noorwegen, Nederland, Turkije en India memoreerde de eerste signi- ficante constructie met EPS-blokken oftewel ‘geofoam’ op een onstabiele Noorse berghelling uit 1972 en gaf een overzicht van de toepassings- mogelijkheden van lichtgewicht ophogingen ontwikkeld in de jaren daarna. Het geringe gewicht van EPS maakt unieke ontwerpoplossingen mogelijk, zoals zettingsarme (spoor)wegconstructies, zonder voorbelasting, zonder palen en zonder omgevingshinder. Beperkte zetting impliceert minimale onderhoudskosten en lange ontwerp- levensduur. Verder is sprake van beperkt ruimte- beslag doordat (zelfs hoge) EPS-constructies zonder talud, dus verticaal, kunnen worden gerealiseerd. Ook de beperkingen kwamen naar voren. Met de relatief lage stijfheid van het EPS moet zeker bij toepassingen onder zwaar belaste infrastructuur terdege rekening worden gehouden. Toenemende maatschappelijke eisen – smallere corridors in stedelijke omgeving, kabels en leidingen, geringere beschikbare bouwtijd – vastgelegd in EMVI-criteria bij de aanbesteding zullen de behoefte aan snel te realiseren, licht- gewicht infrastructurele aanpassingen en uit- breidingen alleen maar doen toenemen. Conferentie-impressie De Turkse vereniging van EPS-producenten EPSDER organiseerde van 9 tot 11 mei 2018 in Kyrenia op Noord Cyprus de EPS’18-conferentie onder het motto “Think light – Do it right”. 149 participanten uit 23 landen (van alle continenten behalve Australië) wisselden hun ervaringen uit over allerlei aspecten van de implementatie van EPS-blokken in infrastructurele constructies. De voorgaande vier conferenties in Oslo (1985), To k yo ( 1 9 9 6 ) , S a l t L a k e C i t y ( 2 0 0 1 ) e n O s l o ( 2 0 1 1 ) waren meestal gelieerd aan destijds ter plaatse gerealiseerde grote projecten. Ook in dit geval was inmiddels een eerste wegproject met EPS in Istanbul succesvol voltooid en dat was ook de oorspronkelijk beoogde locatie voor de conferentie, maar vanwege de terrorismedreiging is naderhand naar Noord Cyprus uitgeweken. Het desbetref- fende wegproject was bescheiden van omvang en de primaire doelstelling van de Turkse conferentieorganisatie was dan ook het stimuleren van brede implementatie van EPS door kennis- overdracht vanuit relevante buitenlandse project- ervaringen. Illustratief voor de ambitie van de bouwbedrijven in Turkije om kennis binnen te halen is de overname van Ballast-Nedam, dat nu een Turkse eigenaar heeft. De ambitieuze aanpak van EPSDER bleek ook uit de gekozen luxe accommodatie, mediaopnames en het lidmaatschap van internationaal zeer ervaren sleutelfiguren in het organisatiecomité. Tr a d i t i e g e t r o u w z o r g d e n d e N o r e n v o o r e e n historisch overzicht en presenteerden zij de key-note met een overzicht van de bijdragen van de internationale experts. De key-note belichtte verschillende lichtgewicht ophogingsvarianten (verankering in het geval van onstabiele hellingen), specifieke belastingsituaties (seismische aspecten), leerzame monitoringsresultaten, minder bekende spoorwegtoepassingen, de voor het activeren van boogwerking aangelegde EPS-blokken boven ondergrondse duikers en leidingen en specifieke materiaaleigenschappen. Het nabootsen van de aardbevingscondities in de Japanse dynamische testen met een 8 m hoge taludloze ophoging op werkelijke schaal was indrukwekkend. Andere speciale toepassingen waren fundaties bestaande uit verschillende (zware) EPS-types EPS’18 - 5e internationale conferentie over de infra- structurele toepassingen van EPS blokken Figuur 1 – Deelnemers in de zaal tijdens de conferentie EPS2018. Figuur 2 – Relaxte gedachtewisseling van de conferentiedeelnemers. ing. E. KwastKwast Consult dr. ir. M. Dus ˘k ov InfraDelft bv 60 GEOKUNST – September 2018 voor (tijdelijke) brugconstructies. Het bleek bijvoorbeeld mogelijk een 36,8 m lange stalen brugconstructie voor (beperkt) vrachtverkeer direct op de EPS-ophogingen (zonder palen) aan te leggen zonder ontoelaatbare grote vervormingen. Helemaal nieuw was de toepassing van in een lichtgewicht ophoging geïntegreerde tunnel- constructie van dunne gegolfde staalplaten. Dit unieke lichtgewicht tunnelontwerp zonder paalfundering was een Nederlandse bijdrage. De 24 papers waren verdeeld over vier hoofd- thema’s en werden tijdens twee paneldiscussies door de experts nader besproken. De hoofd- thema’s waren Projectvoorbeelden, Materiaal- eigenschappen en modellering, Actuele toe- passingen en Nieuwe concepten en speciale topics. De presentaties belichtten niet alleen de inhoudelijke aspecten, maar toonden impliciet ook het implementatiestadium van de licht- gewicht ontwerpmethodiek per land. Turkije is nog bezig met de introductie van het EPS. Voor een grootschalig gebruik in de infrastructurele projecten moet er nog know-how ontwikkeld worden. De duur van dit implementatieproces zal naar verwachting, dankzij de kennisoverdracht tijdens de conferentie, significant ingekort worden. India is nog een markt in potentie. Er worden gesprekken met producenten gevoerd, er is interesse, maar een concreet project is nodig om het beginstadium verder te ontwikkelen. In Noorwegen ligt de focus van het onderzoek op de EPS-fundaties van bruggen zonder palen en de boogwerking boven relatief diep gelegen duikers en leidingen. In Japan worden de stabiliteitstesten van grote EPS-constructies onder nog extremere seismische condities dan vroeger getest. Hun tracés zijn immers per definitie seismisch extreem gevoelig. In de USA lopen langdurige monitorings- programma’s zoals bijvoorbeeld in Salt Lake City, met onder andere EPS-toepassingen onder spoor- constructies. Wat het materiaalonderzoek betreft wordt keer op keer bevestigd dat het uit de oude projecten vrijgekomen EPS intact is gebleven zonder verlies van mechanische eigenschappen. Een interessante nieuwe toepassing van het EPS blijkt als omhulsel van ondergrondse buizen en leidingen. Door de zo gecreëerde deformatiezone kunnen de verticale en horizontale spanningen op de buizen met respectievelijk 85% en 75% afnemen. Nederlandse inbreng Nederland had een goede inbreng met vier papers en evenzovele presentaties, deelname aan het International Scientific Comittee en deelname aan een afsluitende paneldiscussie ‘Technology implementation experience and future direction of EPS’, het voorzitterschap van de sessie ‘Present Use of Geofoam’ en het geven van een interview op verzoek van de conferentie-organisatie. De presentaties betroffen alle vier projectvoorbeelden, ieder met eigen nieuwswaardige aspecten. Karakteristiek voor de in de eerste presentatie behandelde A4all-trambaanophoging (M. Dus ˘k ov en J. de Jongh, 2014) was de fasering in dwars- richting van de realisatie. Zo’n aanpak was uitsluitend mogelijk door het taludloze ophoging- ontwerp. Het maakte een bouwtijdreductie mogelijk die noodzakelijk was om aan de strikte Samenvatting Van 9 tot 11 mei 2018 vond in Kyrenia op Noord Cyprus EPS’18 plaats, de 5e internationale conferentie over de infrastructurele toepassingen van EPS blokken (geofoam). Onder auspiciën van de vereniging van Turkse EPS-producenten (EPSDER) wisselden deelnemers uit 23 landen actuele ervaringen met lichtgewicht constructies uit. De aanzienlijke zettingsproblemen die we in Nederland hebben met onze slappe ondergrond waren aanleiding voor vier presentaties over Nederlandse projecten met infrastructurele EPS toepassingen voor (voornamelijk) weg- en trambaan-ophogingen Deze projecten deden qua complexiteit en omvang niet onder voor de projecten die gerapporteerd werden uit de traditioneel met dit materiaal geassocieerde landen: Japan, USA en Noorwegen. Figuur 3 – NGO-gezichten tijdens de conferentie. Figuur 4 – De snelwegverbreding van de A76 met tot 4 m hoog boven de taludlijn verticaal opgestapelde EPS-pakket. 61 buitendienstperiode van het langsliggende tram- spoor te voldoen. In de 20 m brede en 360 m lange ophogingen is in totaal 22.000 m! EPS verwerkt. In de tweede presentatie werd de 60 m lange snelwegverbreding van de A76 bij kruispunt Kerensheide besproken (M. Du"kov, M. den Uil en M. Fütterer, 2013). De verbreding voor extra rijstroken is gevormd door EPS blokken 2 m diep in te graven en 4 m hoog boven de bestaande taludlijn verticaal op te stapelen (zie figuur 4). Het bestaande talud was al ingekort met een keerwand. Een industriële gasleiding daaronder sloot een conventionele aanpak met een damwand uit. De opdrachtgever RWS moest wel overtuigd worden van de afdoende stabiliteit vanwege de verticale zijkant, maar uiteindelijk leverde deze innovatieve oplossing (zonder ankers) een kortere bouwtijd en lagere kosten op. De derde presentatie over een omvangrijke lichtgewicht rotondeophoging in de N222 (M. Dus ˘k ov en J. Tameling, 2016) met 26.000 m3EPS trok veel aandacht vanwege de unieke lichtgewicht constructie van een fietstunnel (zie figuur 5). Deze tunneloplossing werd vanwege het innovatieve aspect ook opgenomen in de key-notes. Door de aanwezigheid van de hoog- spanningsmasten langs de N222 waren heiwerk- zaamheden uit den boze en daarmee een paalfundering niet mogelijk. Een innovatief tunnelontwerp met kosteneffectieve 7 mm dunne gegolfde staalplaten bood soelaas. Een omhulsel van schuimbeton mobiliseerde de boogwerking en hield het eigen gewicht van de tunnelconstructie beperkt. Het evenwichtsprincipe waarborgde een zettingvrij resultaat zodat het inbedden in de lichtgewicht wegophoging van de rotonde geen zettingverschillen opleverde. Ten slotte hoefde dankzij de prefab montage-elementen de N222 slechts één weekend afgesloten te worden. In de vierde presentatie over een wegophoging in de N201 (M. Du"kov en W. Erkelens, 2015) lag het accent op de kwaliteitscontrole en het adequaat anticiperen op de afwijkende uitkomsten. Dankzij de aanwezige expertise kon er tot twee keer toe geanticipeerd worden op de geconstateerde te- kortkomingen ten opzichte van de ontwerpeisen. De betrokkenheid van een deskundige adviseur in de uitvoeringsfase is van belang voor het eind- resultaat, was de conclusie. De Nederlandse ingenieurspraktijk op EPS-gebied blijkt goed ontwikkeld in vergelijking met andere landen, zeker in verhouding tot de omvang van ons land. De door de jaren heen opgebouwde expertise wordt steeds verder verfijnd. De concur- rentie met andere methodes speelt daarbij een belangrijke rol. De voordelen van de toepassing van het EPS moeten immers per project in een zogenaamde trade off matrix (TOM) aangetoond worden. Bij de gepresenteerde succesvolle projecten zijn goede resultaten behaald, mede door inschakeling van de combinatie van de competenties geotechniek en wegbouwkunde. Bronnen - Arellano, D., Tolga Özer, A., Bartlett, S., Vaslestad, J., 5th International Conference on the use of EPS Geofoam Blocks in Construction Applications, Proceedings of EPS’18, 9-11 May 2018, Kyrenia, Northern Cyprus. - Dus ˘k ov , M., de Jongh, J., Lichtgewicht ophogingen zonder taluds voor trambaan over A4, GeoKunst, juli 2014, p.46. - Dus ˘k ov , M., den Uil, M., Fütterer, M., Licht- gewicht snelwegverbreding met verticale zijwand van A76 op ingekort talud, GeoKunst, april 2013, p.54. - Dus ˘k ov , M., Tameling, J., Lichtgewicht weg- ophoging voor N222 met unieke fietstunnel, GeoKunst, januari 2016, p.48. - Dus ˘k ov , M., van Wijngaarden, H., Erkelens, W., Lichtgewicht wegophoging voor N201 bij Uithoorn, GeoKunst, april 2015, p.44. ! Figuur 5 – Lichtgewicht rotondeophoging met EPS met tunnelconstructie zonder paalfundering onder de N222. GEOKUNST – September 2018

Jaargang 22, 2018 - nummer 2 incl. CPT-special

Inleiding In 1996 werd de Databank Ondergrond Vlaande- ren (DOV) opgestart. Sinds 2002 is de data opge- nomen in DOV gratis beschikbaar op https:// www.dov.vlaanderen.be. DOV wordt continu ge- voed met geologische, geotechnische, hydrogeo- logische en pedologische gegevens en in de loop der jaren is dan ook een massa aan gegevens ver- zameld. Om al deze informatie op een optimale manier te benutten, wil de afdeling Geotechniek van de Vlaamse Overheid werken met regionale proefverzamelingen. De data beschikbaar in DOV is hiervoor een belangrijk uitgangspunt. In een regionale proefverzameling worden alle geotechnische data uit eenzelfde regio en beho- rend tot eenzelfde geotechnische eenheid samen gebracht en uitgebreid bestudeerd. Het einddoel is om waarden toe te kennen aan geotechnische parameters, zodat ze onder welbepaalde voor- waarden kunnen gehanteerd worden binnen een bepaald geografisch gebied. De vaktechnische kennis van de afdeling Geotechniek in combinatie met de resultaten uit regionale proefverzamelin- gen, kan het voor toekomstige projecten mogelijk maken om gerichter en efficiënter proeven (borin- gen, sonderingen en laboratoriumproeven) in te plannen. Anderzijds biedt het ook de mogelijkheid om beperkte site gebonden proefresultaten in te passen in de beschikbare datasets en daaruit toe- passelijke karakteristieke waarden te selecteren. In dit artikel wordt de opzet en het gebruik van de regionale proefverzamelingen geïllustreerd aan de hand van drie datasets met data uit dezelfde geologische/geotechnische eenheid, de Formatie van Boom. De bestudeerde data uit deze eenheid werd verzameld tijdens een aantal geotechnische meetcampagnes op drie locaties. Voor deze data- sets wordt nagegaan of met objectieve criteria kan aangetoond worden of ze al dan niet verschillend zijn (voor sommige of alle parameters) en of ze al dan niet samengevoegd kunnen worden tot één grotere regionale proefverzameling. Datasets Het definiëren van de gebieden waarvoor regio- nale proefverzamelingen worden uitgewerkt, ge- beurt op basis van de hoeveelheid aan beschikbare geotechnische data. Voor deze studie werden drie datasets gekozen in en rond Antwerpen, op loca- ties waar de afdeling Geotechniek reeds meerdere projecten heeft uitgevoerd en in de toekomst nog projecten zal uitvoeren. Op elke locatie worden de geotechnische eenheden geïdentificeerd. Voor deze studie zijn 103 boringen, 103 sonderingen en 264 laboratoriumproeven gebruikt. Figuur 1 geeft een overzicht van de locaties van boringen, die ge- groepeerd werden onder de zones Antwerpen- Linkeroever, Antwerpen-Oost en Antwerpen- Noord. Deze waarnemingen liggen gegroepeerd over locaties waar de meeste data aanwezig was in functie van lopende projecten. Voor elke boring werd dezelfde geotechnische eenheid, namelijk de Formatie van Boom, afgeba- kend. De Formatie van Boom wordt beschreven als een zware siltige, glimmer- en vaak ook pyriethou- dende klei. In ontsluitingen is vaak een horizontaal geband patroon te zien dat correspondeert met wisselende gehaltes aan silt en/of organisch ma- teriaal. In het bovenste gedeelte van de afzetting komen carbonaatconcreties, septaria genoemd, voor. Geologisch wordt de Formatie van Boom onder- verdeeld in drie leden: Lid van Putte, Lid van Ter- hagen en Lid van Belsele-Waas. Het Lid van Putte wordt gekenmerkt door het voorkomen van siltige en organische horizonten. Het Lid van Terhagen bevat het minst silt en kan banden vertonen rijk aan organisch materiaal. Delen van dit lid zijn ont- kalkt en hebben een bruinachtige kleur. Het lid van Belsele-Waas is uitgesproken zandig, bevat geen septaria en heeft een laag gehalte aan orga- nisch materiaal (Jacobs et al., 2010; Vanden- berghe, 1978). In tabel 1 wordt een overzicht gegeven van enkele gemiddelde parameters van de Formatie van Boom volgens verschillende bronnen. 20 GEOTECHNIEK –Juni 2018 De meerwaarde van regionale proefverzamelingen, toegepast op data uit de Formatie van Boom Prof. Dr. Ir. André VervoortDepartement Burgerlijke Bouwkunde, KU Leuven Chandra AlgoeGeoloog Vlaamse overheidAfdeling Geotechniek Ilse Vergauwen Geoloog Vlaamse overheid Afdeling Geotechniek Ir. Annelies Govaerts Geotechnisch en Mijnbouwkundig Ingenieur, KU Leuven Figuur 1 - Locatieplan van de studiegebieden, met weergave van de bestudeerde boringen. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 20 Tabel 1: Eigenschappen voor de klei van de Formatie van Boom Antwerpen Antwerpen E3 Scheldetunnel Stormvloedkering nabij Site Scheldebekken (BK1)Antwerpen nabij Site AntwerpenLinkeroever Linkeroever (De Beer, 1967) (Schittekat et al., 1983 ) Natuurlijke volumemassa (Mg/m 3)1,9 Watergehalte (%) 25-32 27 Vloeigrens (%) 81 66 Uitrolgrens (%) 29 22-26 Plasticiteitsindex 52 40 Kleifractie (%) 49 50 Voor de huidige studie werd en alle beschikbare ongeroerde grondmonsters uit de Formatie van Boom en gelegen binnen de drie beschouwde ge- bieden geselecteerd. De grondsoorten zijn be- monsterd in intervallen van maximaal 50 cm. Van deze grondmonsters werden de volgende parame- ters verzameld in een dataset: kleifractie (< 2 µm), leemfractie (2 µm – 60 µm), fijnzandfractie (60 µm – 200 µm), zandfractie (200 µm – 2 mm), grindfrac- tie (2 mm – 20 mm), slibgehalte (gewichtsprocen- ten van korrels kleiner dan 20 µm), humus- en kalkgehalte, plasticiteitsindex, activiteitsindex, vloeigrens, uitrolgrens, volumemassa (natuurlijk en droog), watergehalte, de gemeten conusweer- stand (q c) en de gestandaardiseerde conusweer- stand (q c,stand ). Voor het vastleggen van de conusweerstand werd voor elk grondmonster het volledige corresponderende interval van 50 cm ge- selecteerd op de bijhorende sondering. Over dit interval werd de gemiddelde conusweerstand en vervolgens de gestandaardiseerde conusweer- stand berekend, om de waarden bepaald met ver- schillende conustypen onderling te kunnen vergelijken. Hiervoor werden ratio’s gebruikt die vastgelegd werden aan de hand van eerdere stu- dies (Van Alboom en Whenham, 2003). Methode statistische analyse Het onderzoek start met een grondige analyse van de beschikbare data uit de laboratoriumproeven. In figuur 2, is een schematisch overzicht gegeven van de opeenvolgende stappen. In Stap 0, wordt elk monster gecontroleerd aan de hand van be- schikbare boorbeschrijvingen en sondeerdiagram- men op ligging, zodat er zekerheid is dat het zich effectief in de Formatie van Boom bevindt. Vervol- gens worden de drie datasets in Stap 1 onderwor- pen aan een klassieke statistische analyse, waarbij de distributie en de statistieken voor elke parame- ter worden bepaald. De correlaties tussen de ver- schillende parameters worden daarna in Stap 2 berekend per dataset. Deze berekende correlaties worden steeds visueel gecontroleerd aan de hand van xy-grafieken (crossplots). In Stap 3 worden de datasets onderling vergeleken aan de hand van de statistische parameters, histo- grammen, crossplots, boxplots en quantile-quan- tilediagrammen (QQplots, zie verder). Ook de correlaties tussen de parameters worden onder- ling vergeleken voor de verschillende gebieden. Aan de hand van de resultaten uit de statistieken en diagrammen uit Stap 3 worden in Stap 4 de datasets ingedeeld in één of meerdere populaties. Te n s l o t t e w o r d e n d e h i e r b o v e n b e s c h r e v e n s t a p - pen herhaald op deze kleinere populaties binnen de dataset. In deze aanpak is geen rekening ge- houden met de ruimtelijke variabiliteit waarbij de verschillen tussen bepaalde parameters afhanke- lijk is van de afstanden tussen deze punten, en de onderlinge correlatie van parameters voor mon- sters ontnomen binnen dezelfde boring (Calle, 2007; Calle, 2008). Indien er verschillen worden waargenomen tussen de datasets onderling, dan wordt gezocht naar een objectieve en kwantificeerbare reden voor dit ver- schil. In deze analyse werd steeds gekeken naar het patroon van alle resultaten en niet naar één of enkele individuele getallen. Quantile-Quantilediagram Een quantile-quantilediagram (QQplot) is een gra- fische methode om vast te stellen of twee datasets uit populaties met dezelfde verdeling komen. In een QQplot worden de percentielposities (uitge- drukt in fractie in plaats van procenten) van twee datasets tegen elkaar uitgezet. Een quantile is een punt waaronder een bepaalde fractie of percen- tage van de data ligt. Voor het 0,30 quantile of 30 percentiel geldt dat 30% van de data eronder ligt en 70% van de data er boven ligt. Indien twee da- tasets een gelijke verdeling hebben dan liggen de punten op de QQplot min of meer op een rechte lijn met functie y=x. Hoe groter de afwijking van deze lijn, hoe duidelijker het wordt dat de twee datasets afstammen uit populaties met verschil- lende verdelingen. –Indien de QQplot een rechte lijn volgt met for- mule y=x, dan volgen de twee datasets dezelfde verdeling. Figuur 2 - Schematische weergave van de gevolgde methodologie. 21 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Samenvatting De regionale proefverzameling stoelt op een grote hoeveelheid beschikbare data van de afdeling Geotechniek in de vorm van boringen, laboratoriumproeven en sonderingen die enerzijds beschikbaar zijn uit laboratoriumonderzoek binnen de afdeling en anderzijds zijn opgenomen in de Databank Ondergrond Vlaanderen (DOV). Op basis van de geografische concentratie van de beschikbare proeven werden drie datasets in de Formatie van Boom rond Antwerpen beschouwd: Antwerpen-Linkeroever, Antwerpen-Oost en Antwerpen-Noord. Deze data zijn verzameld en grondig statistisch geanalyseerd om te bepalen of ze kunnen samengevoegd worden tot een regionale proefverzameling. Middels regionale proefverzamelingen kunnen toekomstige projecten binnen de afdeling Geotech- niek van de Vlaamse overheid gerichter en efficiënter worden ingepland. De bestudeerde monsters in deze geologische Formatie kunnen lithologisch ingedeeld worden in kleirijke of zandigere eenheden. Wanneer enkel de kleirijke eenheden bestudeerd worden, dan blijken de drie datasets onderling goed overeen te komen en kunnen ze samengevoegd worden tot één regionale proefverzameling. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 21 –Indien de QQplot een rechte is met formule y=x+b, dan zijn de verdelingen identiek na een constante verschuiving van de ene verdeling, er is een verschil in locatie (bij een normale verdeling is dat het populatiegemiddelde µ). –Indien de QQplot een rechte lijn vormt met als formule y=ax+b, dan is er een verschil in locatie en schaal (voor de normale verdeling is de schaal de standaarddeviatie ). Afwijkingen van het lineaire gedrag kunnen ook lokaal optreden, waarbij er geconcludeerd kan worden dat twee verdelingen identiek zijn in een bepaald gebied en verschillend in een ander ge- bied. Uiterst lage en hoge waarden in de QQplot, wijzen op afwijkend staart-gedrag t.o.v. een normale verdeling. Ook afwijkende data (“out- liers”) kunnen met behulp van deze diagramma’s gedetecteerd worden. Deze vallen op als punten die sterk afwijken van de trend die door de meeste punten gevolgd wordt. In de figuren 3 en 4 worden twee voorbeelden van de QQplot gedemonstreerd. In figuur 3 ziet men de opbouw van de QQplot op basis van de verde- ling van de data en in figuur 4 worden “outliers” geïdentificeerd aan de hand van deze QQplots. Deze punten moeten dan nog eens apart bekeken of verwijderd worden voordat men verder gaat met de statistische analyse. Analyse van de datasets Na de voorafgaande controle van de verschillende monsters (stap 0) worden in de eerste stap de in- dividuele datasets bestudeerd aan de hand van een samenvatting van statistieken. Het voorbeeld in tabel 2 geeft een overzicht van de statistieken van de dataset Antwerpen-Noord. Naast berekende statistieken werden er ook histogrammen opgesteld voor elke parameter. De minima en maxima berekend uit de statistieken worden gebruikt voor het bepalen van klasse- breedtes van de histogrammen. Scheefheid en kurtosis geven de afwijking of overeenkomst t.o.v. een normale verdeling weer en uiten zich ook in de histogrammen. Zo wordt een beter inzicht verkregen in de verdeling en de frequentie van de onderzochte geotechnische parameters. De verdeling van de meeste parameters vertoont een lichte scheefheid. In figuur 5 worden ter illus- tratie de histogrammen van de parameters conus- weerstand (q c) en volumemassa droog weer- gegeven voor de drie datasets samen. In een aantal gevallen zijn er echter afwijkingen te zien. Een goed voorbeeld hiervan is de verdeling van de parameter kleifractie van de dataset Ant- werpen-Oost (blauw in figuur 6). Het histogram vertoont meerdere pieken en volgt geen normale verdeling. Een dergelijk histogram geeft aan dat binnen de datasets mogelijk meerdere populaties voorko- men die elk gekenmerkt worden door hun eigen karakteristieke verdeling en statistische parame- ters. Wanneer zo een fenomeen wordt waargeno- men, dan worden alle datapunten opnieuw gecontroleerd. Er wordt nagekeken of er fouten gemaakt werden bij ingave van data, of de data zich effectief bevindt in de bestudeerde Formatie van Boom en indien nodig worden er punten ver- wijderd. In stap 2 worden vervolgens de verschil- lende geotechnische parameters van een dataset onderling vergeleken in crossplots waarbij corre- latiecoëfficiënten wor den bepaald. Een voorbeeld van goede correlatie is weergegeven in Figuur 7 voor de dataset Antwerpen-Oost. De twee andere datasets vertonen vergelijkbare resultaten. Deze correlatie blijkt uit het feit dat alle datapunten zich enigszins langs een rechte positioneren en uit de bijhorende correlatiecoëfficiënten (tabel 3). De correlatie tussen de parameters kleifractie en leemfractie voor de dataset Antwerpen-Oost is volgens de coëfficiënt in tabel 3 minder goed (< 0.7). Wanneer gekeken wordt naar de crossplot in figuur 8, dan blijkt deze correlatie sterk beïn- vloed door enkele meetpunten die buiten de rechte liggen, terwijl het gros van de datapunten wel op een rechte ligt. Slechts enkele punten, rood omcirkeld in de crossplot, wijken duidelijk af en zorgen voor een lagere correlatie tussen de twee parameters. Wanneer in detail gekeken wordt naar de grond- monsters geassocieerd aan deze data, dan bleken een aantal van deze monsters afkomstig te zijn uit meer zandige lagen in de Formatie van Boom. Die 22 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 3 - Vo o r b e e l d v a n Q Q p l o t van de kleifractie voor dataset Antwerpen-Noord ten opzichte van Antwerpen-Oost. Figuur 4 - Identificatie van “outliers” door QQplots. Figuur 5 - Histogram van conusweerstand (q c) en volumemassa droog voor de drie datasets (alle data). S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 22 lagen corresponderen met de natuurlijke variatie in de lithologie of de aanwezigheid van septaria in de Formatie van Boom. Een aantal van deze mon- sters bevond zich tevens in de overgangszone tus- sen de Formatie van Boom en bovenliggende Formaties. De bovenste meters van de Formatie van Boom kunnen sporen van omzettingen verto- nen. Enerzijds kan de Formatie scheuren vertonen die achteraf opgevuld zijn met andere sedimen- ten. Anderzijds kan de top van de Formatie van Boom ook verweerd of geoxideerd zijn, hetgeen een invloed heeft op de lithologie. Alle andere da- tapunten kunnen gelinkt worden aan de typische kleirijke grondmonsters van de Formatie van Boom. In die optiek moeten de datasets met “alle” datapunten beschouwd worden als datasets met meerdere subsets. Dit wordt geïllustreerd aan de hand van twee histogrammen (figuur 9) en twee crossplots (figuur 10) van de dataset van 23 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 7 - Crossplot van watergehalte t.o.v. volumemassa droog voor dataset Antwerpen-Oost (alle data). Figuur 6 - Histogram van kleifractie voor de 3 datasets met aangeduide piek voor dataset Antwerpen-Oost (alle data). Tabel 2: Berekende statistieken voor dataset Antwerpen-Noord (alle data) Gemiddelde Mediaan Modus Min Max S Scheefheid Kurtosis Aantal Qc(MPa) 5,30 5,20 5,77 2,31 8,85 1,32 0,33 2,91 64 Qc,stand (MPa) 4,74 4,76 5,02 2,01 7,70 1,00 -0,03 3,86 64 Kleifractie (%) 45,62 47,65 52,30 17,10 60,00 10,67 -0,80 3,00 102 Leemfractie (%) 48,26 46,90 43,30 17,70 76,40 10,34 0,46 4,66 102 Fijnzandfractie (%) 5,00 3,15 1,00 0,00 51,50 7,95 4,57 25,64 102 Zandfractie (%) 1,12 0,70 0,50 0,00 13,30 1,82 5,39 34,40 102 Grindfractie (%) 0,47 0,00 0,00 0,00 11,60 1,55 5,15 32,17 102 Slibgehalte (%) 74,30 74,80 70,30 26,50 89,90 12,52 -1,33 5,52 102 Vloeigrens (%) 76,96 78,85 66,40 29,60 95,00 11,64 -1,39 6,11 102 Uitrolgrens (%) 24,89 24,30 24,30 14,60 49,50 4,70 1,89 10,45 102 Plasticiteitsindex (Ip) 52,06 53,35 50,90 14,70 70,20 10,16 -1,09 4,53 102 Activiteitsindex (Ia) 1,17 1,10 1,10 0,70 2,50 0,29 3,07 13,31 98 Humusgehalte (%) 2,02 2,00 2,80 0,00 5,10 1,07 0,29 2,90 102 Kalkgehalte (%) 5,10 5,05 6,70 1,20 9,70 1,94 0,17 2,46 102 Watergehalte (%) 25,45 25,05 24,40 19,60 35,50 2,98 1,04 4,69 96 Vo lumemassa natuurlijk (Mg/m 3)1,99 1,99 1,96 1,84 2,08 0,05 -0,92 3,68 90 droog (Mg/m 3)1,59 1,59 1,36 1,36 1,720,07 -0,823,71 90 Tabel 3: Deel van de correlatietabel voor dataset Antwerpen-Oost (alle data) Qc,Stand Leem- Fijnzand- Slib- Vloei- Uitrol- Plasticiteits- Volumemassa Fractie Fractie Gehalte Grens Grens Index droog Qc(MPa) 0,91 Kleifractie (%) -0,67 -0,65 0,98 0,96 0,68 0,96 Leemfractie (%) -0,60 -0,60 -0,63 Fijnzandfractie (%) -0,69 -0,66 -0,60 -0,64 Slibgehalte (%) 0,97 0,71 0,96 Vloeigrens (%) 0,76 0,99 Uitrolgrens (%) 0,67 Watergehalte (%) -0,92 Vo l u m e m a s s a natuurlijk (Mg/m 3) 0,93 S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 23 Antwerpen-Oost. De dataset werd in eerste in- stantie opgedeeld in drie subsets op basis van de fijnzandfractie en de kleifractie: a. Subset I: data waarvan fijnzandfractie > 15%, onafhankelijk van percentage kleifractie (zandige data); b. Subset II: data waarvan fijnzandfractie < 15% en kleifractie < 30 % (minder zandige en minder klei- ige data); c. Subset III: alle andere data waarvan fijnzand- fractie < 15% en kleifractie > 30% (kleirijke data). Daarnaast is nagegaan of de diepte van het mon- ster t.o.v. top van de Formatie van Boom een im- pact heeft. Links in figuur 9a is te zien dat de omcirkelde afwijkende piek toegeschreven kan worden aan de zandige en minder kleiige datapun- ten (rood en blauw). Rechts in figuur 9b is het- zelfde histogram geconstrueerd waarbij ook de diepte van het monster in de Formatie van Boom weergegeven wordt. De omcirkelde piek is vooral 24 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 10ab - Crossplots van kleifractie t.o.v. leemfractie voor dataset Antwerpen-Oost met aanduiding van (links) de zandige data (rood) en minder kleiige data (blauw); en (rechts) van de diepte van het monster t.o.v. top van de Formatie van Boom. Tabel 4: Deel van de correlatietabel voor de dataset Antwerpen-Oost (kleirijke data) Qc-Leem-Fijnzand- Slib- Vloei-Uitrol-Plasticiteits-Volumemassa stand fractie fractie gehalte Grens Grens Index Droog Qc(MPa) 0,87 Kleifractie (%) -0,94 -0,49 0,93 0,90 0,64 0,89 Leemfractie (%) -0,85 -0,82 -0,84 Fijnzandfractie (%) -0,54 -0,53 -0,62 -0,46 Slibgehalte (%) 0,91 0,66 0,91 Vloeigrens (%) 0,76 0,99 Uitrolgrens (%) 0,64 Watergehalte (%) -0,95 Vo lumemassa natuurlijk (Mg/m 3) 0,94 Figuur 8 - Crossplot van kleifractie t.o.v. leemfractie voor dataset Antwerpen-Oost (alle data). Figuur 9ab - Histogrammen van kleifractie met aanduiding van (links) de lithologi- sche variatie voor dataset Antwerpen-Oo st; en (rechts) de diepte van het monster t.o.v. de top van de Formatie van Boom voor dataset Antwerpen-Oost S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 24 oranje gekleurd en bestaat uit monsters die op 1 tot 3 m diepte liggen ten opzichte van de top van de Formatie van Boom. In Figuur 10 wordt de crossplot die reeds getoond was in figuur 8, in detail bekeken. Er was vast- gesteld dat enkele afwijkende punten (aangeduid in figuur 8) zorgden voor een minder goede corre- latie tussen de parameters kleifractie en leemfrac- tie. Deze punten waren gelinkt aan de zandige monsters (> 15% fijn zand), links in figuur 10a aangeduid als rode punten. Rechts uit figuur 10b blijkt dat deze zandige da ta zich telkens bevinden binnen 1-3 m van de top van de Formatie van Boom (ook rood aangeduid in figuur 10b). Ook uit de literatuur blijkt dat de Formatie van Boom bestaat uit een bovenste verweerde laag tot 4m dik met zwakkere mechanische eigenschappen (Laag BK0, in Schittekat et al., 1983). Ta bel 4 geef t een over zicht van de correlatiecoëf- ficiënten tussen de diverse parameters van de dataset Antwerpen-Oost nadat alle niet kleirijke grondmonsters werden verwijderd. Wanneer tabel 3 en 4 onderling worden vergele- ken, is het duidelijk dat bepaalde correlatiecoëf- ficiënten sterk veranderen. De correlatie tussen kleifractie en leemfractie verbetert aanzienlijk van -0,67 naar -0,94 terwijl de correlaties tussen kleifractie en fijnzandfractie veranderen van een schijnbaar goede waarde (-0,69) naar een meer realistische waarde (-0,49). Dit onderstreept het belang van het controleren van berekende correlaties aan de hand van crossplots. Ook de oorspronkelijke statistieken (tabel 2) van de dataset Antwerpen-Noord zijn na weglating van de silt/zand monsters behoorlijk gewijzigd (tabel 5). De minimale waarde voor bijvoorbeeld plasticiteitsindex verandert van 14,7 naar 28,4. Ve rg e l i j ke n v a n d e d a t a s e t s o n d e rl i n g In stap 3 en stap 4 van de analyse worden de parameters van de drie datasets onderling verge- leken met behulp van histogrammen, quantiel- quantieldiagrammen (QQplots) en boxplots. Deze analyse wordt eerst uitgevoerd voor de volledige dataset (alle data - stap 3) en vervolgens voor de subset “kleirijke data” (stap 4). Bij het vergelijken van de historgrammen, QQplots en boxplots per parameter werden telkens dezelfde relaties waar- genomen: –de parameters van de datasets Antwerpen- Noord en Antwerpen-Oost komen onderling beter overeen; –de overeenkomst tussen de datasets wordt po- sitief beïnvloed wanneer alleen de kleirijke data bestudeerd wordt. 25 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 11ab - Histogrammen van de plasticiteitsindex (Ip) voor (links) de drie datasets (alle data) en (rechts) voor de drie datasets (kleirijke data). Figuur 12ab - Boxplot van de plasticiteitsindex (Ip) voor (links) de drie datasets (alle data) en (rechts) v oor de drie datasets (kleirijke data). Tabel 5: Berekende statistieken voor de dataset Antwerpen-Noord (kleirijke data) Gemiddelde Mediaan Modus Min Max S Scheefheid Kurtosis Aantal Qc(MPa) 5,35 5,39 3,46 2,31 8,85 1,40 0,23 2,69 54 Qc,Stand (MPa) 4,74 4,76 3,01 2,01 7,70 1,08 -0,03 3,42 54 Kleifractie (%) 48,38 48,70 52,30 31,60 60,00 7,70 -0,35 2,19 90 Leemfractie (%) 47,10 45,95 43,30 36,10 62,50 6,34 0,52 2,70 90 Fijnzandfractie (%) 3,66 3,00 1,00 0,50 11,60 2,81 1,20 3,83 90 Zandfractie (%) 0,86 0,75 0,50 0,10 2,90 0,54 1,30 5,11 90 Grindfractie (%) 0,33 0,00 0,00 0,00 7,60 1,04 5,20 32,49 90 Slibgehalte (%) 76,28 76,35 70,30 48,30 89,90 9,30 -0,43 2,61 90 Vloeigrens (%) 78,78 79,30 66,40 60,80 94,90 8,08 -0,14 2,24 90 Uitrolgrens (%) 25,13 24,40 24,30 20,30 49,50 4,12 2,72 15,28 90 Plasticiteitsindex (Ip) 53,65 55,15 50,90 28,40 70,20 8,20 -0,56 3,09 90 Activiteitsindex (Ia) 1,10 1,10 1,10 0,70 1,40 0,12 -0,24 4,28 87 Humusgehalte (%) 2,05 2,05 2,80 0,00 5,10 1,12 0,26 2,71 90 Kalkgehalte (%) 5,11 5,10 6,70 1,20 9,70 1,99 0,14 2,40 90 Watergehalte (%) 25,61 25,20 24,40 19,60 35,50 3,02 0,99 4,56 88 Vo lumemassa Natuurlijk (Mg/m 3)1,99 1,99 1,96 1,84 2,08 0,05 -0,88 3,59 87 Vo l u m e m a s s a Dro o g ( M g / m 3)1,58 1,591,361,361,720,07 -0,78 3,67 87 S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 25 26 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 13abc - QQplots van plasticiteitsindex (Ip) voor dataset: (links) Antwerpen-Noord t.o.v. dataset Antwerpen-Oost (alle data); (midden) Antwerpen-Oost t.o.v. dataset Antwerpen-Linkeroever (alle data); (rechts) Antwerpen-Noord t.o.v. dataset Antwerpen-Linkeroever (alle data). Figuur 14abc - QQplots van plasticiteitsindex (Ip) voor dataset: (links) Antwerpen-Noord t.o.v. dataset Antwerpen-Oost (kleirijke data); (midden) Antwerpen-Oost t.o.v. dataset Antwerpen-Linkeroever (kleirijke data); (rechts) Antwerpen-Noord t.o.v. dataset Antwerpen-Linkeroever (kleirijke data). Enkel voor de parameters fijnzand- en zandfractie kwamen de datasets Antwerpen-Linkeroever en Antwerpen-Noord onderling beter overeen. Voor het slib-, humus- en kalkgehalte kwamen alle drie datasets onderling even goed overeen en dit zowel voor alle data als voor de kleirijke data. Bin- nen de datasets werden ook telkens dezelfde cor- relaties afgeleid uit de crossplots. Dit geeft aan dat de data tot eenzelfde statistische populatie kan behoren. Als voorbeeld wordt plasticiteitsin- dex (Ip) geïllustreerd aan de hand van histogram- men (figuur 11) , boxplots (figuur 12) en QQplots (figuur 13 en figuur 14) voor “alle data” en de “kleirijke data”. Uit deze diagrammen blijkt de overeenkomst groter wanneer alleen de kleirijke data beschouwd wordt. Besluit Het onderzoeken of verschillende populaties sa- mengevoegd kunnen worden tot een regionale proefverzameling gaat gepaard met een grondige analyse van de te bestuderen parameters. Uit de statistische en visuele analyse bleek dat twee stu- diegebieden onderling goed overeenkomen (Ant- werpen-Noord versus Antwerpen-Oost) terwijl de derde dataset (Antwerpen-Linkeroever) minder goed overeenkwam met de twee andere studie- gebieden. Tevens werden er minder gangbare waarden waargenomen, bijvoorbeeld in de fijn- zandfractie of de kleifractie voor enkele monsters vooral gelegen in de top van de Formatie waarvoor de waarden respectievelijk hoger en lager waren dan verwacht. Deze resultaten kunnen niet zonder meer genegeerd worden daar het om gemeten waarden gaat voor monsters in de Formatie van Boom. Dit kan opgevangen worden door de bestu- deerde laag op te delen in een bovenste ver- weerde laag en een onderste laag en de studie te herhalen voor deze 2 lagen, op voorwaarde dat voldoende proefresultaten beschikbaar zijn om gefundeerde statistische uitspraken te kunnen doen. Tevens dienen nog correcties toegepast te worden die rekening houden met de ruimtelijke variabiliteit tussen en onderlinge correlaties van monsters. Algemeen kan voor deze datasets be- sloten worden dat ze voor de kleirijke pakketten, tot eenzelfde populatie behoren en dat ze samen- gevoegd kunnen worden tot een regionale proef- verzameling. Referenties –Calle, E., 2007. Statistiek bij Proevenverzamelin- gen. Het ruimtelijke statistiche model. Geotech- niek, 11e jaargang, nummer 3, blz. 40-45. –Calle, E., 2008. Statistiek bij regionale proeven- verzamelingen. Geotechniek, 12e jaargang, num- mer 1, blz. 40-44 –De Beer E.E., 1967. Shear Strength Characteris- tics of the Boom Clay. Proceedings of the Ge- otechnical Conference OSLO, blz. 83-88. –Jacobs P., Polfliet T., De Ceukelaire M., Moer- kerke G., 2010. Kaartblad 15 Antwerpen. Toelich- tingen bij de geologische kaart van België - Vlaams Gewest. Belgische Universiteit Gent, Geologische Dienst en Departement LNE, Afdeling Land en Bo- dembescherming, Ondergrond, Natuurlijke Rijk- dommen, 60 pp. –Schittekat J., Henriet J.P., Vandenberghe N., 1983. Geology and geotechnique of the Scheldt Surge Barrier. Characteristics of an overconsolida- ted clay. 8th International Harbour Congress 2, blz. 121–135. –Van Alboom G., Whenham V., 2003. Soil investi- gation campaign at Limelette (Belgium): Results. In: Maertens en Huybrechts (eds). Belgian Screw Pile Technology Design and Recent Developments, Proceedings of the Second Symposium on Screw Piles, A.A. Balkema Publishers, blz. 21-70. –Vandenberghe N., 1978. Sedimentology of the Boom Clay (Rupelian) in Belgium. Verhandelingen van de Koninklijke academie voor wetenschappen, letteren en schone kunsten van België. Klasse der wetenschappen 147, blz. 1-137. ! S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 26 Inleiding Bij zettingberekeningen wordt het samendrukbare grondpakket altijd opgedeeld in dunne laagjes, opdat de korrelspanning zonder bezwaar als constant per laagje kan worden verondersteld. Met de formule van Terzaghi kan dan de samen- drukking van een laagje worden berekend. De gesommeerde samendrukking geeft de zetting van het maaiveld. Het zou elegant zijn wanneer de formule van Te r z a g h i g e ï n t e g r e e r d k o n w o r d e n o v e r d e v o l l e - dige dikte van het samendrukbare pakket. Zulke integralen worden hieron der gepresenteerd voor een paar eenvoudige situaties. In een zusterartikel in het tijdschrift Stromingen van de Nederlandse Hydrologische Vereniging (Stromingen 30 (2017), nummer 4, pag. 37) zijn deze geïntegreerde relaties toegepast. Ve re e nv o u d i g i n g e n Om de wiskunde hanteerbaar te houden zijn de volgende vereenvoudigingen gedaan: –De meest elementaire vorm van de formule van Te r z a g h i i s g e b r u i k t : (1) waarin: != 1-D samendrukking in verticale richting (posi- tief bij afname van de dikte) [m/m] C = samendrukkingsconstante [1] "'initiëel = korrelspanning in de oorspronkelijke situatie [kPa] "'uiteindelijk = korrelspanning in de situatie nadat een belasting is aangebracht [kPa] –Alleen 1-D situaties in verticale richting worden beschouwd, met oneindige laterale uitgestrekt- heid. –Een uniforme samendrukkingsconstante is aan- genomen. –Alleen primaire samendrukking wordt beschouwd, geen kruip. –Atmosferische poriedruk boven de grondwater- spiegel; daaronder is de drukverdeling hydrosta- tisch. –Voor het gehele samendrukbare pakket wordt een uniform soortelijk gewicht aangenomen, zo- wel onder de grondwaterspiegel ( !subm [kN/m 3], submerged = onder water gedompeld ) als erboven (!ontw [kN/m 3] ). – Tussen de twee soortelijke gewichten als hier- boven genoemd is de relatie #gedefinieerd: [1] (2) –Het effect van 'submergence' van bodemlagen of van belastingen is niet meegenomen (met uitzon- dering van case H). Case A Belasting aan maaiveld, met de grondwaterspiegel ook aan maaiveld Analytische integratie wordt aanmerkelijk vereen- voudigd wanneer de belasting p [kPa] wordt beschouwd als een laag materiaal met een soorte- lijk gewicht !subm [kN/m 3] en een laagdikte a [m], die verder 'belastingdikte' zal worden genoemd, zie figuur 1. (3) De zettingformule kan nu worden teruggebracht tot: (4) waarbij z = de diepte onder maaiveld [m] In deze vorm kan de zetting eenvoudig worden geïntegreerd over de dikte H van een samendruk- baar pakket: (5) Met de substitutie w = z + a wordt dit: (6) Wanneer we bedenken dat en wordt de zetting over het gehele pakket H: (7) Dit is een verrassend eenvoudige uitkomst, en makkelijk te onthouden vanwege de symmetrie. Het is echter ongebruikelijk om een lengte onder het ln-teken te hebben, zelfs wanneer de uitkomst onafhankelijk is van de keuze van eenheid van lengte (zoals hier eenvoudig is aan te tonen). Om hieraan tegemoet te komen wordt hier ook een alternatieve vorm met identieke betekenis getoond: (8) 8 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Zettingformule van Te r z a g h i g e ï n t e g re e rd Figuur 1 – Belasting aan maaiveld; grondwater aan maaiveld. Figuur 2 – Functie B (H;a) voor a = 1,5 m. Bram Bot Grondwaterhydroloog te Rotterdam brambot@xs4all.nl 06-1306 7624 S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 8 Verg e l i j k i n g e n ( 7 / 8 ) s t a a n vo o r d e g e s o m m e e rd e samendrukking van oneindig dunne laagjes waarop de formule van Terzaghi is toegepast. Een voorbeeld: gegeven een 7 m dikke leem- laag met !subm = 8 kN/m 3, met grondwater aan maaiveld en C = 40. De opgebrachte belasting bestaat uit 0,7 m zand van 17 kN/m 3. Dan is a = 0 , 7 178=1,5m en B(7;1,5)= 3,96 m , zodat de maaivelddaling s= 3,9640 = 0,10 m . Het is handig, voor het vervolg, om vergelijkingen (7/8) te definiëren als een functie B: (9) Te r i l l u s t r a t i e i s i n f i g u u r 2 h e t v e r l o o p v a n d e f u n c - tie B getekend voor a = 1,5 [m]. De functie B heeft een afgeleide naar H gelijk aan oneindig op het punt H = 0: de samendrukking is oneindig groot voor het allerbovenste grond- laagje. Dat is helemaal in lijn met de formule van Te r z a g h i , d i e d a a r o o k n i e t g o e d r a a d m e e w e e t . De samendrukking van een bovenlaagje van ein- dige dikte is wel goed gedefinieerd. Het 'pro- bleem' van het bovenste laagje is bij de integratie verholpen. Bij toenemende H zal functie B, en dus ook de zetting, onbegrensd hoge waarden kunnen aan- nemen. Altijd zal dus tenminste een globale indicatie van H nodig zijn (globaal vanwege het ln-teken). In de praktijk is wel een maximum te bedenken. Het komt in Nederland niet voor dat rekening moet worden gehouden met samendrukbare lagen dieper dan 20 m onder maaiveld. Wanneer de belastingdikte a < 5 m zal de maximale zetting bedragen: (10) In de functie B blijken H en a verwisselbaar: een belastingdikte van x [m] bij een pakketdikte van y [m] zal een zelfde zetting veroorzaken als een be- lastingdikte y [m] met een pakketdikte x [m]. Het verloop van de functie B bij gegeven pakket- dikte H is dan ook identiek aan het verloop zoals getekend in figuur 2. Ook daar is het effect van een zeer geringe belasting slecht gedefinieerd. Case B Zonder grondwater Hoezeer de functie B een fundamentele beschrij- ving van de samendrukking van grondpakketten geeft wordt duidelijk als droge grond wordt beschouwd met atmosferische poriedruk en waar extra grond van dezelfde soort als de ondergrond op wordt opgebracht. De belastingdikte a moet in dat geval betrokken worden op het droge soor- telijk gewicht !droog en de belastingdikte is dan gelijk aan de werkelijke dikte van de opgebrachte grond. Zie figuur 3. Maar ook dan geldt: . In dit elementaire geval blijkt de zetting van het oorspronkelijke maaiveld dus een zeer eenvoudige relatie te zijn van de dikte van de opgebrachte grond en de dikte van het oorspronkelijke pakket (en natuurlijk van de samendrukkingsconstante C). Hoewel deze configuratie in de praktijk nauwelijks voorkomt, is hij het basisschema van de functie B. In figuur 4 is een papieren 3-D maquette van functie B in elkaar geplakt. Nog een bijzonder- heid: op de lijn x=y vertoont de functie een recht- lijnig verloop: (11) 9 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Samenvatting De analytische integratie van de zettingformule van Terzaghi wordt hier gepresenteerd voor enkele eenvoudige situaties van dikkere samendrukbare pakketten. De zettingsberekening bestaat dan niet meer uit de optelling van een stapel dunne laagjes, maar bestaat nog maar uit één vergelijking. De basisvergelijking voor de samendrukking van een volledig grondpakket blijkt te bestaan uit de hier gedefinieerde en zeer eenvoudige B-functie. De geïntegreerde oplossingen zijn afgeleid voor eenvoudige schematisaties en de gebruiker zal handigheid moeten krijgen in de vertaling van reële situaties naar deze schematisaties. De gebruiker wordt dan beloond met een praktisch gereedschap voor een snelle schatting van zettingen. Figuur 3 – Droge grond met opgebrachte laag. Figuur 4 – 3-D maquette van functie B. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 9 Case C Gelijk aan case A, maar met onsamendrukbare bovenlaag Wanneer een nauwelijks samendrukbare boven- laag aanwezig is met dikte d [m], zoals getekend in figuur 5, verloopt de berekening ook eenvou- dig: (12) Case D Verlaging grondwaterspiegel vanaf maaiveld Het grondwater staat aanvankelijk aan maaiveld in dit geval, maar wordt verlaagd tot h [m-mv] zoals te zien in figuur 6. De toename van de korrelspan- ning !"beneden de nieuwe grondwaterspiegel is: (13) Deze toename kan worden beschouwd als een belastingdikte: (14) De parameter #neemt een waarde aan van rond 0,8 voor schoon zand dat vrijwel volledig leeg- loopt bij drainage. Voor weinig samengedruk t veen dat bij drainage vrijwel geen poriënwater verliest kan #waarden hebben tot 15 of zelfs hoger. De samendrukking !onder door de belastingdikte van vergelijking (14) is getekend in de grafiek van figuur 7 en is gelijk aan: (15) De totale samendrukking door een belastingdikte van #h die op het hele pakket werkt, is gelijk aan het samengestelde oppervlak I + II + III in figuur 7 en kan worden geschreven als: (16) De samendrukking s boven van de gedraineerde grond (dus over de diepte h) is: (17) Per saldo wordt de zetting door de verlaging van de grondwaterspiegel gevormd door het opper- vlak I + II in figuur 7 en bedraagt: (18) wat kan worden uitgeschreven als: (19) Wanneer #h/H << 1, gaat vergelijking (19) over in: (20) Vergelijkingen (18) t/m (20) zijn niet bepaald een- voudige uitdrukkingen die voor een snelle bereke- ning kunnen worden gebruikt. Ze zijn echter nodig als basis van case G later in dit artikel 10 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 6 – Grondwaterverlaging vanaf maaiveld. Figuur 7 – Samendrukking bij grondwaterverlaging vanaf maaiveld. Figuur 8 – Belasting aan maaiveld; grondwater beneden maaiveld. Figuur 5 – Met onsamendrukbare bovenlaag. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 10 Case E Grondwaterverlaging beschouwd als belasting aan maaiveld Wanneer de verlaging vanaf maaiveld wordt be- schouwd als een belastingdikte #h, bedraagt de zetting: (21=16) De zetting wordt daarmee overschat met een grootte die overeenkomt met oppervlak III in figuur 7. De overschatting is klein wanneer #h/H << 1. Als voorbeeld weer de 7 m dikke leemlaag met !subm = 8 kN/m 3en C = 40. De waarde van #zal rond 1,2 bedragen. De grondwaterspiegel wordt nu verlaagd vanaf maaiveld naar een diepte van 0,6 m-mv, zodat de belastingdikte aontw = 0,72 m. Aan de voorwaarde van #h/H << 1 wordt dus mooi voldaan. Met B(7;0,72) = 2,39 zal de zetting bedragen sontw "2,3940 = 0,06 m. De zetting ten gevolge van het verlagen van een grondwaterspiegel (die aanvankelijk niet aan maaiveld stond) kan op soortgelijke wijze worden berekend als het verschil van twee situaties. Case F Belasting aan maaiveld; grondwaterspiegel beneden maaiveld In de situatie van figuur 8 kan ook gebruik worden gemaakt van ontwatering als belastingdikte: (22) Ook hier mag #h niet te groot zijn (zie case E) maar omdat het hier om het verschil tussen twee fouten gaat, zal de resulterende fout minder belangrijk zijn. Case G Verlaging van een grondwaterspiegel De zetting door een verlaging van de grondwater- spiegel, van h naar (h+ !h) m-mv zoals getekend in figuur 9, kan worden geschat met de rekenwijze zoals uitgelegd bij case E. Veel eleganter is diffe- rentiatie van vergelijking (19) naar h: (23) waarin de hulpparameter $uitsluitend is geïntro- duceerd voor een eenvoudige formulering van case H hierna. Uit vergelijking (23) is te zien dat !s/!h steeds kleiner wordt naarmate h toeneemt. Dat komt overeen met het bekende gedrag dat de extra zet- ting steeds geringer wordt bij verdere verlagingen van de grondwaterspiegel. Vergelijking (23) mag worden toegepast voor ge- ringe verlagingen !h; eventueel moet de !s/!h worden gebruikt bij een grondwaterspiegel hal- verwege het verlagingstraject. Bij het verlagen van de grondwaterspiegel treden geen veranderingen in korrelspanning op boven de oorspronkelijke spiegel. Dat geeft de mogelijk- heid eventuele afwijkende grondlagen of zelfs belastingen te vertalen naar een equivalente grondlaag met soortelijk gewicht %ontw . Uiteraard moet de pakketdikte H dan overeenkomstig wor- den aangepast. Case H Correctie van case G voor onder water geraakte grond Bij gebruikt van vergelijking (23) blijkt een correc- tie voor het onder water geraken van grondlagen door zetting verrassend eenvoudig. De effectieve verlaging van de grondwaterspiegel !heffective [m] is immers gelijk aan: (24) waarbij: b = absolute verlaging van de grondwaterspiegel [m] !s = zetting van maaiveld die het gevolg is van b [m] Zie figuur 10. Daaruit volgt: (25) Met als resultaat: (26) en (27) In bovenstaande vergelijkingen (24) t/m (27) is de pakketdikte H als onveranderd aangenomen. Eigenlijk is dat niet correct, maar de fout zal te verwaarlozen zijn zolang !s/H << 1. In een 5 m dikke veenlaag met %subm = 1,5 kN/m 3, C = 4 en #= 6 wordt de grondwater- spiegel verlaagd van 0,4 m-mv naar 0,7 m-mv. De afgeleide !s/!h nemen we halverwege het verlagingstraject, op h = 0,55 m-mv. Dan zal . Daaruit volgt: en De nieuwe grondwaterdiepte wordt dus 0,54 m-mv. Het punt halverwege het verlaging- straject moet dus wat hoger worden gekozen, bijvoorbeeld op 0,47 m-mv. Dan worden $ = 1,33, !s = 0,17 m en !heffective = 0,13m. Iteratie klaar, dus. 11 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 9 – Grondwaterverlaging. Figuur 10 – Correctie voor submergence. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 11 Discussie en conclusies Ve r doorgevoerde vereenvoudiging De voorwaarden waaronder deze berekeningen echt geldig zijn, zijn zeer stringent. Ze zijn daarom niet geschikt voor een uiteindelijke berekening van zettingen zoals bij controleberekeningen. De hier gepresenteerde schattingen zijn niet bedoeld als concurrent voor de gedetailleerde computer- programma's die voor zettingsberekeningen bestaan. Om handig gebruik te maken van deze bereke- ningswijze moet een stevige abstractie van de werkelijkheid worden opgesteld. Zo zal rekening moeten worden gehouden met het feit dat de grootste samendrukking plaats vindt in de opper- vlakkige lagen, zodat de samendrukkingscontante daar zwaar weegt. Ook is de samendrukkingscon- stante van dezelfde grond boven het grondwater meestal duidelijk hoger (de grond dus minder samendrukbaar) dan eronder. Om toch tot een uniforme C-waarde te komen moet de gebruiker dus 'door de oogharen kijken' en dat vergt ervaring en inzicht. Voor nogal wat situaties zal trouwens blijken dat de abstractie zo ver van de werkelijk- heid ligt dat het resultaat niet meer zinvol is. Ve rrassend eenvoudige wiskunde De berekeningen zijn op het eerste gezicht mis- schien niet erg eenvoudig, maar al heel snel zal de gebruiker eraan gewend zijn. De B-functie neemt een centrale plaats in en deze is zo eenvoudig dat hij snel een vaste plaats in het geheugen vindt: B(x, y) = (x+y)ln(y+y)–x ln(x)–y ln(y) Ver volgens gaat het om het ontwikkelen van handigheid in het spelen met die B-functie. De vergelijking voor de verlaging van een grond- waterspiegel (vgl. 23) is niet zo eenvoudig uit het hoofd te leren en zal dus steeds moeten worden opgezocht. Maar deze vergelijking – en zeker in combinatie met de correctie voor submergence – is zo praktisch dat hij toch interessant zal zijn voor mensen die regelmatig met zettingen door verlagingen van de grondwaterspiegel te maken hebben. Vo o r e e n e e r s te a f t a s t i n g De berekeningen lijken zeer geschikt voor een eer- ste aftasting. Zoals gezegd: ze zijn geen vervan- ging van controleberekeningen met sophisticated computerprogramma's. Ze zijn meer geschikt voor het sigarendoosje of een moderner equivalent. Vingeroefening voor beginners De berekeningen zouden ook wel interessant kun- nen zijn voor studenten om een idee te krijgen van de samendrukking van dikkere lagen. Of om vanuit Te r z a g h i ' s f o r m u l e d e z a a k n o g e e n s n a t e b o u w e n en al doende door te krijgen hoe die in elkaar steekt. Aanvullende cases? Tijdens het opstellen van dit artikel en vooral bij het herschrijven met langere pauzes daartussen, bleken steeds weer nieuwe mogelijkheden boven te komen. Het idee van het definiëren van de B-functie, bijvoorbeeld, kwam pas na een tijdje en daarmee het veel makkelijker formuleren van berekeningen voor wat meer ingewikkelde situa- ties. Waarschijnlijk zijn de mogelijkheden nog niet uitgeput. Het zou mooi zijn als vakgenoten met dit begin aan de slag gingen en toevoegingen bedachten. " 12 GEOTECHNIEK –Juni 2018 S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 12 Inleiding Op trek belaste ankerstaven van bijvoorbeeld damwanden kunnen, nadat zij zijn geplaatst, in de loop van de tijd op nadelige wijze door zettingen worden belast. In het bijzonder als achter de dam- wand wordt opgehoogd, maar ook als de grond zelf nog aan zettingen onderhevig is, bijvoorbeeld door kruip van dieper gelegen samendrukbare lagen. Deze zettingen resulteren in een toename van de spanningen in het ankerelement. In 2015 is in het kader van afstuderen aan de TU Delft onderzoek naar dit verschijnsel gedaan, (Dijkstra, 2015), waarbij o.a. data is geanalyseerd van modelproeven door Deltares over de belastin- gen, de q-last op de ankerstaaf, als gevolg van grond die om een staaf heen zakt. Dit als aanzet om te komen tot een meer algemene beschrijving in een rekenmodel van de krachtswerking tussen de ankerstaaf en de ondergrond. Om voldoende diepgang te kunnen bieden wordt het onderwerp in twee delen behandeld. In het voorliggende artikel wordt ingegaan op de model- proeven van Deltares en de daarbij uitgevoerde Plaxis-simulaties. Op basis van de resultaten van deze simulaties wordt een formulering voor de q- last op een ankerstaaf afgeleid. De focus ligt hier- bij op ankers in kleigrond. In het tweede artikel wordt de rekenmethode voor bepaling van de extra krachten/spanningen in de staaf ten gevolge van deze q-last in meer detail beschreven. Hierbij wordt rekening gehouden met de randvoorwaar- den van de staaf zoals bedding en oplegreacties. Gedrag van zakkende grond op ankers; laboratorium onderzoek Voor het beschouwen van de problematiek om- trent zakkende grond op ankers kan onderscheid gemaakt worden tussen het grondgedrag rondom het anker en de wijze waarop de ankerstaaf ver- vormt als gevolg van deze grondbelasting. De maximaal optredende belasting op de staaf per strekkende meter (q z) als gevolg van nazakkende kleigronden wordt bijvoorbeeld in CUR166 be- schreven op basis van vergelijking (1). (1) Waarin: qz = verticale belasting op de ankerstang of -streng [kN/m1] cu = ongedraineerde schuifsterkte [kPa] D = diameter ankerstaaf of -streng [m] ! = invloedsfactor voor nazakkende kleigronden De CUR 166 (6 edruk) kent daarbij de getalswaarde van 5 toe aan de invloedsfactor !. In de literatuur worden echter ook hogere waarden genoemd voor (1 + !), zoals bij (Martin & Ran- dolph, 2006) met waarden tussen 9 en 12, hetgeen in vergelijking (1) neerkomt op waarden voor van 8 à 11. Deze mogelijke onderschatting van de belastingen op een ankerstaaf was voor Deltares in 2009 aanleiding tot het uitvoeren van aanvullend laboratoriumonderzoek (Lottum, 2010). Voor het verifiëren en modificeren van de methode om de gevolgen van zakkende grond te bepalen, is gebruik gemaakt van uitkomsten van de model- proeven van Deltares. De gedraineerde en onge- draineerde proeven zijn uitgevoerd in conso- lidatiecellen waarbij T-bars met een beperkte diameter door kleigrond (o.a. Speswhite-klei) zijn gedrukt (zie Figuur 1). In Tabel 1 zijn de relevante parameters van Spes- white-klei van het Plaxis Hardening soil (HS) model weergegeven. Conform de beschrijving van de proeven in Lot- tum, 2010 werd per modelproef gestart met het aanbrengen van de consolidatiespanning. Deze verticale spanning werd op het proefstuk aange- bracht om eventuele wateroverspanning gedu- rende voldoende wachttijd te laten consolideren. Het aanbrengen van de consolidatiespanning zorgt voor een opgelegd verticaal spannings- niveau "’1waarmee de ongedraineerde schuif- sterkte van de klei op een bepaalde diepte gesimu- leerd wordt. Vervolgens werd de T-bar, met een lengte van 50 mm een diameter van 8 mm, verti- caal over een afstand van 10 mm door de klei gedrukt, de snelheid werd daarbij constant gehou- den. Met het verplaatsen ontwikkelt zich een kracht op de T-bar welke afhankelijk is van zowel gegevens van de kleisoort als de proefopstelling. Ver volgens zijn de modelproeven met behulp van Plaxis 2D gesimuleerd om het materiaal gedrag, voor de analyse van de meetgegevens in meer al- gemene zin te kunnen ijken met de meetgegevens. Voor het bepalen van de belasting op de anker- staaf voor kleigronden wordt door CUR 166 ge- bruik gemaakt van een beschrijving op basis van 28 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Guido Meinhardt CRUX Engineering B.V. Siebe DijkstraVo l ke r I n f r a , een KoninklijkeVo l ke r We s s e l s -onderneming Klaas Jan Bakker WAD43 & Technische Universiteit Delft Grondbelasting op ankerstangen Deel 1 Figuur 1 – Modelproef Deltares met T-bars (oranje cirkels) en waterspanningsmeters (blauwe cirkels) in een consolidatie cel (Bron: (Lottum, 2010)). Tabel 1 – Parameters van Speswhite-klei voor het HS model in Plaxis 2D (Feddema, Breedeveld, & Tol, 2010) en (Lottum, 2010). S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 28 de ongedraineerde schuifsterkte. Daarbij wordt geen onderscheid gemaakt tussen gedraineerd gedrag en ongedraineerd gedrag van kleigrond ofschoon de lage belastingssnelheid in de praktijk vaak leidt tot een gedraineerde grondreactie en de uitkomst wel degelijk afhankelijk is van de mate van drainage. Gedraineerde en ongedraineerde schuifsterkte De schuifsterkte voor gedraineerd en ongedrai- neerd bezwijken verschilt bij gelijke initiële span- ningen. Voor gedraineerd gedrag neemt de gemiddelde effectieve spanning toe tot het mo- ment van bezwijken, met een hogere schuifsterkte als gevolg. De schuifsterkte voor ongedraineerd gedrag verschilt daarmee van gedraineerd gedrag. Waarbij moet worden bedacht dat ook bij bezwij- ken op afschuiving er vanwege Rowe’s dilatantie regel afhankelijk van de mate van drainage ook al- tijd een effect is op de isotrope spanning en daar- mee vanwege de relatie met volume verandering op de schuifsterkte. Voor het vaststellen van de schuifsterk te op het moment van bezwijken kunnen de volgende ver- gelijkingen worden toegepast, zie vergelijking 2,3 en 4. Vergelijking (2), voor het bepalen van #, kan voor zowel gedraineerd als ongedraineerd gedrag gebruikt worden. "’1en "’3kunnen echter wel verschillen. Bij ongedraineerd bezwijken, op basis van verge- lijking (3), is de verticale spanning "’1bekend, deze blijft constant met het vervormen van de grond. De horizontale korrelspanning "’3dient berekend te worden aangezien de waarde af- neemt met het bezwijken van de grond (toename waterspanningen). Bij gedraineerd bezwijken blijft "’3constant en dient "’1berekend te wor- den. (2) (3) (4) Indien een verticale spanning (consolidatiespan- ning) van 114 kPa wordt aangebracht zoals in de proeven resulteert dit, met de in Tabel 1 ge- noemde parameters, in "’1= 117 kPa voorafgaand aan het beproeven van de kleigrond. Deze waarde is hoger dan de consolidatiespanning vanwege de dikte van het beproefde monster. Hierbij geldt "’3= 72 kPa, welke bepaald is met behulp van K0 = 0,61. Voor het bepalen van "’1op het mo- ment van gedraineerd bezwijken dient vergelijking (4) toegepast te worden. Gedraineerd bezwijken van kleigrond in een triaxiaal proef bij axiaal be- lasten resulteert dan op basis van vergelijking (2) in een gedraineerde schuifsterkte van circa 46 kPa. Indien het gedrag in de klei als ongedraineerd kan worden beschouwd neemt de effectieve spanning af als gevolg van optredende waterspanningen. Op het moment van bezwijken op basis van het Mohr-Coulomb criterium bedraagt de in dit geval ongedraineerde schuifsterkte dan circa 32 kPa. De betreffende waarden voor zowel de gedraineerde als ongedraineerd schuifsterkte zijn bepaald bij hoge rekken, 20% in bovenstaande geval, dit strookt met de grote vervormingen die gepaard gaan met het nazakken van grond langs een anker- staaf. Plaxis 2D simulaties Op basis van de constatering dat de schuifsterkte afhankelijk is van de mate van drainage gedurende de proef, zijn de modelproeven van Deltares ge- analyseerd met behulp van Plaxis 2D. Voor de si- mulaties is gebruik gemaakt van het Hardening Soil model (HS). Evenals bij de modelproeven wordt in Plaxis 2D een consolidatiespanning aan- gebracht om de spanningstoestand op een be- paalde diepte te simuleren. Hierna wordt met een constante snelheid een rond plate-element door de kleigrond gedrukt waardoor het element be- last wordt. Figuur 2 geeft de resulterende last- verplaatsingscurve van een proef waarbij de kleigrond ongedraineerd bezwijkt. Met de verplaatsing van de ankerstaaf ten op- zichte van de kleigrond (relatieve verplaatsing) neemt de verticale belasting op de staaf toe tot een evenwichtswaarde is bereikt. De invloeds- factor !kan hiermee teruggerekend worden met behulp van vergelijking (1). Op basis van de waar- den uit de modelproef van Deltares volgt in dit geval != 9,0 = (2,0/(25x0,008)-1) en op basis van de simulaties met Plaxis van != 8,0. De ongedraineerde schuifsterkte van de Spes- white-klei in de modelproeven van Deltares ver- schilt van de verkregen waarde in de Plaxis 2D simulaties. In het modelonderzoek van Deltares wordt de verhouding c u/"’v= 0,21 toegepast om de ongedraineerde schuifsterkte (c u= 25 kPa) van het materiaal te bepalen. Het ongedraineerde ge- 29 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Samenvatting Zetting van grondlagen langs een daarin gelegen ankerstaaf kan leiden tot een aanvullende kracht in de ankerstaaf. Dit is in het bijzonder van belang voor situaties waarbij na aanleg nog wordt opgehoogd achter de grondkering, zoals bij dijkverbetering. In het kader van een afstudeeropdracht aan de TU Delft is onderzoek gedaan naar deze aanvullende kracht in de staven. Daarbij is een alternatieve rekenwijze voor deze krachten afgeleid en gevalideerd. Bij het onderzoek kunnen twee deelaspecten worden onderscheiden. Het eerste betreft de belasting door de grond op de staaf en het tweede betreft de krachtswerking in de staaf als gevolg van die belasting, met bijbehorende randvoorwaarden zoals bedding, oplegreacties en de staaltechnische details. Het voorliggende artikel gaat in op het eerste onderdeel; de belastingen. Daarbij wordt onderscheid gemaakt tussen gedraineerd en ongedraineerd bezwijken van kleigrond rondom een ankerstaaf. In het tweede artikel zal de krachtswerking in de staaf worden beschreven. Figuur 2 – Last-verplaatsingsgrafiek van een ongedraineerde proef uit de modelproeven (Deltares) gesimuleerd met Plaxis 2D. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 29 drag van de kleigrond wordt in Plaxis gesimuleerd met het drainage type “Undrained (A)” op basis van c’ en $’. De ongedraineerde schuifsterkte van het materiaal is hierdoor geen invoerparameter, echter veel meer een resultaat van de berekening. Voor deze specifieke proef geldt c u= 32 kPa. Figuur 3 toont de last-verplaatsingscurve van de proef met dezelfde opstelling, echter nu is de klei- grond gedraineerd bezweken. De gedraineerde schuifsterkte van de Plaxis 2D simulaties bedraagt in dit geval bij benadering 46 kPa (teruggerekend met de SoilTest optie in Plaxis). Bij de model- proeven van Deltares ontbreekt een exact inzicht in de gedraineerde schuifsterkte, deze wordt niet genoemd. In de uitwerking van Deltares werd een ongedraineerde schuifsterkte (c u= 25 kPa) veron- derstelt om de invloedsfactor ! te bepalen. Waarschijnlijk is in de opzet van de proef en het rapport van Deltares destijds uitgegaan van de internationale aanpak, waarbij de factor ! wordt vastgesteld op basis van de ongedraineerde schuifsterkte en de huidige aanpak in CUR166. De waarden uit de Plaxis 2D simulatie resulteren in een invloedsfactor != 7,7 = (3,2/(46x0,008)-1) wat eveneens in de orde grootte van ligt van != 8, de waarde die eerder werd gevonden. Tijdens de afstudeerstudie zijn de verschillende ongedraineerde en gedraineerde modelproeven met Plaxis 2D gesimuleerd. Om rekening te kunnen houden met zowel gedraineerd als onge- draineerd gedrag van zakkende kleigrond is de ongedraineerde schuifsterkte c uin vergelijking (1) uit CUR 166 aangepast en vervangen door de actuele schuifsterkte #van de grond bij bezwij- ken, dit biedt de mogelijkheid om met dezelfde vergelijking zowel de gedraineerde als ook de on- gedraineerd situatie te beschouwen. Op basis van de bereikte evenwichtswaarde uit de last-ver- plaatsingscurves, zoals Figuur 2 en Figuur 3, kan de invloedsfactor f ivoor cohesieve (klei)grond bepaald worden. (5) Waarin: qz =verticale belasting op de ankerstang of -streng [kN/m1] # = schuifsterkte bij bezwijken [kPa] D= diameter ankerstaaf of -streng [m] fi = invloedsfactor voor nazakkende (klei)gronden Uit de Speswhite-klei simulaties blijkt dat de belasting q zeen hogere waarde heeft dan werd bepaald op basis van de modelproeven. Omdat in de resultaten van de modelproeven (bij gelijke uitgangspunten) relatief grote bandbreedtes zijn waargenomen heeft dit, op basis van de verkregen inzichten tijdens het afstuderen, waarschijnlijk te maken met de gevoeligheid van de proeven ten aanzien van het prepareren van de klei en/of de belastingssnelheid van de T-bars. De resultaten van de Plaxis-simulaties worden hier echter niet door beïnvloed. De parameters, zoals de schuif- sterkte, benodigd voor het bepalen van de in- vloedsfactor f ikunnen los van de modelproeven worden vastgesteld. Op basis van de effectieve korrelspanningen en de betreffende c’ en $’ van het materiaal kan de bijbehorende schuifsterkte met behulp van vergelijkingen (2), (3) en/of (4) worden berekend. De mogelijke overschatting van qzin de Plaxis-simulaties ten opzichte van de modelproeven heeft hierdoor geen invloed op de afleiding van de invloedsfactor. Bepalen van de invloedsfactor Met behulp van de evenwichtsbelasting q zuit de proeven kan de corresponderende invloedsfactor fiop basis van vergelijking (5) worden afgeleid. De diameter van de staaf is een gegeven en de schuifsterkte van het materiaal kan worden berekend. De invloedsfactor kan hiermee worden bepaald. Figuur 4 vergelijkt de invloedsfactoren fivan de modelproeven met de verkregen waar- den uit de Plaxis 2D simulaties voor verschillende tijdsintervallen (zettingssnelheden). De lagere snelheden zijn interessant met het oog op natuur- getrouwe zettingssnelheden door autonome bodemdalingen of kruip, waarbij de grond hierbij volgens (Mayne, 2009) als gedraineerd kan worden beschouwd. Voor snelheden lager dan circa 4 mm/maand is sprake van gedraineerd grondgedrag. Het gros van de situaties waarbij zakkende grond een ankerstaaf belast zal als gedraineerd aangemerkt moeten worden. In het modelonderzoek (Lottum, 2010) zijn meer- dere gedraineerde en ongedraineerde proeven uitgevoerd. Enkelen hiervan zijn gesimuleerd met Plaxis 2D, hiervan geven Figuur 2 en Figuur 3 de resultaten van twee simulaties weer. De resul- taten van de met Plaxis 2D gesimuleerde proeven, waaronder de in Figuur 2 en Figuur 3 weergegeven uitkomsten, zijn eveneens in Figuur 4 aangeduid. Opgemerkt wordt dat bezwijken in Plaxis is benaderd als punt waar de vervormingen toene- men bij constante krachten op de T-bar. De trendlijn van de proeven van Deltares in Figuur 4 geeft de waarde van de invloedsfactoren weer welke zijn bepaald naar aanleiding van de model- proeven, te weten 8,6 voor ongedraineerd gedrag en 11,6 voor gedraineerd gedrag (Lottum, 2010). In beide gevallen is daarbij gewerkt vanuit de ongedraineerde schuifsterkte c uterwijl de actuele schuifsterkte afhankelijk is van de mate van drainage. Bij de gedraineerde proeven resulteert dit hierdoor in een hogere f i, omdat de belasting voor gedraineerd bezwijken immers hoger was. Doordat voor zowel de gedraineerde als de onge- draineerde proeven een ongedraineerde schuif- sterkte is toegepast werd geen constante waarde voor de invloedsfactor gevonden. Geconcludeerd kan worden dat vanwege de beperkte afmetingen van de T-bar diameter en de lage belastingssnelheden er bij het merendeel van de proeven sprake moet zijn geweest van een gedraineerde situatie. Deltares heeft er destijds bij de presentatie van de resultaten voor gekozen aansluiting te houden bij de rekenmethode van CUR 166 en de uitkomsten uitgedrukt in relatie tot een ongedraineerde schuifsterkte c u. Bij vertaling naar een praktijksituatie kan dit naar de mening van de auteurs echter leiden tot een onjuiste interpretatie van de proefresultaten. Hierdoor wordt de indruk gewekt dat de invloeds- factor voor kleigrond geen constante is maar variabel, dit is ongewenst. Uit de Plaxis-simulaties (en tevens de theorie) blijkt echter dat het juist de (on)gedraineerde schuifsterkte is, die binnen vergelijking (5) varieert. Terwijl daarentegen de invloedsfactor constant is bij zowel gedraineerd als ongedraineerd bezwijken van de cohesieve (klei)grond. 30 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 3 –Last-verplaatsingsgrafiekvan een gedraineerdeproef uit de modelproeven(Deltares) gesimuleerdmet Plaxis 2D. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 30 De belasting qz op de staaf bij bezwijken zal uiter- aard wel variëren aangezien de bijbehorende schuifsterkte afhankelijk is van gedraineerd of on- gedraineerd bezwijken van de kleigrond. Gedrai- neerd bezwijken van zakkende grond zorgt voor een hogere belasting op de ankerstaaf dan wan- neer sprake is van ongedraineerd grondgedrag omdat de gedraineerde schuifspanning immers hoger is dan ongedraineerde schuifspanning (bij een gelijk initieel spanningsniveau). Ondanks het gebruik van gelijke randvoorwaarden tonen de modelproeven een grote spreiding in de resultaten. In de simulaties met Plaxis 2D komt deze spreiding niet voor, omdat de grondeigen- schappen nu op voorhand als een invoerparameter zijn opgegeven. In de modelproeven is de sterkte van de grond mede afhankelijk zijn van de wijze waarop ieder afzonderlijk monster Speswhite-klei geprepareerd wordt en de mate waarin dat bij her- haling reproduceerbaar is. Verd er is in Plaxis nog gevarieerd met de diameter van de staaf, waarbij de invloedsfactoren voor gelijke opgelegde verplaatsingen zijn bepaald. Hierbij is de staafdiameter successief groter gemaakt tot gangbare staafdiameters. Dit heeft niet tot significant andere inzichten geleid voor de invloedsfactor, hetgeen betekent dat de factor binnen gangbare staafafmetingen redelijk con- stant lijkt. Tevens is ook een andere ongedrai- neerde kleisoort berekend, die eveneens niet tot een significant andere invloedsfactor geleid heeft. Mogelijk dat vervolgonderzoek dit beeld kan bevestigen. In de Plaxis 2D simulaties is de schuifsterkte aan- gepast aan het ongedraineerd en gedraineerd grondgedrag, dit resulteert in een nagenoeg con- stante waarde van 8 voor de invloedsfactor voor cohesieve (kleiachtige) materialen. Ve r vo l g s t a p p e n Nu de maximale belasting van de cohesieve (klei)grond op de ankerstaaf qz als functie van de grondparameters op basis van vergelijking (5) be- kend is, kan de aanvullende belasting (kracht in de staaf/streng) als functie van de geometrische randvoorwaarden met behulp van modelmatige berekeningen nader worden bepaald. In CUR 166 wordt een uitgebreide methodiek beschreven voor het effect van zakkende grond op ankerstaven, waarbij in stappen verschillende situaties dienen te worden beschouwd. Een beperking van de methodiek in CUR 166 is echter dat hierbij wordt aangenomen dat de ankerstaaf horizontaal is met een de grondverplaatsing lood- recht op de as van de staaf. In de praktijk worden echter steeds vaker ankerstaven onder een helling toegepast. Op basis van verkennende berekenin- gen met Plaxis bestond de indruk dat het CUR model voor die situaties een te conservatieve uitkomst geeft ofschoon dit model bij gebrek aan beter wel werd toegepast. Een vervolgstap in het afstudeeronderzoek was om te onderzoeken welke formulering het meest geschikt zou zijn om deze beperking weg te nemen. Hiervoor is een nieuwe rekenmethode ontwikkeld op basis van een zettingsafhankelijke belasting en vervorming van de staaf. De rekenmethode is geverifieerd en gevalideerd met Plaxis-berekenin- gen met behulp van Embedded piles en zal in een volgend artikel nader worden toegelicht. Naast het ontwikkelen van een nieuwe reken- methodiek verdient het de aanbeveling om in verdergaande onderzoeken met proeven de hier gevonden invloedsfactor voor de belasting op het ankerelement (voor klei) te verifiëren. Te v e n s z o u d e n d e a n k e r k r a c h t e n b i j z a k k e n d e grond op ankerelementen bij geschikte projecten in-situ kunnen worden gemeten met bijvoorbeeld rekstroken. De hier beschreven berekenings- methode voor de belasting op het ankerelement (met name de gevonden invloedsfactor) zou hiermee geverifieerd kunnen worden. Conclusie Vanwege de beperkte zettingssnelheden bij auto- nome bodemdaling en kruip is het bij zakkende grond op ankers van belang om onderscheid te maken tussen gedraineerd en ongedraineerd grondgedrag. Dit heeft zijn weerslag op de schuif- spanningen op het moment van bezwijken (schuif- sterkte) van de grond. Een schuifsterkte welke afhankelijk is van het gedraineerd of ongedrai- neerd bezwijken van grond rondom het anker, resulteert voor cohesieve (kleiachtige) materialen in een nagenoeg constante waarde voor de invloedsfactor f iin de formule om de belasting op de ankerstaaf ten gevolge van zakkende grond mee te bepalen. Hierbij kan de vergelijking voor de belasting door zakkende grond !"= #$!%!(1+ &) uit CUR 166 deel 2 paragraaf 4.9.13 vervangen te worden door !"= '!%!(1+ ()) waarbij de actuele schuifsterkte #afhankelijk van de mate van drainage kan worden bepaald in combinatie met een constante invloedsfactor f i= 8. De diameter is afhankelijk van het ankertype en de bijhorende uitvoeringsmethode. De gevonden invloedsfactor kan in verdergaande onderzoeken met proeven geverifieerd worden. In een volgend artikel wordt een nieuwe rekenmethode toegelicht welke op basis van een zettingsafhankelijke belasting en staafvervorming inzicht geeft in de krachts- werking in de ankerstaaf door zakkende grond. Literatuur –CUR. (2012). CUR-publicatie 166 Damwand- constructies Deel 2 (6de druk ed.). Gouda. –Dijkstra, S. (2015). Zakkende grond op ankers. 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 . –Feddema, A., Breedeveld, J., & Tol, A. v. (2010). Lateral loading of pile foundations due to em- bankment construction. Numerical Methods in Geotechnical Engineering (pp. 631-636). London: Taylor & Francis Group. –Lottum, H. (2010). Modelonderzoek belasting door zakkende grond op ankerstangen. Deltares. –Martin, C., & Randolph, M. (2006). Upper- bound analysis of lateral pile capacity in cohesive soil. Geotechnique 56.2 p. 141-145. –Mayne, P. (2009). Geomaterial and testing, p. 2777-2872. –Plaxis. (2014). Pile modelling in a 2D plain strain model. Opgeroepen op 8 7, 2015, van http://kb.plaxis.nl/tips-and-tricks/pile- modelling-2d-plain-strain-model. ! 31 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 4 – Invloedsfactor uitgezet tegen het tijdsinterval voor gedraineerd en ongedraineerd bezwijken van Speswhite-klei. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 31 48 GEOKUNST – Juni 2018 1 Inleiding Niet alleen in Nederland zijn paalmatrassen populair. China bijvoorbeeld bouwt in hoog tempo snelwegen en hoge-snelheidslijnen. Deze worden aangelegd in een tunnel, op een viaduct of op een paalmatras; niet op ‘gewone’ aardebanen met of zonder verticale drainage. Veiligheid en kwaliteit hebben topprioriteit, restzettingen of verschil- zettingen zijn niet toegestaan. Om die reden heeft China in 10 jaar tijd honderden kilometers paal- matras gebouwd en daarnaast veel mooi onderzoek uitgevoerd: diverse universiteiten voerden grote onderzoeksprogramma’s uit. Zo kunnen we veel leren van hun prachtige grote- schaal-proeven en veldmetingen. China was dus een mooi land voor de eerste inter- nationale workshop over paalmatrassen. Professor Jie Han en ik hebben die gezamenlijk georgani- seerd. Jie Han is van Chinese afkomst en werkt al meer dan 20 jaar in de USA. Sinds 2010 is hij full professor aan de universiteit van Kansas. We hadden een kleine 20 topspecialisten uitgenodigd uit China, India, Maleisië, Australië, de USA, Brazilië, Frankrijk, Duitsland, Nederland en Italië. Doel van de workshop was om de ervaringen uit de praktijk en de resultaten van onderzoek in de verschillende landen te delen, te begrijpen en de overeenkomsten en verschillen te identificeren. We hebben dus informatie uitgewisseld over ons onderzoek en onze praktijk en we zijn er in geslaagd om een aantal gemeenschappelijke conclusies te formuleren. 2 Ontwerp van de geokunststof wapening 2.1 BELASTINGVERDELING: BOOGWERKING 2.1.1 Wat is boogwerking? Voor het ontwerp van de geokunststof wapening willen we berekenen wat de maximale trekkracht en rek in de geokunststof zal zijn. Die worden bepaald door de verdeling van de verticale belasting op de geokunststof, en deze verdeling wordt bepaald door boogwerking. Boogwerking is het mechanisme dat de belasting wordt ‘aangetrokken’ door elementen die relatief stijf zijn of relatief weinig bewegen. Daardoor gaat een relatief groot deel van de belasting rechtstreeks naar de paaldeksels, de verbrede koppen van de funderingspalen. De rest van de belasting rust tussen de paaldeksels op de geokunststof en de ondergrond daaronder. Deze belasting is niet gelijkmatig verdeeld: –Een relatief groot deel gaat naar geokunst- stoffen strips tussen de palen. Die strips over- spannen immers de kortste afstand tussen twee naast elkaar gelegen palen, waardoor de strip relatief weinig zakt en relatief veel belasting trekt. –De belasting op een strip is ook niet gelijkmatig verdeeld. Dicht bij het paaldeksel zakt de geokunststof immers minder dan midden tussen de paaldeksels. We vinden dus een belastingverdeling die lijkt op de belastingverdeling in Figuur 1. Deze belasting- verdeling wordt bevestigd door metingen van een groot aantal auteurs, zoals Zaeske (2001) uit Duitsland, Sloan (2011) uit de USA en onze eigen proeven (van Eekelen et al., 2012), en door numerieke berekeningen waaronder die van Girout et al. (2014) uit Brazilië-Frankrijk, Han et al. (2012) uit China-USA, en die van onszelf (Van der Peet en van Eekelen, 2014). Ons Concentric Arches model van Figuur 2 geeft Paalmatrassen internationaal: state of the art Figuur 1 – Boogwerking: (a) belastingverdeling ten gevolge van boogwerking: hoe minder de ondergrond meegeeft, hoe meer belasting er heen gaat. De meeste belasting gaat dus naar de paaldeksels, relatief veel belasting gaat naar de geokunststof wapeningstrips tussen de paaldek- sels, en op een wapeningstrip is de belasting bij benadering verdeeld als een inverse driehoek (b) het Concentric Arches model geeft een verklaring voor de belastingverdeling. De belasting loopt in de richting van de bogen, hoe groter een boog, hoe meer belasting hij transporteert. Dr. Ir. Suzanne van Eeleken Deltares, Netherlands S22 GK_Opmaak 1 17-05-18 17:34 Pagina 48 49 GEOKUNST – Juni 2018 een verklaring van de gevonden belastings- verdeling. Dit Nederlandse model wordt door meerdere onderzoekers bevestigd, zoals bijvoorbeeld Moorman (2016), King et al. (2017) en het experimentele werk van Rui et al. (2018) (Figuur 3.) In veel van deze gevallen wordt gevonden dat de bovenste bogen wat hoger zijn (hoge ellipsen) en de onderste bogen wat lager zijn (lagere ellipsen). Het model in figuur 1 en 2 geeft trekkrachten in de geokunststof die zeer goed overeenkomen met een groot aantal metingen, gedaan in verschil- lende monitoringsprojecten en proevenseries (Van Eekelen et al., 2015). Daarom is het model opgenomen in onze SBRCURnet ontwerprichtlijn voor paalmatrassen. Deze richtlijn is ook beschik- baar in het Engels en wordt in toenemende mate ook in andere landen toegepast. Tijdens de workshop werd algemeen erkend dat het CA model een goede beschrijving is van het boog- werkingsmechanisme, maar dat betekent niet dat wereldwijd alle rekenmodellen voor paalmatras- sen meteen worden vervangen door het CA model. 2.1.2 Welke parameters zijn van belang voor de boogwerking? Bij relatief veel boogwerking is relatief weinig geokunststof nodig. Er zijn veel parameters die invloed hebben op de boogwerking. Veel auteurs hebben hier onderzoek naar gedaan met proeven of numerieke berekeningen. Hun resultaten zijn vergelijkbaar, namelijk dat de boogwerking sterker wordt (er relatief meer belasting direct naar de palen gaat) bij: –Een dikkere aardebaan, grotere paaldeksels, kleinere paalafstanden. –Een sterkere aardebaan: dus een hogere wrijvingshoek of een grotere dichtheid van de aardebaan. –Meer zakking van de slappe grond tussen de palen, dus meer verschilzetting tussen palen en ondergrond. –Het toepassen van geokunststof wapening van voldoende stijfheid. –Meer variabele bovenbelasting op de aardebaan. Het Concentric Arches model is in staat de meeste van deze afhankelijkheden te beschrijven. Een uitzondering daarop is de toename van verschilzetting onder de aardebaan. Tijdens deze toename (de consolidatie van de ondergrond) neemt de boogwerking toe. Het CA model beschrijft alleen de eindsituatie, waarbij de ondergrond maximaal is samengedrukt en het zettingsverschil tussen palen en ondergrond op zijn grootst is. 2.1.3 Dynamische belasting Dynamische belasting kan de werking van de paalmatras bevorderen. Dat is ook de reden dat we met opzet werkverkeer over een paalmatras- in-aanbouw heen laten rijden: metingen laten zien dat dat de boogwerking verbetert. Dat komt doordat de aardebaan dan verdicht en sterker wordt. Dynamische belasting kan ook de boogwerking reduceren. Dat gebeurt vooral bij passages van zware vrachtwagens over relatief dunne aarde- banen. Als de aardebaan daarna even rust krijgt, meten we dat de boogwerking zich weer herstelt. Bij doorgaande dynamische belasting stabiliseert de boogwerking uiteindelijk. De reductie van de boogwerking door zware belastingen is maximaal voor ongewapende en dunne aardebanen. Wordt er geokunststof toegevoegd dan wordt de gevoeligheid van de aardebaan een stuk minder. Is de aardebaan relatief wat dikker, dan wordt de gevoeligheid ook minder. Dit werd gevonden door schaalproeven van Heitz (2006), veldmetingen van Van Eekelen et al. (2010) en grote-schaalproeven Bian en Chen et al. (2017). De Nederlandse en Duitse ontwerprichtlijn (EBGEO, 2010) reduceren de boogwerking voor de gevallen dat de verkeersbelasting relatief zwaar is. Daarvoor gebruiken we het rekenmodel van Heitz (2006), het model. Heitz baseerde zijn model op metingen in ongewapende aardebanen. Daarmee is het model conservatief (veilig): de gevoelig- heid van zijn ongewapende aardebanen voor dynamische belasting is immers groter dan voor aardebanen op palen met geokunststof wapening. In de USA doet Jie Han momenteel onderzoek naar de invloed van lokale dynamische belastingen, die meer schade kunnen geven dan lokale statische belastingen. De invloed van aardbevingen op aardebanen is nog niet onderzocht, hoewel de relevantie van dit onderwerp algemeen wordt onderkend. 2.2 LOAD DEFLECTION BEHAVIOUR 2.2.1 Modellen Als de belastingverdeling in de aardebaan eenmaal bekend is, kan de rek en de trekkracht in de geokunststof wapening worden uitgerekend. Wij beschouwen daarvoor alleen de geokunststof strip tussen de paaldeksels. Die belasten we met een inverse-driehoekige belasting. De onder- steuning van de ondergrond wordt eventueel ook meegenomen, in de vorm van een verende ondersteuning. Sommige andere modellen zijn in staat om de Samenvatting In juni 2017 organiseerden prof Jie Han van de Kansas University en schrijver dezes een tweedaagse workshop in Shanghai, China: de “First International Workshop Geosynthetic-Reinforced Piled-Supported Embankments”. Doel van de workshop was ervaringen uit de praktijk en resultaten van onderzoek in de verschillende landen te delen, te begrijpen en te zien waarover overeenstemming is en waarover (nog) niet. Een kleine twintig specialisten uit tien landen presenteerden hun werk, er werd met het publiek van rond de 70 belangstellenden gediscussieerd en we formuleerden gemeenschappelijke conclusies. Dit artikel geeft een overzicht van de belangrijkste daarvan. Figuur 2 – 3D Versie van het Concentric Arches (CA) model (Van Eekelen et al., 2013) S22 GK_Opmaak 1 17-05-18 17:34 Pagina 49 consolidatie van de ondergrond in rekening te brengen. Zo’n model is in de USA in gebruik: een axiaal-symmetrisch model (Filz et al., 2012), waarbij ondergrond, geokunststof en aardebaan apart worden doorgerekend. Op de randen moeten de belasting en vervorming van deze drie delen op elkaar aansluiten: vandaar dat het model het ‘load-displacement-compatibility model’ wordt genoemd. Het model beschrijft het gedrag van de ondergrond beter dan onze SBRCURnet richtlijn, maar is axiaal symmetrisch in plaats van 3D en is veel minder goed gevalideerd. King et al. (2017) uit Australië ondersteunen het Concentric Arches model voor het UGT (uiterste grenstoestand) ontwerp. Voor het BGT (bruikbaar- heidsgrenstoestand) ontwerp geven zij echter een alternatief voor de twee rekenstappen. Terecht stellen zij dat de boogwerking afhankelijk is van hoeveel de wapening doorhangt: als hij meer doorhangt, zal de boogwerking toenemen, maar als hij nog meer gaat doorhangen zal de boog- werking op den duur weer afnemen. King et al. doen een voorstel hoe de BGT-rek van de wapening iteratief is te bepalen. Daarbij maken zij gebruik van de empirische ‘Ground Reaction Curve’ (GRC), door Iglesia et al. (1991, 2013) bepaald op basis van centrifugeproeven. 3 Ontwerpen in de praktijk 3.1 RANDVOORWAARDEN 3.1.1 Geometrie Er is veel onderzoek gedaan naar de kritische hoogte van paalmatrassen. Heeft een aardebaan minimaal deze kritische hoogte, dan zullen er geen verschilzettingen optreden op maaiveld. In de meeste landen worden aardebanen dunner dan de kritische hoogte niet toegestaan. In Nederland denken we daar anders over. Verschilzettingen op maaiveldniveau zijn niet erg zolang ze optreden voordat we de constructie afwerken. Vóór het asfalteren dus, of voordat het spoor wordt afgewerkt. De vervormingen gedurende de gebruiksfase moeten uiteraard zeer beperkt zijn. Evengoed kent ook Nederland een minimale dikte voor de aardebaan: 0,66 x de diagonale dagmaat van de palen. Dunnere aardebanen staan we alleen toe tijdens de constructiefase. We rekenen dan met partiële boogwerking. De minimale aardebaandikte is verschillend in de diverse ontwerprichtlijnen en vaak is de eis gelijk aan de veronderstelde kritische hoogte. Verd er ontwerpen wij alleen voor recht hoekige palenpatronen. Dat past beter bij veel geokunst- stof wapeningsproducten, die orthogonaal worden toegepast. En bovendien begrijpen we dit palenpatroon veel beter dan bijvoorbeeld driehoekige palenpatronen, waarvoor geen ontwerpregels beschikbaar zijn. 3.1.2 Maximale vervormingen De verschillende landen gaan verschillend om met vervormings-eisen. Vaak wordt alleen een maximale rek-eis gehanteerd voor de geokunst- stof. In Nederland wordt in de BGT vaak 2 tot 4% eindrek en 1 tot 2% kruiprek van de geokunststof toegestaan, afhankelijk van het project, en afhankelijk van het toegepaste geokunststof. De Britse norm staat 6% eindrek toe, inclusief kruip. Soms wordt voorgeschreven hoeveel de geokunst- stof maximaal mag doorhangen (USA: 15 cm, Han, 2015). Deze rek en zakking kunnen analytisch berekend worden. In Brazilië worden alleen zettingseisen gesteld als er grind- of zandpalen, of MIP palen worden toegepast. Frankrijk stelt alleen eisen aan verschilzettingen op maaiveld. Die kunnen het beste numeriek worden berekend. Dat geldt ook voor horizontale vervormingen en de daaruit volgende buigende momenten in de palen. 3.1.3 Palen op stuit, kleefpalen Palen moeten voldoende stijf zijn in vergelijking met de omliggende slappe grond om een boogwerkingsmodel te kunnen gebruiken voor het ontwerp van een paalmatras. CUR226 en de meeste andere ontwerprichtlijnen zijn gebaseerd op een ratio van de paal-grond modulus groter dan 10 tot 1000. Er is geen overeenstemming in de groep over hoe groot deze ratio mag zijn. Kleefpalen worden in China regelmatig toegepast, in andere landen gebeurt dat zelden. 3.1.4 Water: aardebaan droog of nat Er zijn geen paalmatrassen bekend waarin is gemeten, terwijl de aardebaan langdurig nat was door een hoge grondwaterspiegel of door overvloedige regen. Wel hebben diverse auteurs gezien dat excessieve regen een flinke reactie geeft in de boogwerking van een aardebaan op palen. Onze ontwerprichtlijn is ook niet gevalideerd voor onderwater paalmatrassen. Hier is nog onderzoek voor nodig. 3.2 VULLING AARDEBAAN In Nederland bestaat een aardebaan altijd uit zand of puin- of menggranulaat. In andere landen wordt ook wel stenig materiaal gebruikt, of tropische grond: lateriet. Dit laatste materiaal is cohesief. Deze cohesie wordt niet meegenomen bij het ontwerp. 3.3 ONDERSTEUNING VAN DE ONDERGROND TUSSEN DE PALEN De slappe grond tussen de palen kan onder- steuning geven aan de geokunststof wapening. Als de grond ook op lange termijn veel onder- steuning geeft, dan kan dat een flinke besparing opleveren voor het ontwerp. In Frankrijk is de ondergrond bijna altijd zo goed, dat hij standaard in het ontwerp mag meedragen. De Britse ontwerprichtlijn, echter, staat ondersteuning van de ondergrond nooit toe. In Nederland ligt dit genuanceerder. De ondergrond is vaak zo slap dat we zeker geen lange-termijn ondersteuning mogen verwachten. In de bouwfase, echter, zal de ondergrond in veel gevallen wel ondersteuning Figuur 3 – Deformaties in 2D proeven van Rui et al. ( 2018). Links de proefopstelling met onderin de paal- matras-constructie, rechts de gemeten deformaties die concentric arches laten zien. Maten in millimeters. 50 GEOKUNST – Juni 2018 S22 GK_Opmaak 1 17-05-18 17:34 Pagina 50 51 GEOKUNST – Juni 2018 geven. Het verschil tussen de vervormingen tijdens de bouwfase en de eindsituatie is bepalend bij ons ontwerp. In China bereikten we overeenstemming dat ondergrond-ondersteuning wel mee mag worden genomen, ook voor lange-termijn berekeningen. Voor zichtigheid is echter geboden in de volgende situaties: –Hele slappe grond: cu < 10 kPa. –Verwekende ondergrond. –Daling van grondwaterpeil of stijghoogte. –Sinkholes door het instorten van oplossings- holten in kalksteen. –Collapsible soil (compactie van losgepakte grond onder invloed van bevochtiging, Chinese löss is hier berucht om). –Zetting van huisvuil-stortplaatsen. –Verlies van grond door afgraving of de aanleg van een tunnel dicht bij de paalmatras. 3.4 NUMERIEK E ANALYSE De deelnemers waren het er over eens dat palen en de geokunststof wapening moeten worden berekend met analytische methoden. Numerieke berekeningen van paalmatrassen zijn zeer foutgevoelig, maar de meeste landen gebruiken numerieke methoden wel voor een overall-check, en voor het berekenen van vervormingen en buigende momenten in de palen. In Nederland en veel andere landen gebruiken we Plaxis voor deze numerieke berekeningen. De meeste landen, waaronder Nederland, doen naast de analyse van het paalmatrassysteem geen aparte zettingsanalyse of stabiliteitsanalyse. Strikte zettingseisen kunnen getoetst worden met numerieke berekeningen. Alleen China gebruikt aanvullende limit equilibrium berekeningen (Bishop +) voor het toetsen van de stabiliteit. Australië geeft er de voorkeur aan om na het installeren van de palen een maand te wachten met doorbouwen, zodat de wateroverspanningen kunnen dissiperen. China kent enkele bezwijkgevallen waarbij stabiliteit een rol speelde. In die gevallen lag de draagkrachtige ondergrond onder een helling, waardoor er een risico bestaat op landslides. Andere gerapporteerde schadegevallen gaan over geroteerde paaldeksels en/of palen die bezwijken op buiging. In deze gevallen hebben horizontale of asymmetrische krachten een rol gespeeld. Mogelijk gaat het hier om uitvoeringsfouten. 4 Constructiedetails 4.1 PILE CAP DESIGN Veel landen gebruiken gladde paaldeksels, bij voorkeur met afgeronde randen en hoeken, in Brazilië is dat zelfs verplicht. Tussen de paal- deksels en geokunststof zit bij voorkeur iets dat de geokunststof beschermt tegen beschadiging door direct contact met het paaldeksel. Dit is vaak een non-woven of een laag zand. 4.2 OVERLAPPEN OF ZOMEN De meeste landen met hogere uurtarieven leggen geokunststoflagen een stukje over elkaar heen: de overlap. In de richting van de hoogste sterkte (meestal de lengte-richting van een weg) moet een overlap heel lang zijn (minimaal drie paalrijen), maar het is beter om te proberen de overlappen te voorkomen. Vaak is een rol lang genoeg om niet te hoeven overlappen. In bijvoorbeeld India, en soms ook in Brazilië overlapt men niet: daar worden de geokunststof lagen aan elkaar genaaid. Als dat nodig is wordt daarbij een reductiefactor gebruikt om de sterkte bij de zoom te reduceren. 5 International Society Geosynthetic Reinforced Pile-Supported embankments Tijdens de workshop in China hebben we een internationale society opgericht die zich bezig zal houden met dit onderwerp. Doel is kennisuit- wisseling en samenwerking in onderzoek. Zo bereiden we nu een special issue voor van het internationale journal Geosynthetics International en zullen we in 2022 een tweede internationale workshop organiseren. Bronnen –Bian, Xuecheng and Chen, R.P., 2017. Presentaties tijdens de workshop in Shanghai, juni 2017. –BS8006-1: 2010. Code of practice for strengthened/ reinforced soils and other fills. British Standards Institution, ISBN 978-0-580-53842-1. EBGEO, 2010. Empfehlungen für den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen e EBGEO, vol. 2. German Geotechnical Society, Auflage, ISBN 978-3-433-02950-3. –Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Lodder, H.J., van Tol, A.F., 2012a. Model experiments on piled embankments Part I. Geotextiles and Geomem- branes 32: 69-81. – Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Alexiew, D., 2010. The Kyoto Road Piled Embankment: 31/2 Years of Measurements. In: Proceedings of 9 ICG, Brazil, 1941-1944. – Girout, R., Blanc, M., Dias, D. en Thorel, L. Numerical analysis of a geosynthetic-reinforced piled load transfer platform - Validation on centri- fuge test. Geotextiles and Geomembranes, 42(5):525–539, 2014. – Han, J., Bhandari, A., Wang, F., 2012. DEM Analysis of Stresses and Deformations of Geogrid- Reinforced Embankments over Piles. Int. J. Geomech. 2012.12:340-350. – Han, 2015, Principles and practice of ground Improvement, John Wiley & Sons, Hoboken, New Jersey, USA. ISBN 978-1-118-25991-7. – Iglesia, G.R., 1991. Trapdoor Experiments on the Centrifuge- a Study of Arching in Geomaterials and Similitude in Geotechnical Models. PhD thesis. Department of Civil Engineering, Massa- chusetts Institute of Technology, Massachusetts, U.S.A. – Iglesia, G.R., Einstein, H.H., Whitman, R.V., 2013. Investigation of soil arching with centrifuge tests. J. Geotech. Geoenvironmental Eng. 140 (2) http://dx.doi.org/10.1061/(ASCE) GT.1943- 5606.0000998. –King, D.J., Bouazaa, A., Gniel, J.R., Rowe, R.K., Bui, H.H., 2017. Serviceability design for geo- synthetic reinforced column supported embank- ments, Geotextiles and Geomembranes (2017) 1-19. –Lawson, C., 2017. Persoonlijke communicatie. –Moorman, C., 2016. Numerical Investigations on the Load Distribution over the Geogrid of a Basal Reinforced Piled Embankment under Cyclic Loading. Procedia Engineering, Volume 143, pp 435-444. –Van der Peet, T.C., en van Eekelen, S.J.M., 2014. 3D numerical analysis of basal reinforced piled embankments. In: Proceedings of 10ICG, September 2014, Berlin, Germany. 2014. – Rui, R. Han, J., van Eekelen, S.J.M., Wan, Y., 2018. Experimental Investigation of Soil Arching Evolution in Unreinforced and Geosynthetic- Reinforced Pile-Supported Embankments. Onder review bij Journal for Geotechnical and Geoen- vironmental Engineering. –Sloan, J.A., 2011. Column-supported embank- ments: full-scale tests and design recommendations. PhD thesis, Virginia Polytechnic Institute and State University, Blacksburg, VA. ! S22 GK_Opmaak 1 17-05-18 17:34 Pagina 51 Inleiding Golfoverslag bij dijken heeft in het verleden veel- vuldig tot overstromingen geleid. Deze overstro- mingen ontstonden omdat de golfoverslag leidde tot falen van de grasbekleding op het binnentalud door zowel afschuiven als erosie, waardoor het water vat kreeg op de kern van de dijk en uitein- delijk de dijk doorbrak. Bij de stormvloed van 1953 was het afschuiven door golfoverslag verreweg de voornaamste oorzaak van schade en bezwijken van de dijken. Destijds hadden de dijken een zeer steil binnentalud van ongeveer 1:1,5. Nadien zijn de binnentaluds van zeedijken verflauwd naar onge- veer 1:3 en tegelijk zijn de dijken hoger gemaakt, zodat het gemiddelde overslagdebiet beperkt bleef tot 0,1 tot 1 l/s per m. Meer recent ontstond de indruk dat de combinatie van dergelijke lage overslagdebieten en de relatief flauwe binnen- taluds een tamelijk conservatief ontwerp op- levert. Vanuit het oogpunt van doelmatige en kosteneffectieve hoogwaterbescherming was er dus reden om erosie van grasbekledingen nader te onderzoeken. De tot voor kort gebruikte ontwerp- en toets- modellen voor erosie van grasbekledingen waren gebaseerd op stationaire stromingsproeven op jong gras van één of twee groeiseizoenen maar beide omstandigheden zijn in feite niet aan de orde. Golfoverslag is niet stationair maar heeft een pulserend karakter, met een opeenvolging van sterk wisselende golfoverslagvolumes en stroom- snelheden. Daarnaast liggen de grasmatten vaak al jaren op de dijk waardoor een goede door- worteling is opgetreden. Vanaf 2008 is daarom in het kader van het onderzoeksprogramma SBW (Sterkte en Belastingen Waterkeringen) en later WBI 2017 (Wettelijk Beoordelings-Instrumen- tarium 2017) onderzoek uitgevoerd naar het falen van ‘echte’ grasbekledingen. Een deel van het onderzoek bestond uit het uitvoeren van grootschalige golfoverslagproeven op bestaande primaire waterkeringen. De proeven werden uit- gevoerd in het winterseizoen omdat de kwaliteit van de grasmat dan het minst is en de kans op storm en dus golfoverslag het grootst. Hierbij is gebruik gemaakt van de golfoverslagsimulator, die in het kader van het Europees project Com- Coast was ontwikkeld [Van der Meer et al., 2008]. De veldproeven hebben veel kennis opgeleverd over het erosiemechanisme en geleid tot een kwantitatieve formulering van de schadeontwik- keling. De resultaten hebben inmiddels hun plaats gevonden in het wettelijk beoordelingsinstrumen- tarium WBI 2017. Het onderzoek is uitgevoerd in opdracht van Rijks- waterstaat dienst Water Verkeer en Leefomgeving door Deltares, Infram, Alterra (nu Wageningen Environmental Research) en Van der Meer Consul- ting in samenwerking met de waterschappen waar de proeven plaatsvonden. De veldproeven zijn uit- gevoerd op een tiental locaties op zee- en rivier- dijken in Nederland, en enkele in België en Vietnam. Het hier beschreven onderzoek is uitge- voerd met de golfoverslag-simulator. Daarnaast zijn ook enkele proeven uitgevoerd met een golf- oploopsimulator op het buitentalud, maar die vallen buiten de scope van dit artikel. Golfoverslag Bij golfoverslag is de gemiddelde waterstand lager dan de kruin van de dijk, maar slaan de hoogste golven over de dijk heen. Van oudsher wordt in de dijkenwereld golfoverslag gekarakteriseerd door een gemiddeld golfoverslagdebiet q in liters per seconde per strekkende meter dijk (l/s per m). 14 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Golfoverslag- proeven op dijken Astrid LabrujereRijkswaterstaat WVL Jentsje van der Meer Van der Meer Consulting / IHE Delft Figuur 1 –Zeedijk met een relatief lage water- stand en hoge golven (Nössedeich zuidelijk van Morsum, eiland Sylt, foto Detlef Martensen van www.lauritzen-hamburg.de ). Figuur 2 –Overloop van een zomerkade, hoge waterstand, geen golven (foto uit Druk op de Dijken, TAW 1995). André van Hoven Deltares S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 14 Er zijn echter grote verschillen tussen eenzelfde golfoverslagdebiet veroorzaakt door hoge of door lage golven (figuur 1 en 2). Golfoverslag met kleine golven treedt typisch op bij rivierdijken. De gemiddelde waterstand is hoog en er zijn veel, betrekkelijk kleine, over de dijk slaande water- massa’s. De stroomsnelheden op het talud zijn beperkt. Golfoverslag met hoge golven treedt typisch op bij zeedijken. De gemiddelde water- stand is lager en het aantal golven dat over de dijk slaat geringer, maar het volume per golf is veel groter en elke overslag gaat gepaard met veel ge- weld. Tijdens de ontwerpstorm voor een zeedijk kan het per golf gaan om duizenden liters (meer- dere kubieke meters) water per strekkende meter dijk die in één keer, binnen enkele seconden, over de kruin slaan. Juist die grote volumes leiden tot een grotere erosie van de grasmat. Vooral bij zeedijken, met hoge golven, heef t de ontwerpwaarde van het golfoverslagdebiet een grote invloed op de vereiste kruinhoogte. Bij een ontwerp op een golfoverslagdebiet van 10 l/s per m kan de kruin een meter lager zijn dan bij de gangbare ontwerpwaarde van 1 l/s per m. Een lagere dijk neemt minder ruimte in beslag en is goedkoper. Voor rivierdijken is het verschil veel kleiner, het hoogteverschil tussen een ontwerp met een golfoverslagdebiet van 10 l/s per m en de gangbare ontwerpwaarden van 1 of 0,1 l/s per m is eerder in de orde van decimeters. Echter bij rivierdijken met lintbebouwing is de ruimte voor dijkversterkingen beperkt en zijn ook deze decimeters belangrijk. Opbouw van een grasbekleding De sterkte van de grasbekleding wordt bepaald door de kwaliteit van de grasmat. Met name het wortelstelsel juist onder het maaiveld is belangrijk voor de erosiebestendigheid. De graszode houdt grond bij elkaar en biedt bescherming tegen ont- gronding door golven en stroming. De grasmat groeit op een substraat dat meestal uit klei bestaat. Het substraat zorgt voor het beno- digde vocht en de voeding voor de grasmat. De golfoverslagproeven zijn uitgevoerd op grasmat- ten op klei met wisselende zandgehaltes en zelfs gras op zand (lutumfractie 2%, zandfractie 90%). In het verleden werden eisen gesteld aan het zand- gehalte in de grasbekleding, echter uit de groot- schalige proeven bleek geen grote invloed van het zandgehalte op de erosiebestendigheid van het gras. Alleen een volledige zanddijk bleek minder erosiebestendig, De doorworteling van de grasbekleding kan in een aantal dieptezones worden ingedeeld. De boven- ste zone met een dicht wortelnet (zode) is onge- veer 5 cm diep. Daarna volgt een zone tot ca 20 cm diepte met een wortelnet van met het oog goed herkenbare en stevige wortels met een dichtheid van 3-10 wortels per dm 2. Deze twee zones vormen samen de toplaag (Figuur 3). Behalve wortels is er nog veel ander leven in en onder de zode. In die zeer actieve laag is er een dynamisch evenwicht tussen allerlei organismen (planten- wortels, bacteriën, schimmels, insecten, wormen en grotere dieren als muizen en mollen) dat zich aan de seizoenen aanpast. Waar dit leven beperkt wordt door extreme omstandigheden (te zout, te droog, te nat, te weinig doorluchting) ontstaat geen erosiebestendige zode. De eigenschappen van de klei onder een grasbe- kleding worden voor een belangrijk deel in de loop van een aantal jaren bepaald door de omgeving. Na het aanbrengen van de klei ontstaat in de grond een bodemstructuur, met scheuren en sple- ten ten gevolge van krimp en en zwel. Vorst en dooi spelen daar in de bovenste ongeveer 0,3 m een grote rol in. De biologische activiteit is zeer hoog in die bovenste goed doorluchte decimeters. Aanwezige zandkorrels worden door de biologi- sche processen van een huidje voorzien, be- staande uit een verzameling organische en minerale verbindingen. De zanddeeltjes kitten daarmee aan elkaar, waardoor ”los zand” in de zode in meer of mindere mate samenhang vertoont (cementatie). Het netwerk van wortels in de zode beperkt het uitspoelen van zandkorrels doordat het bijdraagt aan het bijeenhouden van zandkorrelgroepjes. Bij een zandige ondergrond hangen de eigenschappen van de zodelaag in extreme mate af van het ecosysteem in de zode. Vo o r e e n z a n d g ro n d i s h e t vo o r d e e ro s i e b e s t e n - digheid van de toplaag daarom extra belangrijk dat er een goed ontwikkelde graszode aanwezig is. Het beheer en onderhoud van de grasbekleding is daarbij van cruciaal belang. Golfoverslagsimulator Een graszode heeft een aantal jaren nodig om tot een volwassen grasmat uit te groeien. Daarom is het lastig de sterkte van een volwassen graszode te testen in een laboratorium of golfgoot. Er moeten dan grote monsters uit een dijk worden genomen, orde vierkante meter(s), die onbescha- digd vervoerd moeten worden naar het laborato- rium. Veldproeven met een golfoverslagsimulator zijn daarom een goed alternatief, omdat deze opgesteld kan worden op een bestaande dijk waar zich al een volwassen grasmat heeft kunnen ontwikkelen. De golfoverslagsimulator bootst het pulserende karakter van een overslaande golf na door in één keer een groot volume water (het volume van één golf) over het talud te laten stromen. De simulator moet daarnaast de statistiek van de werkelijke overslaande golven nabootsen, zodat de volumes die over de dijk stromen overeenkomen met de vo- lumes van de overslaande golven tijdens een ont- werpstorm. Deze grootte van deze golven heeft weliswaar een grillig karakter, maar de kansverde- ling van de overslaande golven is bekend. Omdat de grootste golven de schade veroorzaken tijdens een storm hoeven niet alle golven gesimuleerd te worden maar alleen de grootste. 15 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Samenvatting Golfoverslag bij dijken heeft in het verleden veelvuldig tot overstromingen geleid, mede doordat de grasbekleding op het binnentalud door erosie dusdanig werd aangetast dat de kern van de dijk bloot kwam te liggen. Veldproeven sinds 2008 met behulp van een golfoverslagsimulator hebben veel kennis opgeleverd over het erosiemechanisme en geleid tot een kwantitatieve formulering van de schadeont- wikkeling. De resultaten hebben inmiddels hun plaats gevonden in het wettelijk beoordelingsinstrumentarium WBI 2017. Figuur 3 – Schematische weergave van de grasbekleding (bron: Handreiking Toetsen grasbekledingen op dijken). S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 15 Een voorbeeld van berekende overslagvolumes bij een zeedijk wordt gegeven in Figuur 4. Een curve geeft de verdeling van de overslagvolumes bij een gegeven gemiddeld overslagdebiet. Daarbij zijn de golven die in 6 uur over de dijk slaan, in oplopende grootte weergegeven. Uit de vorm van de curve blijkt duidelijk het karakter van golfoverslag: er zijn veel overslaande golven met een beperkt vo- lume en maar een paar golven met een veel groter volume. Bij gelijke golfrandvoorwaarden komt een groter gemiddeld overslagdebiet overeen met een kleinere vrije kruinhoogte. Uit vergelijking van de zes curves is te zien hoezeer het aantal en de grootte van de overslaande golven toeneemt naar- mate de vrije kruinhoogte afneemt. Het idee van de golfoverslagsimulator is om de overstromende golftong op een juiste manier te si- muleren. Dat betekent dat de (maximale) snelheid van het overslaande langs het talud neerstro- mende water correct moet zijn en ook de laagdikte en de duur van de overslag. De golfoverslagsimu- lator is vooral ontworpen om de juiste maximale snelheid te simuleren omdat die het meest bepa- lend is voor de schadeontwikkeling. Het simuleren van de (brekende) golf op het buitentalud is daar- bij niet nodig, de simulator genereert alleen een volume water dat met een zekere snelheid over de kruin stroomt. De golfoverslag-volumes worden at random gegenereerd, dus niet van groot naar klein of omgekeerd, wat met de praktijk overeenkomt. De proef wordt ter plekke op een bestaande dijk uitgevoerd en is destructief van karakter: de gras- mat op het binnentalud wordt daadwerkelijk tot bezwijken toe belast. De bak van de simulator wordt gevuld door een pomp die wordt ingesteld op het gewenste gemid- delde golfoverslagdebiet (Figuur 5). De simulator laat het gewenste volume water los via een klep die het water min of meer horizontaal op de kruin loost. Geleideschotten langs de 4 m brede strook zorgen ervoor dat het water niet kan uitwaaieren. Figuur 6 geeft de golfoverslagsimulator op het mo- ment van loslaten van een groot volume. Kleine vo- lumes worden binnen enkele seconden losgelaten, grotere volumes in 4 of 5 s. Het totale volume van de golfoverslagsimulator is 22 m 3. Het maximale volume is daarmee 5,5 m 3per m. De simulator staat op een platform met hydraulisch beweeg- bare poten zodat de simulator altijd verticaal te stellen is. Bij het ontwikkelen van de golfoverslagsimulator is veel aandacht besteed aan het meten van de re- levante parameters (Steendam et al., 2010). Het totale volume van de overslaande golf is bekend, want dat komt rechtstreeks uit de simulator. Met behulp van hoge-snelheid videocamera’s is het goed mogelijk na afloop van de proef de front- snelheid van het overslaande water te bepalen. Ook zijn snelheden bepaald door snelheidsmeters zoals toegepast op schepen ondersteboven in de grond te monteren, z.g. ‘paddle wheels’ (Figuur 7). De dikte van de langsstromende waterlaag kan worden bepaald met één of meerdere ‘surf- planken’ die zijn opgehangen boven de stroom’goot’ (Figuur 7). De voortgang van de erosie is bepaald door continue videoregistratie en het periodiek onderbreken van de testen voor het nemen van foto’s en het inmeten van het taludoppervlak met een 3D laser scanner. Het gehele instrumentarium is in de loop van een aantal veldtesten geleidelijk ontwikkeld. Schadeontwikkeling en bezwijken van de grasbekleding Bij de golfoverslagproeven op ruim 30 proefstro- ken op verschillende dijken is waargenomen hoe de schadeontwikkeling plaatsvindt. De hoogtur- bulente stroming die optreedt bij een overslaande golf veroorzaakt snelle drukwisselingen op het talud. Deze drukwisselingen planten zich gedempt en vertraagd door in de toplaag, waardoor er ge- regeld momenten optreden met een buitenwaarts of opwaarts gerichte drukgradiënt over de zode. Door dit trekken aan de wortels treedt schade op, wortels kunnen breken of gedeeltelijk worden losgetrokken. Het golffront van de overtrekkende golftong geeft een vergelijkbare belasting. Door deze belasting kan op een gegeven moment een stuk van de zode uit het talud worden getrok- ken. Een typische afmeting van de zode die bij dit mechanisme verdwijnt, is 15 bij 15 centimeter. Nadat een stuk zode is uitgetrokken, kan de schade zich uitbreiden. Bij de proeven bleek de zode veelvuldig naar beneden af te stropen, zon- der dat de schade significant verdiepte. De door- wortelde toplaag waar alleen de zode was verdwenen, bood dan nog lange tijd weerstand 16 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 5 –Opstelling van de golfoverslagsimulator op een dijk. Figuur 4 – Ve rd e l i n g e n v a n overslaande golf- volumes (l/m), uitgaande van een significante golf- hoogte van Hs = 2 m, een piekperiode van de golven van Tp = 5,7 s, een buitentalud van 1:4 en een tijdsduur van 6 uur. De golven zijn gesorteerd op grootte. In de figuur is het gemiddelde overslagdebiet een proxy voor de vrije kruinhoogte. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 16 tegen erosie. Na het doorbreken van de toplaag, de zone waarin nog een significante invloed van wortels is, ging de erosie vaak vrij snel de diepte in, zeker als een aanwezige zandkern werd bereikt, en was er sprake van falen van de grasbekleding. Erosiemodel De waarnemingen bij de golfoverslagproeven heb- ben geleid tot het opstellen van een erosiemodel, waarin de erosiebestendigheid van het gras en de belasting door het overslaande water zijn gevat in enkele parameters. De erosiebestendigheid van het talud wordt door veel aspecten bepaald maar is uiteindelijk terug- geleid tot één parameter, namelijk de kritische snelheid U c(m/s). De maximale dieptegemiddelde stroomsnelheid U ikarakteriseert de belasting elk van de overslaande golven. Als de belasting door een overslaande golf de kritische snelheid over- schrijdt (U i> U c), dan gebeurt er iets onomkeer- baars met de grasbekleding. Enkele wortels breken of worden gedeeltelijk uit het substraat getrokken. Het is echter niet één golf die het talud kapot maakt, het is het cumulatieve effect van meerdere grote golven. De overslagproeven tonen aan dat kleine overslaande golfvolumes niet in staat zijn de grasbekleding te beschadigen. Het is het herhaaldelijk optreden van grote golven, die een bepaalde snelheid overschrijden, die uiteinde- lijk voor de schade en uitbreiding hiervan zorgen. De schade wordt gekwantificeerd in de zoge- naamde cumulatieve overbelasting D (m 2/s2) (Van der Meer et al., 2015). Deze is gedefinieerd als: In deze formule is U i (m/s ) de maximale diepte- gemiddelde stroomsnelheid van een overslaande golf op de kruin van de dijk. De factor !a(-) brengt in rekening dat afhankelijk van de taludhelling en taludlengte de stroming nog zal versnellen. Voor gemiddelde dijktaluds is deze factor 1,2 à 1,4. De sommatie vindt plaats over alle overslaande golven gedurende een storm. In het geval dat !M = !S= 1 geeft de formule aan dat zolang !aUi < U c , de term tussen haakjes 0 is, en de golf geen bijdrage aan D geeft. Bij elke golf echter waar !aUi > U c neemt de cumulatieve overbelas- ting D iets toe. Het kwadratisch verloop met de snelheid is ingegeven door de ervaring dat de schadeontwikkeling snel toeneemt met toe- nemende snelheid en getoetst aan de experimen- tele gegevens. Dit is nader uitgewerkt in een WTI achtergrondrapport (Deltares 2015a). Met de factoren !M(-) en !S(-) kan de invloed van overgangen en objecten in de grasbekleding in rekening worden gebracht. Waarden vanuit theorie en de proeven zijn !M=1,1 à 2 en !S= 0,8 à 1: de belasting rondom overgangen en objecten is hoger en de sterkte is lager. Dit is nader uit- gewerkt in twee WTI achtergrondrapporten (Deltares 2015b, Deltares 2015c). De kritische snelheid U cis afhankelijk van de kwa- liteit van de graszode en, in mindere mate, de grond. Een relatie tussen de kritische snelheid en de graszode- en grondkwaliteit waarin alle varia- belen worden meegenomen is nog niet opgesteld. Globaal geldt U c! 6,6 m/s voor een gesloten zode op klei en U c! 4,3 m/s voor een open zode. In vergelijking met onbeschermd zand dat begint te eroderen bij een watersnelheid van ca. 0,5 m/s of onbeschermde klei die gaat eroderen bij 1 à 2 m/s zijn dit zeer hoge waarden; typische watersnel- heden in een rivier zijn van de orde 1 à 1,5 m/s. Wanneer een zode als gesloten of open moet worden geclassificeerd wordt beschreven in de Schematiseringshandleiding Grasbekleding (par. 6.5.1.) (Helpdesk water, 2016). De belangrijkste parameter hierbij is de dichtheid van het wortel- net. In de praktijk blijkt de aanwezigheid van een dicht wortelnet vrij betrouwbaar te voorspellen aan de zichtbare, bovengrondse, vegetatie. Bij twijfel kan een plag worden gestoken om een betere inschatting te maken. Uit de analyse van alle overslagproeven komt als globale indicatie naar voren dat een begin van schade optreedt bij D = 1000 m 2/s2. Bij D = 4000 m2/s2 2treden meerdere kale plekken op en bij D = 7000 m 2/s2bezwijkt de toplaag. Er zit dus een grote factor (tijd) tussen begin van schade en bezwijken. Praktische toepassing Het grootschalige onderzoek naar de erosiebe- stendigheid van grasbekledingen heeft geleid tot aanpassing van de wettelijke veiligheidsbeoorde- ling van dijken, WBI 2017. Voor de grasbekleding in de golfoploopzone op het buitentalud is het cumulatieve overbelastingmodel expliciet op- genomen in de toetsing en is de toetswaarde van D = 7000 m 2/s2opgenomen voor goedkeuring in het toetsspoor erosie grasbekleding buitentalud. Bij de beoordeling van de grasbekleding op het binnentalud is het model indirect opgenomen. In dit toetsspoor wordt gewerkt met kansverde- lingen van het overslagdebiet. De feitelijke kans- verdeling van het overslagdebiet wordt getoetst aan het kritieke overslagdebiet. Waarden voor het kritieke overslagdebiet zijn berekend op basis van het cumulatieve overbelastingmodel en opgeno- men in de Schematiseringshandleiding Grasbekle- ding (tabel 6.6) (Helpdesk Water, 2016). Op basis 17 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Figuur 6 –De golfoverslagsimulator die een volume loslaat van 5,5 m 3/m. Figuur 7 –Meting dikte waterlaag met ‘surfplank’ en stroomsnelheid met ‘paddle wheel’. S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 17 van het onderzoek zijn ook de ontwerpwaarden van het toelaatbare golfoverslagdebiet met be- trekking tot erosie verhoogd. Wensen voor de toekomst: overgangen en objecten Overgangen en objecten in een grasbekledingen vormen zwakke plekken. Het gaat bijvoorbeeld om een weg op de dijk, huizen, bomen, dijkpalen, afrasteringen en trappen op de dijk. Rondom over- gangen kan het gras van mindere kwaliteit zijn, omdat het beheer er lastiger is, of omdat het gras minder zon, vocht of voeding krijgt. Daarnaast zit het gras niet vast aan het object en mist dus aan één zijde houvast. Daarnaast zorgt de overgang of het object voor meer turbulentie en daardoor een hogere erosiebelasting. De vele soorten overgan- gen, verschillen in kwaliteit van de aansluiting van het gras, oriëntatie, afmetingen en plaats op de dijk maken het een zeer gecompliceerd vraagstuk. In de afgelopen jaren zijn er enkele proeven uitge- voerd specifiek op overgangen en objecten. Ook is het cumulatieve overbelastingmodel voorzien van de bovengenoemde factoren !Men !Swaar- mee de zwakte van de overgang en de toename van de belasting in rekening kan worden gebracht. Op basis van theorie en de proefresultaten is getracht om voor verschillende overgangen fac- toren te bepalen waarmee de invloed van de overgang in rekening kan worden gebracht (Deltares 2015 b en c). De eerder genoemde waarden voor !Men !Szijn nog niet zodanig te onderbouwen dat zij in het toetsinstrumentarium kunnen worden meegenomen. Een uitdaging voor de toekomst. Referenties –ComCoast, zie http://www.comcoast.org en http://www.kennisbank-waterbouw.nl/dicea/ comcoast.ht m –Deltares 2015a, WTI Onderzoek en ontwikkeling landelijk toetsinstrumentarium, Product 5.12 Analyses grass erosion in wave run-up and wave overtopping conditions, Deltares 1209437-005, maart 2015 –Deltares 2015b, WTI 2017 Onderzoek en ont- wikkeling landelijk toetsinstrumentarium Product 5.8 Validatie erosiebestendigheid overgangen, Deltares 1209437-003, juni 2015 –Deltares 2015c, Invloed van overgangen op het kritieke overslagdebiet, Deltares 1220086-016, augustus 2015 –Helpdesk Water 2016, Schematiseringshandlei- ding Grasbekleding, WBI2017, Rijkswaterstaat, Ver s i e 2 . 0 , 1 d e cem b e r 2 0 1 6 ( https://www.help- deskwater.nl/onderwerpen/waterveiligheid/pri- maire/beoordelen-%28wbi%29/producten-wbi/ ) –Steendam, G.J., J.W. van der Meer, B. Hardeman and A. van Hoven, 2010. Destructive wave over- topping tests on grass covered landward slopes of dikes and transitions to berms. ASCE, Proc. ICCE 2010, Shanghai. –Van der Meer, J.W., G.J. Steendam, G. de Raat and P. Bernardini, 2008. Further developments on the wave overtopping simulator. ASCE, Proc. ICCE 2008, Hamburg. pp. 2957-2969 –Van der Meer, J.W., G.J. Steendam and A. van Hoven, 2015. Validation of cumulative overload method based on tests by the new wave run-up simulator. ASCE, Proc. Coastal Structures, Boston. Met dank aan Jurjen van Deen (Deltares) voor zijn inbreng bij het schrijven van dit artikel en aan de reviewers voor waardevolle tekstsuggesties. ! S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:55 Pagina 18 19 GEOTECHNIEK –Juni 2018 Geachte redactie van het blad Geotechniek, Het "Vraagstuk A" in het blad Geotechniek van maart 2018 gaat in op de fundering van een hijskraan. Meer aandacht voor het geotechnische ontwerp van – breder gezegd – de tijdelijke en hulpconstructies is zeer welkom. Vooral bij de grote bouw- en infraprojecten is het aantal daar- van meestal veel groter dan de bouwopgave zelf. Ook neemt de inzet van zwaar en zeer zwaar ma- terieel sterk toe. Daarnaast zien we dat artikelen in de Geotechniek in de bouwpraktijk als voorbeeld of ontwerprefe- rentie worden gebruikt. Daarom is het gewenst dat rekenvoorbeelden met de gewenste nauw- keurigheid worden uitgewerkt. Hier staat tegenover dat in een examenvraagstuk vaak de tijd en ruimte ontbreken om een casus volledig uit te werken. De duidelijkheid is er mee gediend als wordt aangegeven op welke punten de casus is vereenvoudigd; in dit geval tot een centrisch-verticaal belaste fundering op staal. Zonder die toelichting is het rekenvoorbeeld minder geschikt om als voorbeeld voor de praktijk te dienen. De type- en rekenfouten in het artikel versterken dit beeld nog. Funderingsbelastingen NEN-EN 13001-2:2014 (en) - Veiligheid van hijs- kranen - Algemeen ontwerp - Deel 2: Belastingen geeft aan dat naast het eigen gewicht van de hijs- kraan en de hijslast ook de overige (horizontaal werkende) belastingcomponenten beschouwd dienen te worden. Denk hierbij o.a. aan de belas- tingen uit wind en schuine reeptrek. De hijskraan moet dus een combinatie van verticaal en horizon- taal werkende belastingen op haar fundering afdragen. Zelfs als we alleen de verticaal werkende belastin- gen beschouwen, ontkomen we er niet aan dat het zwaartepunt van de belastingen excentrisch ten opzichte van de onderwagen aangrijpt. Funderingsoppervlak De grootte van het funderingsoppervlak wordt volgens NEN 9997-1 bepaald. Formule 2.3 (a d= a nom ± !a) geeft aan dat de geometrische afwijkingen (zoals het niet-centrisch op het schottenbed staan van de hijskraan) in rekening gebracht moeten worden. Vooral bij tijdelijke opgestelde machines kan deze excen- triciteit beduidend groter zijn dan vooraf gedacht. Voor de combinatie van plaatsingsexcent riciteit en excentrisch aangrijpende belastingen beschrijft 6.5.2.2 (b) van NEN 9997-1 hoe de rekenwaarde van het effectieve funderingsoppervlak bepaald moet worden. Vanwege de excentriciteit van de belastingen is de positie van het zwaartepunt een functie van de bovenwagenrotatie. Daarmee zijn de grootte en de vorm van het funderingsoppervlak afhan- kelijk van deze rotatie. Bij een ongestempelde machine op rupsen wordt het kleinste effectieve funderingsoppervlak en daarmee de grootste funderingsspanning meestal bij een rotatie van ca. 20 oà 25 oten opzichte van de rijrichting ver- kregen. Funderingsdraagvermogen Vo l g e n s N E N 9 9 9 7 - 1 i s h e t f u n d e r i n g s d r a a gver - mogen mede afhankelijk van de verhouding tussen de horizontale en verticale funderingsbelastingen, en de lengte/breedteverhouding van het effec- tieve funderingsoppervlak. De betreffende reduc- tiefactoren dienen in de berekening meegenomen te worden. In het vertrouwen u hiermede van dienst te zijn geweest, met vriendelijke groet, Rijkswaterstaat GPO Johan P. van der Molen Het vraagstuk van de CGF is slechts een onderdeel van een toetsing van de draagkracht van een fundering op staal. Samen met twee andere vraag- stukken vormt deze het examen van CGF. Het is onoverkomelijk dat bij deze vraagstukken bepaalde zaken vereenvoudigd worden om ze oplosbaar te maken binnen de gestelde tijd en binnen de bestudeerde lesstof van CGF-1. Het voorbeeld verwerkt in het CGF vraagstuk is bedoeld om te controleren of de cursist een of meerdere aspecten van een fundering op staal begrepen heeft en is niet een voorbeeld van een volledige toetsing voor een dergelijke constructie. Een volledige toetsing moet alle aspecten en combinaties in termen van belastingen, geometrie en draagkracht bevatten. Een dergelijke opgave voor het CGF examen zou te veel tijd vergen en is! niet haalbaar. Verder heeft men hiervoor niet alleen de Eurocode NEN 9997-1 nodig maar ook nog andere voorschriften en richtlijnen, die in de cursus niet worden behandeld. In de CGF cursus wordt de basis voor het ontwerp van een funde- ring op staal behandeld en worden specifieke constructies niet behandeld. We zijn het met de heer Van der Molen eens dat het vraagstuk derhalve niet gebruikt dient te worden als een algemeen aanvaarde toetsing van kraanopstellingen en onderschrijven dat er altijd voldoende aandacht moet zijn voor alle aspecten in de praktijk. We danken hem dan ook voor de aangebrachte nuanceringen. We realiseren ons ook dat het plaatsen van het vraagstuk in de Geotechniek zonder begeleidende tekst voor verwarring kan zorgen. In het vervolg zullen wij de vraagstukken daarom voorzien van een korte toelichting. Erik de Bruine PAO Techniek en Management Wim Nohl, Fugro Reactie op Vraag & Antwoord , Geotechniek, maart 2018 Ingezonden S22 GEO art_Opmaak 1 17-05-18 17:32 Pagina 19

International - Special 4th International Symposium on Cone Penetration Testing

66 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 Introduction In a price driven market the quality of geotechni - cal investigations is uneven. The Belgian mem - ber society BGGG-GBMS of ISSMGE, therefore decided to install a TaskForce (TF) that would tackle the problem. As CPT are the primary tests performd in Bel - gium (ﬁrst CPT equipment used in Belgium in 1939 ) the drawing up of a standard procedure for CPT jobs was set out as a primary goal of the TF. The members of the TF are representative for the actors concerned: the academic world, in - dustry, geotechnical contractors, engineering ofﬁces, governmental agencies, research centres and companies performing CPT. Over the course of the work sessions of the TF, enhanced insight led to the decision of draw - ing up not one but a set of several standard procedures for geotechnical investigations : • General Provisions [1], referring to the general principles for planning, execution and reporting of geotechnical investigations, including informative annexes with recom - mendations for the extent and spacing of investigations. • Cone penetration tests (CPT) – part 1 [2], referring to planning, execution and reporting of geotechnical investigations consisting of CPT. • Cone penetration tests (CPT) – part 2 [3], referring to advice concerning geotechnical design on the basis of CPT. • Borings and sampling - to be drafted. • Laboratory testing - to be drafted. For CPT assignments 2 documents were drawn up, in order to make a distinction between planning, execution and reporting on the one hand and general qualitative and/or quantitative advice for geotechnical design on the other hand. This was felt necessary as in the Belgium context a CPT report almost always contains this kind of advice, given “free of charge”. The guidelines in these standard procedures are intended as well for the client (contractors, en - gineering ofﬁces, architects) as for companies that perform the relevant tests. They can be downloaded from the website http://www.bggg-gbms.be Belgium being a mainly bilingual country, docu - ments are available in Dutch and French (ﬁg 1). Setting up of a system of standardprocedures for geotechnical investigations in Belgium, with focus on CPT Gauthier Van Alboom Chairman of Taskforce on Quality of geotechnical investigations, of BSSMG Tabel 1 - Types of assignment for geotechnical investigations Type of assignment Scope of assignment Content of report Required qualiﬁcation G1 Execution of geotechnical investigation + reporting of test results Test results and directly derived values (e.g. friction ratio from CPT) Geotechnician* G2 Execution of geotechnical investigation + reporting of test results + deskstudy + evaluation of test results in terms of need for further testing. • Test results and directly derived values• Results of consulted relevant sources of information (geotechnical, geological and hydro- geological data)• Recommendations for further testing Geotechnician* G3 Global geotechnical investigation assignment• Deskstudy• Planning and execution of investigation• Reporting test results • Global evaluation of test results• Determination of baseline parameters ** • Test results and directly derived values• Results of consulted relevant sources of information (geotechnical, geological and hydro- geological data)• Recommendations for further testing• Global evaluation of investigation• Baseline parameters for geotechnical design Geotechnical expert* G4 Geotechnical control tests/monitoring:• Planning and execution of control tests• Planning and execution of monitoring • Results control tests• Results monitoring Geotechnician* * With respect to the required qualiﬁcation of the person in charge of the geotechnical survey a distinction is made between geotechnician and geotechnical expert (see textbox) ** Baseline parameters are lower bound values of geotechnical characteristics, embedded in a safe approach of the design (see further) geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 66 15/05/18 22:15 67 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 Abstract In order to assure a better and uniform quality for geotechnical investiga - tions in Belgium the Belgian member society of ISSMGE decided to draw up a set of several standard procedures for geotechnical investigations, and a TaskForce to tackle the problem was created. As CPT are the prima - ry tests in nearly any soil survey in Belgium the drawing up of a standard procedure for CPT jobs was set out as a primary goal of the TF. This paper describes the general approach of assignments for geotechni - cal investigation and design (the General Provisions document), and the 2 CPT documents referring to respectively the planning, execution and re - porting of CPT-jobs, and the general qualitative and/or quantitative advice for geotechnical design based on CPT results. General Provisions document The General provisions document deﬁnes the different types of assisgnments for geotechni - cal investigations (G1 to G4). The scope of the assignement, the content of the report and the required qualiﬁcation for the person in charge of the survey are summarized in table 1. For the proposal of different types of assign - ments the French approach of “Missions d'in - génierie géotechnique” [4] was an inspiration source. The General Provisions document also deﬁnes different types of assignments for geotechnical design. The main topics are summarized in ta - ble 2. As stated the general provisions also give guid - ance for the extent of a geotechnical survey (type and number of tests) for different type of con - structions. In order to set out the extent of the investigation one should: • deﬁne the geotechnical category of the construction project; • consult relevant sources of information (geotechnical, geological and hydrogeological data, history of the site); • chose the type of test in accordance with the predominant failure mechanism(s); • chose the number of tests in accordance with the homogeneity/heterogeneity of the subsoil and the risk level of the project. The type of test to be executed (CPT, sampling, laboratory tests …) is determined on the basis of scores attributed to the risk level of the construction (e.g. depth of excavation), the soil proﬁle (homogeneous/heterogeneous, presence of soft clays, peat), distance to constructions sensitive to settlement … Figure 1 - Covers op standard procedures Cone penetration tests part 1 and 2. Tabel 2 - Types of assignment for geotechnical design Type of assignment Scope of assignment D1 Advice regarding geotechnical design; this type of assignment is further diffe - rentiated into 4 subcategories, with respect to whether qualitative or quan - titative advice is given, and also with respect to the geotechnical category (in accordance with EC7) of the considered project. D2 Full geotechnical design of the construction. D3 Geotechnical support during construction. D4 Implementation and follow-up of geotechnical monitoring. Registration of geotechnician/geotechnical expert by BGGG-GBMS and BSIGRM (Belgian Society for Engineering Geology and Rock Mechanics) Within the framework of the standard pro - cedures for geotechnical investigation, the need to provide the required qualiﬁcation for the author of the report (in most cases also the person in charge of the survey) was recognised. Therefore the implementation of a registration system for geotechnicians and geotechnical experts was initiated. • A geotechnician is responsible for drawing up and reporting of the geo - technical investigation, differentiated for different type of tests (CPT, sampling, geophysiscal tests, laboratory tests …) • A geotechnical expert is responsible for evaluation of the geotechnical investiga - tion, and for geotechnical consultancy and design, differentiated for the geotechnical category of the construction concerned. A document with the criteria and the procedure for granting a registration as geotechnician or geotechnical expert by the BGGG-GBMS and BSIGRM is being drafted. Start of implementation is expected in 2019. geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 67 15/05/18 22:15 68 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 For the number of tests recommended values are given , depending on the nature of the geo - technical problem, geology and soil conditions. This recommendations are intended to give guidance, but the engineering judgment and competence of the geotechnical expert remain of paramount importance. Standard procedures for CPT – part 1 The standard procedure for CPT – part 1 gives guidance for planning, execution and reporting of CPT soil investigations. Responsibilities are clearly assigned, either to the client (or its representative) or to the CPT-company. In addition an order form resp. a standard speciﬁcation format for a CPT- assignment is given. In the standard procedures distinction is made between construction projects with limited size and/or solicitation and limited risk level and construction projects of medium to great size and with medium risk level. For the former, requirements are less strict (e.g. mechanical CPT are also accepted while for the latter only electrical CPT may be used). This is done so as to make no unrealistic requirements for CPT-jobs for simple projects like dwellings. Planning phase Information to be submitted by client prior to execution of the CPT: • Accessibility (use of CPT-truck, track-truck or light weight CPT system) and attainability of the test site. • History of the site, relevant for the execution of the CPT such as: o presence of underground utility pipes on private domain; o presence of backﬁll material, waste materials; o presence of foundation remnants; o presence of contaminated soils. • Speciﬁc data concerning the extent of the CPT survey: o number of tests; o location of tests (plan with X,Y-coordinates in general coordinate system and absolute elevation Z); o depth to be reached (or required thrust capacity op CPT-equipment); o CPT-type (electrical, piezocone, mechanical) and application class; o use of friction reducer (imposed or not); Information to be obtained by CPT-company prior to execution of the CPT: • the location of public utility pipes in the vicinity of the test location; • for assignments type G2 and G3 the CPT-company shall consult relevant sources of information (geotechnical, geological and hydrogeological data, history of the site). • a site reconnaissance giving an indication of practical problems to be expected during the survey (this is however optional, depending on the assignment given by the client). Execution phase CPT are to be executed and test results reported in accordance with ISO-standards EN ISO 22476-1 (electrical and piezocone CPT) and EN ISO 22476-12 (mechanical CPT). Further following information is to be reported: • cone type; • reference readings of the measured parameters, before and after test; • time registration during test; • calibration data of cones and sensors (to be provided if requested by client); CPT-results in digital form are to be added to the report. Standard procedure for CPT – part 2 The standard procedure for CPT – part 2 gives guidance for general qualitative and/or quantitative advice for geotechnical design on the basis of the CPT test results. CPT assignments type G2 and G3 can be combined with assignments type D1 (Geotech - nical advice regarding geotechnical design); this type of assignment is further differentiated Figure 2 - Screenshot DOV website with locations op CPT and borings (orange and green dots). geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 68 15/05/18 22:15 69 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 into 4 subcategories, with respect to whether qualitative or quantitative advice is given, and also with respect to the geotechnical category (in accordance with Eurocode7) of the consid - ered project). The report of a type D1 assignment for ge - otechnical design, shall anyway clearly be separated from the report of the corresponding assignment of geotechnical investigations type G2 or G3. Essential topics to be dealt with in assignments type G2 are: • desk study prior to the planning and ex - ecution of the CPT; the aim is to specify adequately the number and location of tests, taking advantage of available test data, knowledge of the geology of the project site, relevant historical data (e.g. presence of gullies due to major breach - ing of dikes, ﬁlled in ancient canals and ditches …); in Belgium geotechnical data (CPT results, boring logs, water level meas - urements …) can be downloaded from the respective sites Database of the subsoil of Flanders (DOV) for Flanders and Géoportal de la Wallonie for Wallonia; ﬁg 2 shows a screenshot from the DOV website. • reporting of test results as stated in the CPT-1 document • evaluation of CPT test results, compared and matched with existing test data in the vicinity and geology of the site. • A synthesis of the soil investigation program; • Proposal for extra CPT (type, number, loca - tion and depth) and/or other tests if deemed necessary; this is substantiated with analysis of the executed tests and available information (homogeneity/heterogeneity of the soil proﬁle, any anomalies, disruptive elements (e.g. ﬁlled in ditches and canals, gullies …) Essential topics to be dealt with in assignments type G3 are: • Desk study prior to the planning and execution of the CPT, according to requirements type G2 Figure 3 - Site plan with CPT locations of the actual soil investigation and available test locations. Figure 4 - Linear ground proﬁle with 2 homogeneous zones and representative CPT proﬁles, CPT1 and CPT2 geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 69 15/05/18 22:15 70 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 • reporting of test results according to requirements type G1 • synthesis of soil investigation and proposal for extra tests according to requirements type G2 • determination of baseline parameters for geotechnical design; Baseline parameters are lower bound values of geotechnical characteristics, embedded in a safe approach of the design. The choice of these parameters take into account possible limitations (type and number of tests) of the soil investigation, and possibly whether or not adequate monitoring was provided. These baseline parameters are therefore to be con - sidered as guide values. They can be main - tained or adjusted when a complete design study is carried out. Shear strength characteristics on the basis of CPT values, as given in the table of the Belgian National Annex of Eurocode 7, are an example of such baseline parameters (table 3). Representative qc-values for each considered layer are entered as input in the table, lead - ing to values for density and shearing resist - ance parameters, that may be considered as characteristic values. Values for deformation characteristics can also be derived from CPT-values, but one should be aware of the fact that these are only approximate, and do not take into account the stress dependency of deformation characteristics. Providing the ANB-table has a double finality: • on the one hand these conservative Tabel 3 - Table from Belgian National Annex to EC7 Soil type Secondary soil type compacity/consistency qc(MPa) Rf(%) γkabove GWL **(kN/m!) γkbeneath GWL**(kN/m!) ϕ’k(°) c’k(kPa) cu,k(kPa) Gravel* - medium densedense 10 – 20> 20 < 1 1819 2021 3540 00 -- Silty or clayey medium densedense 10 – 20> 20 1-2 1920 2122 3237 00 -- sand - loosemedium densedensevery dense 2-44-1010-15> 15 < 1 16171818 18192020 27303235 0000 ---- Silty or clayey loosemedium densedensevery dense 2-44-1010-15> 15 1-2 16171819 18192020 25273032 0000 ---- loam - softmedium stiffstiffvery stiff 0.4-11-22-4> 4 2-4 17181920 17181920 22222222 0248 102550100 sandy softmedium stiffstiffvery stiff 0.4-11-22-4> 4 1-3 17181920 17181920 25252525 0248 102550100 clay - softmedium stiffstiffvery stiff 0.4-11-22-4> 4 3-6 16171819 16171819 20202020 24815 2050100200 sandy softmedium stiffstiffvery stiff 0.4-11-22-4> 4 2-5 16171819 16171819 22222222 24815 2050100200 peat medium stiffstiffvery stiff 0.2-0.50.5-1> 1 > 6 101214 101214 151515 2510 102040 * For natural gravel deposit; for backﬁlled gravel γ’k = 35° should be adopted. For temporary constructions a limited cohesion can be adopted, provided substantial motivation and arrangements for control.** GWL = freatic groundwater level geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 70 15/05/18 22:15 71 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 assumptions are in accordance with the provisions of Eurocode 7, as a limited ge - otechnical investigation (with no labora - tory testing) corresponding to a higher level of uncertainty, should result in safer/ more conservative values for geotechnical characteristics • on the other hand the geotechnical expert can propose better geotechnical charac - teristics if substantially justified; if not the values proposed in the ANB table prevail. Assignments D1 for geotechnical advice a) Assignment type D1.1 General qualitative advice concerning founda - tion concepts, their feasibility, main concerns (e.g. presence of layers sensible to settle - ment), necessity of groundwater lowering, … without however going into detail and without calculations or quantitative substantiation. This qualitative advice is relative to the con - sidered construction project (e.g. number of floors of building, underground construction levels …), and specific features of the project. One of the objectives of the implementation of the CPT standard procedures was to do away with passe-partout design advice and calcu - lations, that were meant to cover a range of hypothetic foundation systems. b) Assignment type D1.2 This type of assignment results in an evaluation of the CPT results and in a qualitative advice (as described in D1.1), along with exploratory calculations in support of the qualitative advice. The evaluation of the CPT test programme takes into account the results of the CPT test programme and also the results of available test data, knowledge of the geology of the project site, and relevant historical data, as reported in the desk study. Fig 3 shows a site plan with locations of new and already available CPT. Based on these data the project site is divided in one or more geotechnically homogeneous zones, each zone represented by a corresponding representative CPT profile. To do so one or more linear ground profiles may be drawn up, resulting in the above mentioned geotechnical zoning. Fig 4 shows an example of linear ground profile, with representative CPT for corresponding homogeneous zones and proposed soil layering. For each soil layer appropriate geotechnical baseline parameters are attributed, as stated above. Subsequently calculations for bearing capacity (shallow or deep foundations) and settlement analysis are made for each repre - sentative soil profile. This evaluation can also result in a detailed proposal for additional tests (as well CPT or other in situ and laboratory tests). Conclusions By setting up a system of standard pro- cedures for geotechnical investigation the BGGG-GBMS wants to assure a good and uniform quality for these surveys in Belgium. The CPT-documents part 1 and 2 (together with the general provisions document) are an important first step towards this goal. CPT are after all, for nearly eighty years, the primary tests performed in any geotechnical investi - gation (if not inappropriate due to hard soil or rock conditions). A framework for quality assurance in geotech - nical investigations has been drawn up, with clearly assigning responsibilities to parties concerned. The standard procedures are to be referred to in the Belgian National Annex of Eurocode 7, and by doing so enforced for use in profession - al practice. The corner stone of this project is the registra - tion procedure for the persons responsible for the geotechnical surveys and their evaluation, as there are the geotechnician or the geotech - nical expert. A document with the criteria and the procedure for granting a registration as geotechnician or geotechnical expert by the BGGG-GBMS and BSIGRM is being drafted. Start of implementation is expected in 2019. The author wishes to thank the Board of BG - GG-GBMS and the members of the Taskforce for their contribution and support to accom - plish this task. References [1] Standaard procedures voor geotech - nisch onderzoek: algemene bepal - ingen. (also available in French) - http://www.bggg-gbms.be [2] Standaard procedures voor geotechnisch onderzoek: sonderingen – Deel 1: Planning, uitvoering en rapportering. (also available in French) - http://www.bggg-gbms.be [3 Standaard procedures voor geotechnisch onderzoek: sonderingen – Deel 2: Geotech - nisch advies bij het ontwerp. (also availa - ble in French) - http://www.bggg-gbms.be [4] French standard NF P 94-500 Missions d'ingénierie géotechnique [5] Databank Ondergrond Vlaanderen-DOV - https://www.dov.vlaanderen.be [6] Géoportal de la Wallonie - http://geoportail.wallonie.be/home.html geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 71 15/05/18 22:15 57 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 Introduction Cone penetration testing (CPT) is widely used to determine the geotechnical engineering properties of soils and delineate soil stratig - raphy. The resolution of CPT in delineating stratigraphic layers is related to the size of the cone tip and the friction sleeve and the sample recording rate relative to the penetration rate. Where two different soil layers meet, a transi - tion zone exists around the interface, since the measured resistance will be affected by both the under- and overlying layers. The dimen - sions of such a transition zone are a function of the stiffnesses of both layers but also of the cone tip size. For deposits containing intervals with multiple thin layers, the situation is even more complicated since the cone resistance may be affected by several surrounding layers. As a consequence the CPT interpretation within these intervals holds large uncertainty. For several applications a better understanding of CPT in thinly layered soils is desired. Examples are the estimation of the liquefaction potential of thin sand layers and the shear strength of thin soft layers. This study focuses on the cone resistance of sand layers in so called ‘ﬂaser beds’. These are sedimentary bedding patterns created when sediment is deposited by intermittent ﬂows, leading to alternating sand and clay layers. Such deposits typically exist in marine environments. Figure 1 shows an example of a sediment core containing such depositional features. The layers typically have a thickness of 5 mm to several centimeters. The effect of layer transitions on cone resist - ance has been investigated extensively by numerical as well as physical modelling (see De Lange et al (2018) for relevant papers). From the literature it appears that the size and the location of the transition zone depend on the ratio of the characteristic resistances in the stiff and soft soil layer. It also appears that to develop the full steady state cone resistance in a sand layer more penetration is needed than in a clay layer. Furthermore, it appears that the difference between the measured and the characteristic cone resistance in a “thin” sand layer, interbedded in soft layers, increases with increasing density index of the sand. Therefore, for multi-layer systems, it is expected that the cone resistance will be inﬂuenced by the layer thickness (relative to the cone diameter), the number of layers within the zone of inﬂuence and the characteristic cone resistances of the individual layers, which depend on, inter alia, the porosity and the stress level. Koppejan modelling Van der Linden et al. (2017) suggested to use the Dutch so called ‘Koppejan’-method for pile base capacity as an interpretation tool for CPTs in thinly layered soils. The study described in the present paper can be used to investigate the feasibility of such an approach by model experiments in well-controlled circumstances. The aim is to devise a correction method which will ascribe more realistic engineering properties to thin sand layers within thinly interlayered zones. The underlying reason to focus on sand layer properties is the interest in liquefaction properties of ﬂaser beds in the presence of earth quakes. The measured cone resistance needs to be converted to a ‘clean sand’ resistance, hereafter referred to as ‘characteristic resistance’, in order to assist interpretation of the CPT values with existing correlations. Cone Penetration Testing in layered soils D.A. de Lange Deltares, Delft, the Netherlands J. Terwindt Deltares, Delft, the Netherlands Figure 1 - Sediment core with ﬂaser bed sedimentation. Core diameter 65 mm T.I. van der Linden Royal HaskoningDHV, Amersfoort, the Netherlands geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 57 15/05/18 22:15 58 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 The Dutch Method, also called 4D-8D- or Koppejan-method, estimates the pile base capacity of a driven foundation pile by averaging the CPT values in a region between (max.) 4D below and 8D above the pile base, D being the pile diameter. The governing equation in this method reads: (1) with q b;max the pile base capacity and q c the CPT value, where subscripts I, II and III refer to the trajectories for which a governing cone resistance has to be determined by some sort of averaging (different for I and II) (ﬁgure 2). The coefﬁcients αp and βs are related to non-driven and non-cylindrical pile types and can be ignored for a CPT. For details the reader is referred to Van der Linden (2016), annex E. After simulation of a number of test results Van der Linden et al. (2017) propose different approaches for layer thicknesses greater and smaller than the cone diameter D. The fol - lowing relations are proposed to approximate the measured cone resistance in thinly inter- layered zones: for H > D: (2) for H < D: (3) where q b now represents the measured cone resistance, H the thickness of the layer the cone tip is located in, and D the penetrometer diameter. The characteristic cone resistance of the individual layers q c is used as input for the calculations. Physical model tests CPTs have been performed in artiﬁcially con - structed deposits containing multiple soil lay - ers. The test set-up consisted of a hydraulic plunger ﬁxed on a reaction frame that was able to push a miniature cone into a cylindrical steel cell containing the artiﬁcially built-up soil deposits. The test set-up itself is a further development of the set-up discussed by Van der Linden et al. (2017). It consists of a cylindrical steel cell, 0.90 m inner diameter and 0.96 m high. The cell wall is lined with a rubber membrane and the space in between can be ﬁlled with a ﬁlm of water (a geotextile was placed in between to ensure this). In this way the horizontal stress can be controlled. The horizontal stress applied is kept equal to 0.5 times the vertical stress. The vertical stress is applied by a ﬂexible water-ﬁlled cushion which is placed on top of the soil model. The employed cone penetrometers have a diameter of either 35.8 mm or 25.3 mm (cor - responding to a cone face area of 10 cm 2 and 5 cm 2, respectively), depending on the test, and were manufactured by Fugro Leidschendam (the Netherlands). The penetrometers were pushed in by a hydraulic jacking unit at a rate of 4 mm/s with a measurement frequency of 4 Hz, Multi-layer systems consisting of multiple sequences of thin soil layers are typically deposited in marine environments. The geotechnical properties of the sand layers can be important, especially where it concerns sensitivity to liquefaction. Performing CPTs is a common method to determine geotechnical properties, but the interpretation of CPT within multi-layered soil zones holds large uncertainty. The Dutch ‘Koppejan’-method for determination of pile base resistances could be used to model the cone resistance in thinly inter-layered soils. Model experiments in well-controlled circumstances have been performed to investigate the feasibility of this approach to come up with correction factors to the measured CPT values. Abstract Figure 2 - Schematization of the trajectories taken into account in the Dutch method Figure 3 - Schematized test set-up geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 58 15/05/18 22:15 59 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 resulting in a data point every 1 mm. It should be noted that this penetration rate differs from the standard rate applied in the ﬁeld (20 mm/s). Furthermore, the cone resistance has not been corrected for water pressure since no pore pressure measurement was performed. The effects of both these aspects are considered to be minimal. The in situ vertical soil stress was monitored using a total stress transducer, ﬁxed in the center of the model at 72 cm below surface level. Any change in volume of the soil model was monitored by measuring the volume change in the water supply of both the membrane and the cushion and any water dissipated through the bottom drain of the test setup. Figure 3 shows the schematized overview of the test set- up, ﬁgure 4 the practical implementation in the geo-experiments hall of Deltares. The model preparation followed the meth - odology of Van der Linden et al. (2017), i.e. pluviation of dry sand in a partially water-ﬁlled cylindrical container. The density of the sand was controlled by controlling the water height (for low density samples) and periodically gently tamping the sand surface during pluviation (for medium density samples). Clay layers were placed after trimming pre-fabricated clay bricks to the required dimensions. Densiﬁcation of the sand during the placement of the clay was minimized by temporarily lowering the phreatic level, so that capillary action temporarily could provide apparent cohesion to the sand. During the preparation the bulk density was monitored closely by measuring the sample height. Upon completion of the cone penetration tests the soil model was excavated and volume-mass density measurements were performed at various posi - tions and depths in the model. More details of the applied soils and the procedure can be found in De Lange et al. (2018). It should be noted that the tested multi-layered samples contained sand and clay layers of equal thickness. This is cer - tainly not always the case in the ﬁeld. Therefore, the results cannot simply be extrapolated to all thinly inter-layered soils. Te s t i n g p ro g r a m The test program was a continuation of the pro - gram of Van der Linden et al. (2017). Different layer conﬁgurations, bulk density indices (ID), stress levels and cone diameters are applied in order to investigate the inﬂuence of these pa - rameters. CPTs were performed on saturated layered soil deposits. The layered units of mul - tiple clay and sand layers, having equal thick - nesses, were sandwiched between two thicker Figure 4 - Test set up (a) before mounting, top cushion at right (b) after three CPTs have been performed Figure 5 - Test results of four 4 cm thick clay layers (position indicated in gray) Figure 6 - Test results of six 2 cm thick clay layers (position indicated in gray) Tabel 1 - Experimental variables penetrometer diameter D [mm] 25.3 35.8 density index I D [-] 0.30 0.60 Layer thickness H [mm] 20 40 80 Vertical stress σv [kPa] 25 50 100 geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 59 15/05/18 22:15 60 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 sand layers. For each ID a uniform sand model was prepared in addition to the layered models in order to serve as a reference. Table 1 provides details about the variations applied (not all pos - sible combinations are tested). Figures 5 - 7 show results in two artiﬁcial soil samples: sample 2 and 3. Sample 2 contained a layered zone of 4 clay layers and 3 sand lay - ers, each having a layer thickness of 4 cm, while sample 3 contained a layered zone of 6 clay layers and 5 sand layers, each having a layer thickness of 2 cm. An initial bulk density index of around 30% has been applied for both samples. Multiple 25 mm CPTs (2 or 3) were performed at the same soil model. First, the desired stress level has been applied and after reaching a suf - ﬁcient degree of consolidation a CPT has been performed. Subsequent tests were performed at different locations and stress levels, leaving the previous cone(s) in place. The CPTs were performed at 300 mm from the container wall and with a distance between the CPT locations of 260 mm. Figure 5 shows the measured cone resistance in sample 2 for two stress levels (vertical stress 25 kPa and 50 kPa, respectively). The individual layers can be clearly distinguished. Also the ef - fect of the applied stress level can be observed: higher cone resistances at higher stress levels. Figure 6 shows the measured cone resistance in sample 3 for the same stress levels. In this case, the individual thin layers can be hardly dis - tinguished. The initial peak in cone resistance at about 5 cm depth is an artifact of a cylindrical tube which was in place to protect the cushion. Figure 7 shows the cone resistance in sample 2 and 3 normalized for the applied stress level by equation (4) (based on Lunne et al., 1997) in which σv is the applied vertical stress level. (4) Numerical modelling Simulations are made by calculating the tip resistance at each mm by the method de - scribed above. In order to get a more realistic simul-ation the moving average over a height of 27 mm (the cone height) has been calculated. The average of the measured cone resistance in the upper and bottom sand layer is used as characteristic cone resistance for the sand layers. For the clay layers a value of 0.035 is used, based on the test results. Figure 8 shows the simul-ation of the tests performed at sam - ple 2. The normalized test results are also plotted in this graph. A good ﬁt is obtained with the proposed method. Figure 9 shows the simulation of the tests per - formed at sample 3 with the normalized test results. Although the simulation deviates from the measurements for the transition region between the layered zone and the upper and bottom sand layers, a good ﬁt is obtained for the layered zone. Since this zone is the subject Figure 8 - Simulation of CPTs in sample 2 Figure 7 - Normalized cone resistance of the four tests geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 60 15/05/18 22:15 of interest in this investigation, the proposed method can still be used. Conclusion Systematic experiments in well controlled circ- umstances are shown to contribute to the insight in geotechnical behavior of thinly inter-layered soil proﬁles. Further investigation is in progress to come up with a general correction methodology to CPTs for use in these soil proﬁles. Acknowledgments The authors would like to acknowledge the NAM (Nederlandse Aardolie Maatschappij B.V.) for ﬁnancing the research and F.M. Schenkeveld and R. Zwaan for their invaluable assistance and in - put with regards to development of the test setup and model preparation. J.K. van Deen (Deltares) assisted in writing this paper, which is an abridged and rewritten version of De Lange et al. (2018). References - De Lange, D.A., Terwindt, J. and Van der Linden, T. I . ( 2 0 1 8 ) , C P T i n t h i n l y i n t e r - l a y e re d s o i l s , i n : Proc CPT’18 - Lunne, T., Robertson, P.K. and Powell, J.J.M. (1997) Cone Penetration Testing in Geotechni - cal Practice, First edition, Blackie Academic & Professional, ISBN 0751403938. - Van der Linden, T.I. (2016) Inﬂuence of Mul - tiple Thin Soft Layers on the Cone Resistance in Intermediate Soils, MSc thesis Delft Univ. of Technology, via https://repository.tudelft.nl/ - Van der Linden, T.I., De Lange, D.A., & Korff, M. (2017) Cone Penetration Testing in Thinly Inter-Layered Soils, Geotechnical Engineer - ing, Advance online publication. doi: 10.1680/ jgeen.17.00061 Figure 9 - Simulation of CPTs in sample 3 SPECIALIST IN THE FIELD OF GROUNDWATER We advise and design with knowledge of subsoil and exploit the potential to use local soils. Fugro GeoServices B.V.Info@fugro.nlwww.fugro.com From drainage and water storage to creating Room for the River. Your geotechnical specialist for review, design, construction and asset management. Adv_180x127_02_English.indd 1 16-03-17 12:33 geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 61 15/05/18 22:15 62 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 Pinpointing tie-back anchors using magnetic CPT investigation Dr. Ir. R. Spruit Geotechnical engineer W. van Bommel Projectleader Geo-monitoring Rotterdam engineers have improved the art of the CPT based magnetic profiling technique. With the adaptations and improvements, it has become possible to reliably locate obsta - cles like steel anchor rods (tie-back anchors) In many current projects, the uncertain position of (steel) obstacles is a major cause of project delay (and cost increase) if the obstacles turn out to interfere with the planned foundation elements. Rotterdam engineers have upgraded the magnetic CPT instrument such that the mag - netic distortion signals are obtained in the proper orientation to earth’s magnetic field orientation. As insiders know, the response of these sen - sors is very sensitive to tilt and orientation in respect to the earth’s magnetic North. While in 2014 conducting a magnetic CPT site investigation to locate grout anchors for rede - velopment of a quay, Rotterdam Engineers were encountered with difficult North orientation of the CPT tool. The CPT tool had no clear orientation indicators on the outside and as a result, proper North alignment in the field was difficult to achieve with this experience the manufacturer of the tool was requested to provide a physical reference for the sensor orientation to the outside of CPT tool. Currently, the magnetic CPT tool is provi - ded with a visible orientation indicator that is aligned with the magnetic Y sensor in the cone. Because of the presence of a CPT truck (20 tons of steel) and unknown metal anomalies influencing the local magnetic field, A proper magnetic outline cannot be made. A magne - tic outline returning 0 nT at the X sensor will only be possible in a fully demagnetized area. In order to overcome this practical limitation, an optical tool is installed to the physical orientation indicator on the CPT tool. The op - tical tool can be used to rotate the CPT tool to a chosen orientation. In most cases, the geographic North is chosen as the reference orientation. As local deviation of earth’s magnetic field from the geographic North is known, proper corrections can be made. In early 2016 the upgraded technique was for first time used successfully at the Vogelen - zang site in Rhenen. Rotterdam Engineers responded to a request from MOS Grond- mechanica to assist in locating the steel anchors at this site. Due to extensive Figure 1 - Projectlocation. geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 62 15/05/18 22:15 63 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 Rotterdam engineers have improved the art of the CPT based magnetic proﬁling technique. With the adaptations and improvements, it has become possible to reliably locate obstacles like steel anchor rods (tie-back anchors). Rotterdam en - gineers have upgraded the magnetic CPT instrument such that the mag - netic distortion signals are obtained in the proper orientation to earth’s magnetic ﬁeld orientation. 3D modelling became more reliable and efﬁ - cient due to an invention for the orientation of the magnetic North. The only distortion that still remains in the acquired data is now limited to the variable tilt angle of the cone over the CPT proﬁle. An issues on which re - search is now being done to solve with a steerable CPT cone. Abstract excavation and reshaping of the terrain the soil became instable. A sheetpiled wall with tie-back anchors was installed to improve slope stability. In the next construction phase the foundation piles for the housing project needed installation. The exact position of the tie- back anchors was not documented. Due to the self-boring nature of the applied tie-back anchors, the uncertainty of the location was relatively high, making the areas for low risk pile installation very limited. For the majority of planned foundation piles, the chances of collision with the grout an - chors were considered too high. Magnetic CPT plan Due to the specific behaviour of magnetic fields in relation to steel objects, a CPT plan for magnetic surveying requires a different layout than a geotechnical survey. In case of Vogelenzang, only the planned pile positions need verification of (absence of) ob - stacles. To fulfil this, the CPTs are positioned at 50 cm off the planned pile position paral - lel to the sheetpiled wall and perpendicular towards the possible anchor projection. This method eliminates the need to obtain a sur - vey of the complete potential obstacle area and limits the number of CPT’s while retur - ning enough information for the 3D model - ling. 3D modelling The modelling of the site using the software of Potent has become more reliable and efﬁcient due to the accurate north orientation of the ac - quired data. The only distortion that still remains in the acquired data is now limited to the varia - ble tilt angle of the cone over the CPT proﬁle. Nevertheless, the modelling is time con - suming because the steel objects must be modelled and should be moved over 6 degrees of freedom to achieve the best ﬁt between measured and simulated magnetic ﬁeld response. As soon as there is more than one tie-back anchors showing there footprint in the image the modelling becomes challenging to fit to the signals. Since CPT survey positions are chosen next to pile, the model obtains the most valid infor - mation over the planned pile position. If the tie-back anchors have deviated from their planned trajectory, this will be clearly visible in the image of the acquired data for the plan - ned pile position. In another project the survey of the founda - tion of the St. Sebastiaan Bridge in Delft has been evaluated. The foundation level of the existing prefabri - cated concrete piles was uncertain making verification of the pile toe position necessary. Prefabricated concrete piles contain steel reinforcement which is normally enough to detect the pile toe. Even though the CPT cone was carefully aligned with the North, almost none of the conducted CPT’s detect the pile toe. At this location the survey possibilities were limited due to available space (only a small CPT rigs could access the site). At the same time underground pipes and cables were li - miting the start positions of the CPT’s as well. During CPT testing, the cone deviated from the intended vertical profile. As a result, the actual distance between the CPT trajectory and the piles was larger than intended, ma - king pile detection more difficult and less certain. This illustrates the need for CPT’s that allow for adjustment of the penetration Figure 2 - Constructed alignment tool for CPT cone, aligned at the magnetic North geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 63 15/05/18 22:15 64 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 angle to be able to compensate for unwanted deviation of the cone. Because in most com - plex situation the inverse function does so - metimes returns a valid result after manual locating the anchor by monkey testing. Presentation of the 3D model As soon as object are situated below the surf - ace it becomes difficult to explain the wher abouts to the client and contractor. In com - plex situations like the project Julianaplein in the Hague Central station a digital 3D modal can offer a solution. By using a hololens, the 3D model can be physically projected onto and in the saubsurf - ace of the project location. The Hololens pro - jects the hidden objects like a overlay at the building site. The hololens of Windows works wireless and gives the opportunity to view the situation from every potion in the building site. It is also possible to scale to a room size model. The 3D model itself is a DXF export of Potent. Steeringcone As noted, currently the reliability of the mag - netic CPT method is limited by the uncontrol - lable inclination of the CPT cone during its way through the soil. A magnetic CPT profile has ideally a straight vertical profile since the sensitivity is limited to a few meters in diame - ter. Due to the lack of a steering mechanism on a CPT cone, deviation from the vertical po - sition of the normal (non-magnetic) CPT pro - file is accepted as long as the deviation is not exceeding 14 degrees tilt angle. This means that a deviation of a few meters over a typical length of 25 m is tolerated for most geotech - nical surveys. In case of a magnetic survey, such deviation can lead to the unwanted blind spots in the surveyed area. To i m p ro v e t h e C P T s u r v e y t e c h n i q u e , R o t - terdam Engineers have developed a proto - type for a steering tool. The basic principle has been inspired by HDD (horizontal direc - tional drilling) techniques and has already been conceived in 2013. Only recently the mechanism and the manufacturing has been successfully developed into a working proto - type. In the near future, the prototype stee - ring tool will be tested on site. The Steering - cone will enable to keep the tilt angle within a few degrees and the horizontal profile de - viation within a few centimetres. Also during inclined CPT testing, keeping to the planned inclination angle will become possible. The Steeringcone also improves the CPT quality for geotechnical purposes and will probably reduce the risk of CPT rod and cone failure as this chance of failure is coupled to the devi - ation angle. Figure 3 - The analysis from magnetic distortion to the 3D model Figure 4 - The model in 3D Figure 5 - The Hololens presentation of the 3D model at the actual building site Julianaplein the Hague. core diameter projected anchors old pilesheetwall sandlayor at-10m exsampleexcavation vertical collision core diameter projected anchors old pilesheetwall sandlayor at-10m exsampleexcavation vertical collision geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 64 15/05/18 22:15 72 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 In 1968 Arie Pieter van den Berg founded A.P. van den Berg in Heerenveen which focused on the design and production of machines and equipment for Cone Penetration Testing (CPT). This by origin Dutch soil investigation method was still in its infancy and Arie van den Berg as - sumed the role of ambassador for this technolo - gy. In a relatively short time, he contributed to a worldwide acceptance of the method and the as - sociated CPT technology and managed to build a strong international reputation for his company. In 2018, the year that the company celebrates its 50th anniversary, this reputation still stands. The drive for innovation, the high product qua - lity and in-house engineering and production are main success factors behind their leading mar - ket position. The introduction of the very com - pact and fully automated SingleTwist™-system, attests the focus on innovation once again. ST-rods: the (un)folding CPT string The basis of the SingleTwist™-system con - sists of the (un)folding ST-rods. These rods can be in one of just two states, twisted or untwisted, and it takes very little to transform them from one state to another. Untwisted, the ST-rods behave a bit like a pearl necklace and can be easily folded onto a reel. Once twisted, the rods form a solid CPT string with a push/ pull/buckle performance equal to a string of standard CPT rods. Because the rods have a self-seeking bayonet thread they close ef - fortlessly and require just a final, short, single twist to become firmly interlocked, hence the name SingleTwist-rods. Having rods with this patented design, the transformation process during CPT pushing as well as pulling is like a natural flow and done almost entirely mecha - nically, making it very robust indeed. All it takes to put together an automated CPT system, i.e. one that performs a full CPT and a subsequent complete reel-in of the string on a single operator command, is a Folder, a Twister and a Sprocket (a wheel to connect the two). This very compact SingleTwist™ system can be combined with virtually any A.P. van den Berg pusher, including onshore COSON penetrometers and ROSON seabed systems. Needless to say that, since the ST-rods come fitted with an Icone cable, users enjoy the full bandwidth of A.P. van den Berg’s digital bus and become compatible with all Icone sizes and all available click-on modules: Seismic, Conductivity, Magneto & Vane. COSON-ST: fast & hands-free CPT machine for onshore soil investigations The COSON-ST builds on the unrivalled track record of the Icone technologies and large range of CPT rigs including the Track-Truck®, an A.P. van den Berg invention. Through the years each design is continuously impro - ved, i.a. resulting in developments that en - hance the operator’s working conditions. One example is the COSON double acting penetro - 50 years in the forefront of innovated CPT technology geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 72 15/05/18 22:15 73 GEOTECHNIEK SPECIAL CPT’18 - June 2018 meter for continuous pushing in combination with the automatic rod screwing device, that will fasten the rods automatically once the rod is placed in this device. This combination reduces handling requirements for the opera - tor. Hence, less physical strain. The remaining challenge has been to create a fast CPT sys - tem that does not require any manpower at all, has a compact design to fit a CPT cabin and is compatible with all Icone click-on modules. The COSON-ST is the answer. By integrating the patented SingleTwist™- system into a CPT cabin with the COSON pene - trometer, a fast CPT machine for hands-free operations is created. Several folder sizes are available holding up to 70 m of CPT string. The COSON-ST does not require any manpo - wer during the push/pull cycle of a CPT. The operator only has to provide the start/stop signals. The pushing process is continuous, generally resulting in shorter pushing times, increased penetration depths and no dissipa - tion effects associated with a single clamp’s discontinuous pushing process. The pulling process with the COSON-ST is also 20% faster than with a single clamp system, so the total CPT cycle time is reduced considerably. ROSON-ST: up to 50 m CPT with the compact & easy to handle seabed CPT system The ROSON-ST builds on the unrivalled track record of the existing ROSON and Icone tech - nologies. The digital Icone has been around for almost 15 years and the ROSON techno - logy has proven itself for robustness, reliabi - lity and CPT quality over the last 35 years. The remaining challenge has been to eliminate the need to support the CPT string, particularly with ever increasing CPT depths. This exter - nal string support makes a ROSON system heavier, more difficult to handle and time con - suming to set up. Compact solutions available today introduce shortcomings of their own, concerning achievable penetration depth, data reliability, cone sizes to choose from and in - creased wear and tear. The ROSON-ST, the integration of the patented SingleTwist™- system into the proven ROSON system, is the answer to these issues. Through the compact design, the ROSON-ST is easy to handle from most vessels. It can be deployed for projects from shallow to ultra- deep water. Both a 1,500 m version as well as a deep water version for water depths up to 4,000 m are available. The ROSON-ST does not require any exterior CPT string support, as - suring fast deployment and high productivity. The use of the patented ST-rods ensures the straight push that may be expected from a CPT system. It is suitable for 50 m penetration. The standard configuration with a 10 tons pushing force will be more than enough for the majo - rity of your projects, but a 20 tons version is also available. “Live” experience of the unique system During CPT’18 on 21 and 22 June in Delft (the Netherlands) A.P. van den Berg will be de - monstrating the COSON-ST, so everyone is cordially invited for a “live” experience of this unique system. Interested attendees of CPT’18 can simply visit A.P. van den Berg’s exhibition space (both inside and outside). Those who are not attending the conference, but are intere - sted in a demo, can make an appointment by contacting. Johan de Lange (j.delange@apvandenberg.nl) or Eddy Kuiper (e.kuiper@apvandenberg.nl). geotechniek _CPT18_Special_2018.indd 73 15/05/18 22:15

Jaargang 22, 2018 - nummer 1

34 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Intuïtief virtueel dijkontwerp met VR-Dijken Stakeholderparticipatie in optima forma ir. M.L. (Marinus) Aalberts Specialist waterkeringen, hoofd kantoor Rotterdam, Witteveen+Bos ir. J.J.M. (Jasper) Sluis Specialist geotechniek, Witteveen+Bos Inleiding Voor veel beroepen is marktkennis of een specialistische kennis vereist. Geotechnische ingenieurs, bijvoorbeeld, kunnen in één oogopslag de belangrijkste grondlagen typeren aan de hand van een sondeergraﬁek. Naarmate de ingenieur meer kennis en ervaring heeft, kan deze steeds beter doorgronden waar de bodem uit bestaat en welke eigenschappen de grond heeft. Dat is dan dus deels kennis en deels ervaring. Door het internet is kennis explosief toegenomen. Niet alleen is er meer kennis beschikbaar; het verspreidt zich ook veel beter. Iedereen kan elk moment aan informatie komen. Het is inmiddels niet zozeer de kunst om iets te weten, maar om op de juiste manier te zoeken en de bron op betrouwbaarheid in te schatten. Wikipedia is waarschijnlijk de bekendste bron van betrouw- bare informatie. We zouden deze trend willen typeren als ‘de democratisering van kennis’. Door deze toename zien we dat producten of beroepen die bestonden uit alleen een kennis- component verdwijnen of veranderen. Het telefoonboek, de TV- en Gouden gids of het stratenboek zijn in 15 jaar helemaal verdwenen. Het reisbureau, om aan de andere kant van de wereld een hotel te boeken, is minder nodig. De makelaar met lokale marktkennis van verkoop - prijzen is verworden tot een juridische dienstver - lener en vervangend onderhandelaar. Men zou kunnen stellen dat onze samenleving met deze democratisering van kennis verbeterd is. Echter, inmiddels zal menig arts gek worden van alle juiste en onjuiste informatie waar men mee de wachtkamer inloopt. Artsen klagen nog wel over tests die men op aandringen van de patiënt toch maar uitvoert om zaken uit te sluiten of om de patiënt gerust te stellen. De tijd om, op kostenverantwoorde wijze, lichamelijke klachten te determineren wordt de arts niet gegund. De klant, de patiënt, is inmiddels gewend om direct bediend te worden én is mondiger geworden. Dat brengt een andere trend in beeld: rangen en standen zijn vervaagd. De notabelen zijn verdwenen, het ontzag en respect voor bijvoorbeeld een minister is soms tergend laag. Hoewel niet overdreven moet worden, valt op dat ook steeds vaker specialisten niet meer op hun woord geloofd worden. De uitkomst van bijvoorbeeld een rekenkundig model wordt weggezet als ‘ook maar een mening’. De burger wil weten welke uitgangspunten in het model zijn gestopt, als de uitkomst men niet aan staat. Met welke insteek komt de specialist tot deze conclusie? Het concept VR-Dijken Deze maatschappelijke trends, de kennistoena - me bij een niet-specialist en de mondige burger, gaat onze branche niet voorbij. In de medische branche heeft het artsen ertoe gebracht om zeer uitgebreide informatie te verschaffen over aandoeningen en medicijnen op het portaal ge - neeskunde op Wikipedia of apotheek.nl. Hier - mee voorkomt men in ieder geval dat de mondi - ge burger met verkeerde informatie conclusies trekt. Civiel ingenieurs ervaren hetzelfde als artsen. Ook onze branche zal er aan moeten wennen dat niet-specialisten steeds meer kennis tot zich nemen. Laten wij er dan in ieder geval voor zorgen dat het de juiste kennis is. Daar komt in ons vakgebied nog bij dat wij met modellen werken, waar men wantrouwend tegenover staat als men niet kan zien welke input precies gebruikt is. Een manier om hier mee om te gaan, is om de rekenmodellen gebruiksvriendelijk aan de niet-specialist ter beschikking te stellen. Men kan dan immers zelf input en output beheersen. Dit zal voor ons ingenieurs als een grote (en slechte) stap worden ervaren. Immers: alleen specialisten kunnen modellen op de juiste wijze interpreteren. Hoewel dat klopt, is het nu echter wel aan óns om ervoor te zorgen dat ook niet-specialisten modellen kunnen gebruiken. In deze context is het idee van VR-Dijken ont - staan: stakeholders de ontwerpvrijheid geven en direct laten inzien wat het effect van ontwerpkeu - zes op een dijk zijn, en dat ook nog visueel gede - tailleerd uitgewerkt en zichtbaar in de werkelijke omgeving. Het gaat daarbij uitdrukkelijk niet al - leen om omwonenden, maar ook om alle profes - sionals zonder ontwerptechnische kennis, zoals landschapsarchitecten, ecologen en vergun - ningverleners die betrokken zijn bij het ontwerp. Figuur 1 - VR-Dijken Lezing Geotechniekdag 2017 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 34 05/02/18 14:05 35 GEOTECHNIEK - Maart 2018 De tool VR-Dijken geeft inzicht in overwegingen en vergroot de betrokkenheid van stakeholders bij het dijkontwerp. Werkwijze VR-Dijken Open source virtuele 3D-wereld VR-Dijken is opgezet in Unity met een open source 3D-omgeving. Hierdoor is de tool direct op elke locatie in Nederland inzetbaar met de basisomgeving zoals op de foto’s bij dit artikel beschikbaar is. Dit is een grote sprong voorwaarts in 3D-ontwerpen, immers normaliter dient eerst de omgeving in het model gezet te worden (denk aan Google Earth die SketchUp gebruikt om 3D-gebouwen te genereren). Eenvoudige bediening voor niet-ontwerpers Er is veel ontwikkeltijd gestoken in de eenvoudige bediening en het verplaatsen door het 3D-model zonder misselijk te worden. Hierdoor is expliciet aandacht geschonken aan het onder een breed publiek inzetten van de tool VR-Dijken. Met VR- Dijken heeft een niet-civiel ingenieur de vrijheid om alternatieve dijkontwerpen af te wegen, zonder tussenkomst van een civiel ingenieur. De virtuele omgeving heeft een intuïtief gebruik, welke wordt gecreëerd door de Oculus Rift (3D-bril) en de Oculus Touch (virtuele handen). Deze bieden de gebruiker de mogelijkheid om direct aanpassingen te doen aan de dijk. Zo kan met de virtuele handen de kruinhoogte of bermbreedte aangepast worden. Het effect van de aanpassingen is direct zichtbaar in de virtuele omgeving en kan vergeleken worden met de huidige situatie. Een omwonende kan letterlijk in zijn eigen achtertuin gaan staan om het effect van het ontwerp op zijn zichtlijnen te bekijken. Ook is het mogelijk om het ontwerp van een afstand te bekeken, zodat in één oogopslag het totaalplaatje in beeld gebracht kan worden. De impact van een ontwerpkeuze is direct zichtbaar en knelpunten kunnen sneller geïdentiﬁceerd worden. Modulaire techniek onder de motorkap VR-Dijken laat altijd een dijk zien die voldoet aan de normering. In de tool worden normeringen automatisch doorberekend: als bijvoorbeeld een dijk lager wordt gemaakt, worden automatisch alle directe faalmechanismen opnieuw berekend en wordt de breedte en/of taludhelling aangepast, zodat de dijk voldoet aan de normering. De techniek achter de tool VR-Dijken is modulair. Om in hoge mate te automatiseren zijn diverse modules voor de tool ontwikkeld: - Automatisch downloaden van de 3D-omge - ving vanuit de open source AHN3-puntenwolk in Unity; - LOS: Lokale Ondergrond Schematisatie, waarmee de ondergrond automatisch uit son - deringen wordt bepaald; Samenvatting Het is voor effectieve stakeholderparticipatie van belang dat bewoners actief betrokken worden in het ontwerp van dijken in hun leefomgeving en daarbij inzicht krijgen in wat wel kan en wat niet kan bij het ont - werpen van een dijk. Het is voor bewoners of stakeholders niet altijd duidelijk hoe ontwerpkeuzes voor bijvoorbeeld een lagere kruinhoogte invloed hebben op het buitentalud of de breedte van de dijk. Om de ef - fecten van ontwerpkeuzes direct in hun omgeving zichtbaar te maken ontwikkelde Witteveen+Bos de 3D-tool VR-Dijken. Met VR-Dijken is het mogelijk om intuïtief een dijk te ontwerpen op alle directe faalmechanismen volgens de Nieuwe Normering. De tool legt vast welke alternatieven of varianten voor stakeholders de voor - keur hebben, daar wordt automatisch een uitgangspuntenrapport van opgesteld. VR-Dijken is bedoeld om inzicht te geven in het ruimtebeslag op het niveau van een voorontwerp. De techniek is, waar dit kan, gebaseerd op realtime berekeningen (bijvoorbeeld piping) en vooraf klaargezette input waaruit geïnterpoleerd wordt (bijvoorbeeld hydraulische rand - voorwaarden en macrostabiliteit). Figuur 2 - Screenshot virtuele 3D-wereld. Figuur 3 - Screenshot bediening in virtuele 3D-wereld. geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 35 05/02/18 14:05 36 GEOTECHNIEK - Maart 2018 - Parametrische dijk: een module die automa - tisch duizenden stabiliteitsberekeningen uit - voert; - Piping rekenhart; - Grasbekleding erosie buitentalud rekenhart; - Hydra-NL aansturingsprogramma; - en de tool VR-Dijken zelf, die alle modules aanstuurt en communiceert met het 3D-mo - del. Een deel van de berekeningen gebeurt realtime, zoals piping. Een ander deel wordt van tevoren klaargezet. Zo is voor de schematisatie van de ondergrond nog de tussenkomst van de geotechnische adviseur nodig en is de rekentijd van stabiliteitsberekeningen nog te groot om realtime in de tool te laten draaien. Wel is deze invoer in grote mate geautomatiseerd zodat VR-Dijken snel ingezet kan worden binnen projecten. LOS: Lokale Ondergrond Schematisatie Een van de modules die voor VR-Dijken wordt gebruikt is LOS: Lokale Ondergrond Schematisa - tie. In een GIS-omgeving wordt alle beschikbare ondergronddata ingeladen. Er ontstaat direct een bruikbaar en overzichtelijk beeld van de beschik - bare gegevens. Met een klik op een willekeurige locatie op de kaart, of op een gedeﬁnieerd traject, kan de bodemopbouw op dat punt of het uitgezet - te traject worden uitgelezen. Sonderingen wor - den automatisch geïnterpreteerd en met corre - laties worden relevante parameters als volumiek gewicht en schuifsterkte bepaald. LOS gaat hiermee verder dan WBI-SOS (Stochas - tische Ondergrond Schematisatie, onderdeel van het WBI2017). In plaats van grondopbouw- scenario’s, globale laagscheidingen en kans van voorkomen op scenario’s, wordt direct een grondopbouw bepaald en worden parameters toegekend aan de verschillende grondlagen. De ingenieur controleert de automatisch gegene - reerde schematisatie, omdat hier de kennis en ervaring van de ingenieur nog nodig is om een betrouwbaar ontwerp te krijgen. Parametrische dijk Een andere module welke voor VR-Dijken is ontwikkeld is de ‘parametrische dijk’. Een lijst met variabelen (kruinhoogte, bermbreedte binnen/buiten, taludhellingen, sloot, etc.) wordt gedeﬁnieerd door de ingenieur, waarbij een minimale en maximale waarde en de stapgrootte wordt ingevuld. Dit levert een grote matrix met variaties op de dijk op. Voor iedere variatie wordt een D-Geo Stability berekening gegenereerd, inclusief schematisatie van de waterspanningen en de ondergrondschematisatie vanuit LOS. De vele (duizenden) berekeningen worden vervolgens als batch uitgerekend. Een normale desktopcomputer kan in één nacht gemakkelijk deze berekeningen uitvoeren en de volgende ochtend heeft de ingenieur een gevulde matrix met variaties en bijbehorende stabiliteitsfactoren tot zijn beschikking. VR-Dijken zoekt in deze matrix naar een optimaal dijkproﬁel dat voldoet aan de norm. Ook dit is een nieuwe stap in dijkontwerp. Als vroeger de dijkstabiliteit onvoldoende was, bedacht de ingenieur welke aanpassing nodig was om wel te voldoen, bijvoorbeeld door een talud te verﬂauwen of een berm te verbreden. Nu worden met de parametrische dijk alle mogelijke geometrieën uitgerekend en komen daar automatisch alle dijkversterkingen uit die voldoen aan de normeringen. De parametrische dijk kan ook opgezet worden als eindige-elementenberekening, echter is hier de rekenkracht nog de beperkende factor als het gaat om het klaarzetten van een voldoende aantal berekeningen voor VR-Dijken. Met toenemende processorkracht zal het echter een kwestie van tijd zijn voordat de parametrische dijk ook met de eindige-elementenmethode berekend kan worden. Constructieve dijkversterkingen met bijvoorbeeld damwanden of nagels kunnen dan ook parametrisch in VR-Dijken bepaald worden. To e k o m s t Omdat de techniek modulair is, is de tool uit te bouwen naar een steeds hoger detailniveau. Te v e n s k a n d e t o o l v e r b re e d w o rd e n n a a r l a n d e l i j k dekkend en met meer omgevingsdata. Dijkontwerp-app Voor de betrouwbaarheid van de uitkomsten is het nu nog nodig dat de data per locatie door een ingenieur wordt klaargezet. Te denken valt aan de geotechnische ondergrond (geautomatiseerd middels LOS), schematisatie, sterkteparameters en hydraulische randvoorwaarden. Deze data is op zichzelf openbaar en voor heel Nederland beschikbaar, maar nog te onbetrouwbaar om zonder tussenkomst van een ingenieur te gebrui - ken voor de afweging van varianten. Op termijn is het echter wel denkbaar dat een algemene dijkontwerp-app landelijk bruikbaar en dekkend is (RingToets-database is hier een goede basis voor). De hoogte- en stabiliteitsberekeningen die door een ingenieur worden klaargezet zijn dan automatisch gegenereerd en voldoende betrouw - baar. Omgevingsdata De tool VR-Dijken is in zijn huidige vorm veelbe - lovend, met name omdat het participatie moge - lijk maakt en omdat het direct inzicht geeft in de gevolgen van ontwerpkeuzes voor de omgeving. Dankzij de integratie van een omgevingsmodel, opgebouwd uit (openbare) GIS-informatie, zijn re - levante omgevingsaspecten zichtbaar. Hierbij valt te denken aan eigendomsgrenzen, bescherm - de Natura2000-gebieden en gebieden die vallen onder de Ecologische Hoofdstructuur. Als groei - model heeft het Digitale Stelsel Omgevingswet de potentie om hiervoor als live-bron te dienen. Daarnaast wordt projectspeciﬁeke data toege - voegd als kabels en leidingen, kan er een explo - sievenrisicokaart in worden opgenomen en kan worden aangemerkt welke gebouwen van cul - tuurhistorische waarde zijn, zodat direct duidelijk is of ontwerpkeuzes ook op deze zaken invloed hebben. Het toevoegen van meer informatie aan de tool VR-Dijken kan stakeholders helpen bij het afwegen van verschillende ontwerpvarianten en hun gevolgen voor de omgeving. Samenvattend We kunnen er niet omheen dat de positie van de ingenieur binnen de maatschappij veranderd door de toename in kennis en het vervagen van het natuurlijk ontzag voor specialisten. We zullen de omgeving daarom nog meer moeten betrek - ken en inzicht moeten geven in het ontwerp en de ontwerpkeuzes. Ons inziens gaat dat zo ver dat we de stakeholders nu ook echt aan de knoppen zetten. Een stap die wellicht voor veel ingenieurs te ver gaat, omdat een niet-specialist de complexiteit van een model niet overziet. Immers garbage in is garbage out. Het is echter nu juist aan ons om een tool aan te reiken die wel door de niet-specialist bedient kan worden. VR-Dijken is zo’n tool om de omgeving mee te nemen in het ontwerp van een dijk. Bewo - ners en stakeholders kunnen zelf de dijk ontwer - pen op VO-niveau die voldoet aan de normering: stakeholderparticipatie in optima forma! Figuur 4 - VR-Dijken. geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 36 05/02/18 14:05 GEOKUNST - Maart 2018 50 Inleiding Het gebruik van een passieve wandconstructie voor een landhoofd, een betonnen voorzetpaneel in combinatie met gewapende grond, wordt steeds vaker toegepast. Hierbij draagt de gewapende grond de belasting van de constructie en dient het betonpaneel ter aankleding en bescherming. Tussen de prefab voorzetwand en de gewapende grond constructie, die is gebouwd met de terugslag methode, is een holle ruimte, ofwel een zogenaamde “spouw” noodzakelijk. Deze spouw heeft een dubbele functie. Ten eerste kunnen de maatvoeringstolleranties en de vervormingen tijdens de bouw worden gecorrigeerd. Ten tweede kunnen vervormingen in de tijd door kruip van de geogrids ongehinderd optreden. Deze vervormingen geven dan geen belasting op de wand. De spouw wordt aan de bovenzijde afgedicht, anders zakt het zand tussen de gewapende grond en het betonpaneel, zie ﬁguur 1a, 1b en 1c De bovenafdichting wordt gerealiseerd door de spouw af te dekken met een geotextiel, bijvoorbeeld Stabilenka 100, gecombineerd met een non woven in langsrichting. Door GeoTec Solutions is in samenwerking met Huesker B.V. en Voets Gewapende Grond een berekeningsmethode voor het dimensioneren van deze bovenafdichting opgesteld, waarbij gebruik is gemaakt van het model van Van Eekelen [2015]. Deze methode is gevalideerd door een vergelijking te maken met numerieke analyses. Ook is er zeer primitief geëxperimenteerd hoe een bovenafdichting zich in de praktijk gedraagt. Dit laatste onderzoek is verhelderend geweest in de werking en de effecten die optreden, maar nog onvoldoende voor publicatie. Bovenafdichting passieve wand constructie ing. Piet van Duijnen GeoTec Solutions ing. Constant Brok Huesker B.V. Sjoerd Bouwman GeoTec Solutions Figuur 1a - Bovenafdichting bij 2 verschillende type prefab voorzetwanden Figuur 1b & 1c - Ontlastconstructie met kleine spouw (links) en grote spouw (rechts) geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 50 05/02/18 14:05 Samenvatting 51 GEOKUNST - Maart 2018 Dit artikel bevat de analyse van de krachten in het geotextiel waarmee de spouw wordt afgedekt. De analytische methode bestaat uit 4 stappen, waarbij de eerste 3 stappen in dit artikel zijn uitgewerkt. Stap 4, de dimensionering van de bevestiging van het geotextiel aan de wand valt buiten de scope. In stap 1 wordt de belasting op het geotextiel berekend, waarbij rekening wordt gehouden met boogwerking. De boogwerking is gebaseerd op het concentric arches (CA) model van Van Eekelen [2015]. Het CA model is afgeleid voor paalmatrassen, waarbij een combinatie van concentrische bolvormige bogen en 2D bogen een groot deel van de belastingen transponeert naar de paaldeksels (vergrote paalkoppen). Van Eekelen [2015] geeft het CA model in een 3D en een 2D versie: 3D voor paalmatrassen met palen en 2D voor 2D-paalmatrassen, dus met balken op de palen of diepwanden in plaats van palen. De in dit artikel beschouwde bovenafdichtingen wijken op een aantal punten af van de basis van het CA model, denk bijvoorbeeld aan: - Van het CA model is de 2D formulering geadopteerd, echter in dit geval heeft de ‘paaldeksel’ aan de ene zijde een oneindige breedte en bestaat de ‘paaldeksel’ aan de andere zijde uit een verticale wand. - Het CA model gaat uit van horizontaal dragende tegels welke in verhouding tot de ondergrond tussen de deksels als oneindig stijf en niet vervormbaar worden beschouwd. Daarentegen is bij een bovenafdichting het dragende element aan één zijde de verticale wand, en aan de andere zijde de enigszins vervormbare “kop” van een gewapende grond wand. Vraag is hoe in dit geval de waarde moet worden bepaald van de equivalenten voor de hart-op-hart afstand sx van de paalmatras en de breedte van de paalmatras-paaldeksel, die in dit geval bestaan uit een wand en een erg breed gewapend grondmassief. - Bij een paalmatras wordt uitgegaan van symmetrie. De beschouwde boog wordt omringd door bogen, zodat in het hart van de deksel de horizontale randvoorwaarden duidelijk zijn. Bij een bovenafdichting is dat totaal anders. Analytische berekening De analytische analyse bestaat uit 4 stappen: 1 Bepaling van de belasting op het geotextiel 2 Bepaling van de trekkracht in het geotextiel 3 Controle van de slip / uittrekkracht 4 Dimensionering bevestiging aan het beton De dimensionering van de bevestiging aan de betonnen (voorzet)wanden (stap 4) valt buiten de scope van dit artikel. Figuur 2 geeft de doorsnede van de bovenafdichting. Het geotextiel wordt op de prefab wand gemonteerd met een klemstrip welke qua principe gelijk is aan een aansluiting van een folieconstructie op een wand. Vanuit oogpunt van installatie wordt de bevestiging circa 0,2 m boven de gewapende grond gemonteerd. Belasting Wanneer het geotextiel boven de spouw meer verticale vervorming ondergaat dan de betonwand en de versterkte grond, dan zal er een drukboog ontstaan waardoor de verticale belasting op het geogrid reduceert. We nemen in dit artikel aan dat deze reductie van de verticale spanning op het geotextiel vergelijkbaar is met hoe dat gebeurt in het 2D Concentric Arches (CA) model, dat is gemaakt voor paalmatrassen [van Eekelen, 2015, bladzijden 122-123 en CUR 226, 2016]. Deze aanname wordt verderop geveriﬁeerd met numerieke berekeningen. We nemen de formules van het 2D CA model hier over: (1) (2) (3) (4) (5) Een viaduct kan hoog worden gefundeerd op een landhoofd van gewapende grond. Dan moet wel de gewapende grond de ruimte hebben om enkele centimeters horizontaal te vervormen. Hiervoor kan een spouw worden toegepast tussen het voorzetpaneel en de gewapende grond. Deze spouw moet aan de bovenzijde worden afgedicht, wat kan gebeuren met een geotextiel. Om de trekkracht in het afdichtings-geotextiel te berekenen, wordt het Concentric Arches (CA) model toegepast, dat Van Eekelen [2015] ontwikkelde voor paalmatrassen. De resultaten worden vergeleken met Plaxis berekeningen. Hieruit blijkt dat voor spouwbreedten groter dan 1,0 m het CA model representatieve resultaten geeft. Figuur 2 - Geometrie bovenafdichting geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 51 05/02/18 14:05 GEOKUNST - Maart 2018 52 (6) De gemiddelde verticale belasting op het geogrid in kN/m2 wordt berekend met: (7) Uit de Plaxis analyses blijkt dat bij spouwbreedten < 0,7 m de 2D boog op een andere locatie wordt ontwikkeld dan in eerste instantie wordt verwacht, zie Figuur 5. Het geotextiel krijgt zelfs meer belasting dan in de situatie zonder boogwerking: g · H + q. De boog lijkt zich juist op het geotextiel af te zetten. Paragraaf 3.3 en ﬁguur 4 en 5 gaan hier verder op in. Voor spouwbreedten tussen 0 tot 0,7 m wordt hierom lineair geïnterpoleerd van 0% tot 100% boogwerking. De verticale spanning op het geotextiel, zonder boogwerking is: (8) De verticale belasting op het geotextiel wordt dan: (9) Kracht in geotextiel Voor de berekening van de kracht in het geotextiel wordt gebruik gemaakt van de basis vergelijking voor gebogen kabels onder een uniforme belasting [Bouma]. Conform Van Eekelen [2015] is de inverse-driehoekige belastingsverdeling logischer, maar gekozen is voor de conservatieve benadering: (10) De z-coördinaat van het geotextiel kan berekend worden met: (11) De laatste term verdisconteert het hoogteverschil van het geogrid, voor het geval dat de bevestiging van het geogrid op het paneel een hoogte D boven de afwerkhoogte van de gewapende grond wordt gemonteerd. Na enig herschrijven volgt: (12) De richtingscoëfﬁciënt is de eerste afgeleide: (13) De geometrische lengte van het geotextiel bij doorhanging f kan eenvoudig berekend worden met: (14) Indien de kabel initieel een doorbuiging heeft, kan de initiële lengte van de kabel met vergelijking (5) worden berekend door in de vergelijkingen (12) tot en met (14) voor f de initiële doorbuiging finit in te vullen. Wordt op het initieel doorgebogen geotextiel een belasting ( q) aangebracht, dan zal door rek het geotextiel extra doorbuigen. De lengte verandering die in het geogrid optreedt wordt berekend met de wet van Hooke. Voor een segment van de kabel volgt dan: (15) De optredende trekkracht in het geotextiel voor coördinaat ( x) wordt berekend met: (16) De initiële lengte wordt berekend met de initiële doorbuiging finit, ter onderscheid is daarom aan de eerste afgeleide van de zakking het subscript “init” toegevoegd. (17) Voor het gehele geotextiel is de lengte na belasten: (18) Deze lengte noemen we de constitutieve lengte van de kabel, zijnde de initiële lengte + lengte verandering ten gevolge van de trekkracht. De waarde van de onbekende Th kan worden opgelost door de constitutieve lengte Figuur 3 - Geometrie bovenafdichting Figuur 4 - Vergelijking berekende trekkracht EEM versus analytische analyse geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 52 05/02/18 14:05 (vergelijking 16) gelijk te stellen aan de geometrische lengte (vergelijking 5), waarbij in beide vergelijkingen voor f de zakking wordt ingevuld na het belasten. De doorbuiging f na belasten kan berekend worden met vergelijking 1. Door iteratie wordt een oplossing verkregen. De verticale ontbonden kracht van het geogrid wordt berekend volgens: (19) Controle slip Aan 1 zijde wordt het geotextiel verankerd in de grond. De berekening van de slip gebeurt volgens [CUR 198], vergelijking 3.61. (20) De voorwaarde is dat de wrijvingscapaciteit Ra groter is dan de horizontale kracht Th. Deze vergelijking geeft een overschatting van de benodigde ankerlengte. Circa de helft van het gewicht boven de spouw wordt immers getransponeerd, zodat de verticale spanningen op en daarmee de schuifspanning capaciteit van de verankering groter is dan vergelijking (20) doet vermoeden. Validatie van het model Het analytische model is gevalideerd door voor diverse geometrieën een numerieke analyse uit te voeren. Hiervoor is gebruik gemaakt van het computer programma Plaxis. Omdat de bovenafdichting veelal wordt toegepast boven een verticale wand van gewapende grond, zijn 2 lagen gewapende grond gemodelleerd, waarop de bovenafdichting wordt gemaakt. Van de voorzetwand is alleen het deel tussen maaiveld tot het niveau waarop het geogrid wordt vastgemaakt aan de strip gemodelleerd. In de berekeningen waarbij het geogrid initieel doorhangt, is de vorm van de geogrid (parabolisch) gelijk aan het analytische model aangehouden (zie ﬁguur 3). Validatie Figuur 4 geeft de vergelijking weer voor 35 analyses. Op de X-as is de berekende maximale trekkracht met het Plaxis model weergegeven en op de Y-as de maximale kracht berekend met het analytische model. In het ideale geval ligt de marker exact op de gestippelde diagonaal. We zien dat: - De overeenkomst tussen de analytische en de numerieke analyse is gemiddeld erg goed, de richtingscoëfﬁciënt van de trendlijn is 1,08 á 1,15. 53 GEOKUNST - Maart 2018 Tabel 1 - Rekenvoorbeeld: Deze tabel geeft een rekenvoorbeeld, dat is uitgewerkt voor karakteristieke waarden. Stap 1: Belasting Passieve gronddruk coëfﬁciënt tan 2(45+35/2) Kp = 3,69 (a) Fictieve breedte drukboog beq =0,5 m (a) sx 0,6 + 0,2 + 0,5 sx =1,3 m (a) Belastingdeel tussen drukboog H > 0,5 (1,3 – 0,5) FGRstr2;p = 0 = 0 kN (6) Rekenparameter Q2D 3,69 x 19 / (3,69-2) Q2D = 39,30 kN/m 3 (5) Hoogte drukboog H > 0,5 x sx dus H2D = 1,3 / 2 H2D = 0,65 m (4) Lengte belast geotextiel drukboog H > 0,5 (1,3 – 0,5) L2D = 1,3 – 0,5 L2D = 0,8 m (3) Rekenparameter P 2D 211,623 (1 – 1,0346) P2D = -7,325 (2) Totale verticale belasting op geotextiel -0,135+ 6,288 + 0 FGRstr;p = 0 = 6,153 kN (1) Gemiddelde verticale spanning op geotextiel met boogwerking 2,667 x 6,153 / 0,8 + 1,8 Qboog = 22,31 kN/m 2 (7) Verticale spanning op geotextiel zonder boogwerking (1+0,1) x 18 + 30 σv= 49,8 kN/m 2 (8) Verticale spanning op geotextiel 49,8 – (49,8-22,31) 0,6/0,7 Qaverage = 26,24 kN/m 2 (9) Stap 2: Trekkracht in geotextiel Initiële lengte geogrid Numerieke integratie (13) en (14) voor d x = 0,01 m, x1 = 0,005 m tot x 60 = 0,595 m Linit = 0,669 m (13)(14) Horizontale kracht T h Kies T h Bereken f (10)Bereken geometrische lengte door numerieke integratie van (13) en (14).Bereken constitutieve lengte door numerieke integratie van (18) zie Figuur 6 Th = 8,80 kN/mf = 0,134 m Lgeo = 0,697 m Lcon = 0,698 m (10)(13)(14)(18) Bereken maximale axiale kracht (x = 0 en x = B) f = 0,134 mz’(0) = -0+1,23 = 1,23z’(0,6) = -1,79 +1,23 = -0,56 Tx(0) = 13,93 kN/m Tx(0,6) = 10,1 kN/m (13)(16) Bereken verticale oplegreacties Tv(0) = 10,80 kN/m Tv(0,6) = 4,94 kN/m (19) Controle verticaal evenwicht: Fv = 26,24 x 0,6 = 15,744 kN/m Tv = 10,80 + 4,94 = 15,74 kN/m Fv = T v Controle treksterkte Tx;max = 13,93 kN/m R = 50 kN/m R > T x;max dus vol - doet Stap 3: Controle uittrekkracht Voor de uittrekkracht wordt gere - kend met het minimale verticale gewicht op het geogrid Ra = 1 x 18 x 0,6 x tan(35) x 3 Ra = 22,67 kN/m Ra > T h dus voldoet (20) Gegeven: • spouwbreedte B = 0,6 m • montage hoogte D = 0,2 m • hoogte aanvulling H = 1,0 m • volumegewicht aanvulmateriaal g = 18 kN/m 3 • hoek van inwendige wrijving ϕ’ = 35 graden • verankeringslengte L a = 3,0 m • wrijvingsfactor geotextiel - zand a’ = 0,6 • bovenbelasting q = 30 kN/m 2 • geotextiel PET 100 => EA = 700 kN/m • initiële doorbuiging f init = 0,1 m • geotextiel PET 100, lange duur sterkte is Tr = 50 kN/m geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 53 05/02/18 14:05 GEOKUNST - Maart 2018 54 - De correlatie tussen de EEM resultaten en de analytische resultaten is zeer sterk (R2 = 0,88). Spouwbreedten < 0,7 m. Zoals al eerder opgemerkt, lijkt de boogwerking bij kleine spouwbreedten tot 0,7 m anders te werken. Figuur 5 geeft de hoofdspanningen weer voor diverse spouwbreedten oplopend van 0,2 - 0,5 - 0,7 - 1,0 - 1,5 en 2,0 m, allemaal met een 2,0 m hoge aanvulling boven de spouw. Voor een aanvulling van 1,0 m dikte boven de spouw wordt hetzelfde beeld verkregen. Bij een spouwbreedte van 0,2 m en 0,5 m zien we boogwerking, alleen zet de boog zich af op het geotextiel boven de spouw. In plaats van ontlasting geeft de boogwerking dus een extra belasting op het geotextiel. Bij de spouwbreedte van 0,7 m en groter is duidelijk een boogwerking waarneembaar, waarbij het geotextiel wordt ontlast. Parameterstudie Figuur 7 laat de invloed zien op de berekende trekkracht van de variatie van een drietal parameters: de spouwbreedte, de hoogte van de aanvulling en de bovenbelasting. Om de Figuur 5 - Hoofdspanningen voor 0,5 - 0,7 - 1,0 - 1,5 en 2,0 m spouwbreedte geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 54 05/02/18 14:05 55 GEOKUNST - Maart 2018 berekeningen realistisch te houden, is vanaf een spouwbreedte van 1,5 m een geotextiel toegepast met een hogere sterkte en stijfheid. Conclusie Het Concentric Arches (CA) model dat Van Eekelen [2015] voor paalmatrassen maakte is toegepast om de trekkrachten te berekenen in een geotextiel dat als afdichting aan de bovenzijde van een spouw wordt toegepast. Voor spouwbreedten groter dan 1,0 m is aangetoond dat het analytische model representatieve resultaten geeft. Literatuur - A.L. Bouma, Mechanica van constructies, Elasto-statica van slanke structuren, A.L. Bouma, ISBN 90 6562 114 8 cip , (1989) - van Eekelen, 2015, Van Eekelen, S.J.M., 2015. Basal Reinforced Piled Embankments. Proefschrift TU Delft, ISBN 978-94-6203-825-7. - Eekelen et al., 2015, 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. Volume 43, Issue 1, 56 - 81. - CUR 198, Ontwerprichtlijn Kerende constructies van Gewapende grond, Tweede herziene editie CUR-publicatie 198, ISBN 978- 90-5367-650-9, (2017) - CUR 226, Ontwerprichtlijn Paalmatrassystemen, tweede herziene editie van CUR-publicatie 226, ISBN 978 90 5367 627 1 (2016) Tabel 2 - Gebruikte afkortingen Afkorting Omschrijving Eenheid a’ Interactie factor tussen geogrid en aanvulmateriaal, voor Stabilenka 0,6 - B Breedte van de spouw m Beq Fictieve breedte van de drukboog, aangenomen op 0,5 m m D Hoogteverschil tussen bevestiging geogrid aan de wand en bovenzijde gewapende grondmassief m EA Axiale stijfheid van het geotextiel kN/m F Doorbuiging van het geotextiel M FGRstr;p=0 Verticale kracht op het geotextiel voor een bovenbelasting q=0 kN/m 2 kN/m FGRstr;p ≠0 Verticale kracht op het geotextiel inclusief bovenbelasting q kN/m FGRstr2;p=0 Totale verticale belasting op de strip kN/m ƒinit Initiële doorbuiging van het geotextiel (onbelaste doorbuiging bij mon - tage) m Hg2d Hoogte van de drukbogen m Kp Passieve gronddruk coëfﬁciënt - L2D Lengte van de 2D drukbogen werkend op het geotextiel. m Lcon Constitutieve lengte van de kabel m Lgeo Geometrische lengte van de kabel m P2D Rekenparameter voor de 2D concentrische bogen kN/m 3-Kp Q Uniforme bovenbelasting op maaiveld kN/m 2 Q2D Rekenparameter voor de 2D concentrische bogen kN/m 3 Qaverage Verticale spanning op het geotextiel kN/m 2 Qboog Verticale spanning op geogrid bij volledige boogwerking kN/m 2 sx Fictieve overspanning is gelijk aan B + 0,2 + Beq. De 0,2 m extra over - spanning is bepaald op basis van de Plaxis analyses. m T Axiale trekkracht in het geotextiel kN/m Th Horizontale component van de trekkracht in het geotextiel kN/m Tr Axiale lange duur sterkte van het geotextiel, bijvoorbeeld te bepalen volgens CUR 226 (2016), hoofdstuk 2.9.1 kN/m kN/m x x-coördinaat m z z-coördinaat m g Volume gewicht van het aanvulmateriaal kN/m 3 ϕ' Effectieve hoek van inwendige wrijving van het aanvulmateriaal deg σv Verticale spanning op geogrid bij zonder boogwerking kN/m 2 Figuur 6 - Iteratieve oplossing optredende horizontale kracht T h. Figuur 7 - rekkracht voor diverse overspanningen. Bij een spouwbreedte van 1,5 m wordt een geotextiel toegepast met een hogere sterkte en stijfheid. geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 55 05/02/18 14:05 22 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Inleiding Op 13 november 2017 is de eerste ”schup” de grond in gegaan voor de bouw van de Nieu - we Sluis in Terneuzen. Dit is een uniek project waarbij een van de grootste sluizen ter wereld wordt gebouwd binnen het bestaande sluizen - complex, vlakbij de stad Terneuzen en als on - derdeel van de primaire waterkering. Op ﬁguur 1 is de locatie van de Nieuwe sluis binnen het bestaande sluizencomplex aangeduid. Van de bouwactiviteiten mogen de omgeving en de weg- en vaarweggebruikers slechts minimale hinder ondervinden. De aanwezigheid van Boomse klei en glauconiethoudend zand in de bodem maken ontwerp en bouw van deze grote sluis tot een veeleisende onderneming [1] en [2]. De realisatie van het project is op basis van een Design & Construct contract gegund aan bouw - combinatie Sassevaart, een combinatie van de Vlaamse en Nederlandse partijen BAM, DEME en Van LAERE. De combinatie heeft tot medio 2022 de tijd om de bouwwerkzaamheden uit te voeren. Het project wordt uitgevoerd in opdracht van de Vlaams-Nederlandse Scheldecommissie, een samenwerkingsverband van Vlaamse en Ne - derlandse overheden. In het projectteam van de opdrachtgever werken Vlamingen en Nederlan - ders nauw samen en worden ervaringen benut die zijn opgedaan bij eerdere sluisprojecten zo - Figuur 2 - Sluizencomplex Terneuzen in 2022, met de Nieuwe Sluis in het midden Figuur 3 - Geologisch proﬁel Van een Oude Geul naar een Nieuwe Sluis Ir. AJ Grashuis (Arjan) Specialist / senior adviseur geotechniek Rijkswaterstaat, Grote Projecten en Onderhoud Ir. Sarah Verfaille Geotechnisch ingenieur Vlaamse Overheid, MOW, Geotechniek Figuur 1 - Huidige situatie met de locatie van de Nieuwe Sluis Terneuzen geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 22 05/02/18 14:05 23 GEOTECHNIEK - Maart 2018 als bij de Kieldrechtsluis in Antwerpen [3] en bij de sluizen uit het Sluizenprogramma van Rijks - waterstaat. Het grootste deel van de kosten van de sluis, ongeveer 80%, wordt gedragen door de Vlaamse overheid. Waarom een nieuwe sluis? De Nieuwe Sluis is nodig, om meer en grotere schepen toegang te bieden tot de havens van Terneuzen en Gent. Daarbij moet de wachttijd voor de scheepvaart worden verkort. Het hui - dige sluizencomplex bestaat uit drie sluizen: de Westsluis, de Middensluis en de Oostsluis. De Oost- en Westsluis blijven tijdens de bouw normaal functioneren voor de scheepvaart. De Middensluis blijft beperkt beschikbaar voor de scheepvaart tot medio 2021, wordt in de eind - fase van de bouwwerkzaamheden gesloopt en vervangen door een grotere nieuwe sluis. De Nieuwe sluis wordt 55 meter breed, 427 meter lang en 16,4 meter diep. Een beeld van hoe het sluizencomplex er zal uitzien na voltooiing van de werkzaamheden, is weergegeven in ﬁguur 2. Grondonderzoek De geotechnische lagenopbouw bestaat voor het grootste deel van het projectgebied uit een bovenliggend pakket van holocene lagen (HL) op een zandig pakket, behorend tot de Forma - tie van Boxtel (BX) en Koewacht (KW). Hieron - der bevinden zich de tertiaire lagen, bestaande uit een laag Boomse klei behorend tot de Rupel Formatie (RU), bovenop een complex van zand en klei behorend tot de Formatie van Tongeren (TO). Precies op de locatie waar de Nieuwe sluis van Terneuzen gebouwd wordt, is de laag Boom - se klei uitgeschuurd door een oude geul die zich gevuld heeft met glauconiethoudend zand, behorend tot de Formatie van Breda (BR). Een geologisch proﬁel ontleend aan het DINO-lo - ket wordt weergegeven in ﬁguur 3. In ﬁguur 5 en ﬁguur 6 is een typesondering weergegeven met aanduiding van de tertiaire lagen behorend tot de Formatie van Rupel, Breda en Tongeren, respectievelijk op een locatie buiten de geul (Sondering DKMP 8) en ter plaatse van de geul gevuld met glauconiethoudend zand (Sondering DKMP 11C). Op ﬁguur 4 is de ligging van deze sonderingen aangeduid. In 2014 en 2015 werd een eerste verkennend grondonderzoek uitgevoerd door de ﬁrma Fugro GeoServices BV en de afdeling Geotechniek van de Vlaamse Overheid. Hierbij werden in totaal 59 sonderingen op land, 35 sonderingen op water, 15 boringen op land en 1 boring op water uitgevoerd. In het projectgebied werden 30 peilbuizen geïn - stalleerd, waarin ook in-situ doorlatendheids- testen werden uitgevoerd. Op de grondmonsters uit de boringen werd een uitgebreid laboratorium- onderzoek gedaan, waarbij vooral de nadruk ge - legd werd op het onderzoeken van de geotech - nische karakteristieken van de Boomse klei en het glauconiethoudende zand. Het laboratorium- onderzoek bestond uit onderkenningsproeven (bepaling van volumegewicht, gehalte aan orga - nische stof en kalk, korrelverdeling, Atterbergse grenzen), bepaling van de korrelvorm, methyleen - blauwproeven, bepaling van het glauconietgehal - te, doorlatendheidsproeven, triaxiaalproeven (CD, UU en CIU extentie), samendrukkingsproe - ven, CRS-proeven, DSS-proeven, labovinproe - ven en zwelproeven. Figuur 5 - Typesondering DKMP8 buiten erosiegeul Figuur 4 - Ligging typesonderingen De bouw van de Nieuwe Sluis in Terneuzen is een uitdagend project dat wordt uitgevoerd bin - nen een nauw samenwerkingsverband tussen Nederland en Vlaanderen. In dit artikel wordt een overzicht gegeven van het grondonderzoek dat in de voorbereidingsfase werd uitgevoerd. Tevens worden de belangrijkste geotechnische aspecten en risico’s toegelicht, verbonden aan de speciﬁeke ondergrond in het projectgebied, met name door de aanwezigheid van Boomse klei en glauconiethoudend zand. Samenvatting geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 23 05/02/18 14:05 24 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Na gunning worden door de opdrachtnemer bij - komend nog een groot aantal sonderingen en boringen (zowel op land als op water) en labo - ratoriumonderzoek uitgevoerd. Zo kunnen spe - ciﬁek ter plaatse van toekomstige constructies en afgestemd op de bouwwijze de lagenopbouw en grondkarakteristieken verﬁjnd worden. Ook worden een aantal in situ pompproeven uitge - voerd om de grondwaterstromingen en doorla - tendheden beter in beeld te brengen. Contractvorm De bouw van de Nieuwe sluis is op de markt gebracht met een Design & Construct (D&C) contract met twee jaren onderhoud door de op - drachtnemer. D&C contracten zijn sinds het be - gin van deze eeuw in Nederland ingevoerd bij de aanbesteding van infrastructurele werken. Een groot verschil met de vroegere RAW contracten (‘een bestek voorschrijven’) is, dat het onderdeel ‘ontwerpen’ grotendeels wordt gedaan door de opdrachtnemer. Dit betekent zeer zeker niet dat de opdrachtgever niet meer hoeft na te denken over het ontwerp. Integendeel, de opdrachtgever moet zich goed bewust zijn van de ontwerp- en oplossingsvrijheid die hij aan de opdrachtnemer wil geven. Hierbij geldt grofweg het credo: geef de opdrachtnemer meer vrijheid in die onder - delen waar hij goed in is (bijvoorbeeld bepaal - de materiaalkeuzes, de wijze van bouwen en de bouwlogistiek), en laat de opdrachtgever goed en helder in eisen formuleren waar het ontwerp en de oplossing aan moet voldoen. Voor dit op - drachtgeversdeel wordt vaak gewerkt vanuit een risicobeschouwing. Voordat het contract op de markt komt, gaan hier jaren aan voorbereiding aan vooraf. Het contract betreft niet alleen de bouw van het object zelf, maar bevat ook diverse verplichtingen in het kader van vergunningen, afspraken met de omgeving, minimale hinder voor het wegverkeer en de scheepvaart, etc. Een vaak toegepast gunningsonderdeel betreft het zogenaamde EMVI-criterium. De Econo - misch Meest Voordelige Inschrijving houdt kort - weg in dat niet op de laagste prijs wordt gegund maar op een optimale prijs-kwaliteit verhouding. Hiertoe zijn in het contract een aantal onderwer - pen omschreven waar een inschrijver ‘punten’ mee kan verdienen om toch als beste aanbieder uit de bus te komen, ook al is deze aanbieding niet de laagste in prijs. Deze EMVI-werkwijze is ook gevolgd voor dit contract. Eén van de EMVI criteria betreft de bodemopbouw: “Het project - doelstellingsrisico dat de Opdrachtnemer on - voldoende zicht heeft op de gesteldheid van de bodem(opbouw) en dat de ontwerp- en uitvoe - ringsmethoden die de Opdrachtnemer voorstelt onvoldoende zijn afgestemd op de geotechni - sche en geohydrologische eigenschappen van de ondergrond.” De verschillende aanbiedingen zijn op dit punt beoordeeld en gescoord. Geotechnische risico’s Aan de speciﬁeke ondergrond in het projectge - bied zijn een aantal risico’s verbonden. Bemaling In het verleden werden problemen ondervonden met bemaling van het grondwater. Onder ande - re bij de bouw van de Westsluis en bij de bouw en renovatie van de Middensluis werd gewerkt in een open bouwput waarbij de invloed van de toegepaste bemaling tot in het centrum van Terneuzen merkbaar was. Voor de bouw van de Nieuwe Sluis wordt hieraan dus extra aandacht besteed door de opdrachtnemer. Zijn bouwwij - ze mag de grondwaterstand in de omgeving niet merkbaar wijzigen. Zwel Boomse klei Een ander belangrijk geotechnisch aandachts - punt is de zweleigenschap van de Boomse klei. Wanneer deze klei ontlast wordt, bijvoorbeeld door een uitgraving boven de kleilaag, daalt de verticale korrelspanning, waardoor de klei wil gaan uitzetten. Hierbij wordt er water aan - gezogen. Door de lage doorlatendheid van de Boomse klei, gaat dit proces heel traag en kan dit zwellen dus voor lange tijd doorgaan. Wan - neer het uitzetten van de klei verhinderd wordt, kan zich een aanzienlijke zweldruk opbouwen. Hiermee dient rekening gehouden te worden bij het dimensioneren van de verschillende constructiedelen van de sluis. Dit fenomeen is heel duidelijk waar te nemen bij de Boomse klei die zich in de ondergrond in de omgeving van Antwerpen bevindt [3] en [4]. Uit het eer - ste verkennend grondonderzoek op de Boomse klei in Terneuzen blijkt wel dat deze laag nauw verwant is met de Boomse klei in Antwerpen, maar dat er toch ook verschillen waar te ne - men zijn. Zo is de laag Boomse klei veel minder dik in Terneuzen dan in Antwerpen, is er een verschil in korrelverdeling tussen beide lagen en geven de zwelproeven op de Boomse klei in Terneuzen lagere waarden voor de te verwach - ten zweldruk. Figuur 6 - Typesondering DKMP11C t.p.v. erosiegeul geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 24 05/02/18 14:05 25 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Inheibaarheid Een derde belangrijk aandachtspunt is de intril- en inheibaarheid van constructie-onderdelen in de Boomse klei en het glauconiethoudende zand [5] en [6]. De Boomse klei is een zeer stijve overgeconsolideerde klei met hoog wrijvingsge - tal, waardoor het inbrengen van constructie-on - derdelen moeizaam kan zijn. Het zand van de Formatie van Breda bevat een hoog gehalte aan glauconiet, een kleimineraal dat door mecha - nische bewerkingen kan verbrijzelen. Hierdoor verandert het gedrag van de grond van zandig tot zeer kleiig, waardoor het inbrengen van con - structie-elementen in deze grondsoort ook heel moeizaam kan verlopen. Om een beter inzicht te krijgen in de inhei- en intrilbaarheid van con - structie-elementen in de Boomse klei en het glauconiethoudende zand, werd door de ﬁrma’s Jan De Nul en Besix in de zomer van 2016 op twee locaties van het sluizencomplex een tril- en heiproef uitgevoerd. Er werd onderzocht hoe diep een combiwand ingebracht kon worden in het glauconiethoudend zand en de Boomse klei, en welke invloed dit had op de omgeving. In de ﬁguren 5 en 6 zijn de typesonderingen van deze locaties weergegeven. In de grond werden 8 buispalen (1620/25mm en 1219/18mm) en 11 damwanden (AZ26 en AZ38) ingebracht met lengtes van 30 à 42 meter. Dit gebeurde eerst met een trilblok PVE2350VM of ICE56RF. Nadien werden de buispalen nageheid met een hydraulische heihamer IHC-S280. Eén damwand werd nageheid met een hydraulische heihamer IHC-S70. Extra technieken zoals voor - boren, een verbrede voet en ﬂuïdatie werden toegepast. Tijdens het inbrengen van de stalen elementen gebeurde een uitgebreide monito - ring aan de proefsites zelf: - Opvolgen in een logboek van de hei-energie, kalendering, penetratiesnelheid. - PDA-metingen met rek- en versnellingsopne - mers. - Slotverklikkers. - Waterspanningsmeters naast de elementen. - Inclinometers in de buispalen. - Voor en na de heiwerken uitvoering van sonde - ringen. In de omgeving werden de volgende zaken op - gevolgd: - Geluidsmetingen. - Trillingsmetingen op het maaiveld en ter plaatse van nabijgelegen constructies. - Versnelling in de ondergrond met vibroconus - sen i.v.m. zettingsvloeiing. - Grondwaterpeilen in peilbuizen. - Horizontale vervorming van de Westsluis in de diepte met een inclinometer. - Evolutie van de scheurbreedte met scheurop - nemers in een schacht van de Westsluis. - Vervormingen van de 3 sluizen met topograﬁ - sche xyz-metingen. Als conclusie bleek dat de buispalen tot op diepte kwamen met trillen en naheien. De tus - sendamwanden raakten niet tot op de gewens - te diepte. Het uittrillen van de buispalen lukte niet. Bij de damwanden lukte het uittrillen wel, voor op één na alle damwanden. De impact op de omgeving was beperkt. De conclusies van dit onderzoek werden meegegeven tijdens de aan - bestedingsfase, zodat de opdrachtnemer hier - mee rekening kan houden bij de keuze van zijn uitvoeringsmethodes. Zettingsvloeiing Uit de resultaten van het uitgevoerde grondon - derzoek blijkt dat op een aantal locaties binnen het projectgebied losgepakte zandlagen voor - komen. Deze lagen zijn gevoelig voor verweking ten gevolge van bagger-, tril- en heiwerkzaam - heden. In deze zones bestaat dan ook een risico op het optreden van zettingsvloeiingen, wat tot instabiliteit van bijvoorbeeld dijklichamen kan leiden [7]. Verweking en zettingsvloeiingen zijn mechanismen in de grond welke niet zo makke - lijk zijn beet te pakken en te kwantiﬁceren. Een gedegen risico beschouwing met beheersmaat - regelen is hiervoor de strategie. Verweking kan vrij plotseling optreden door een zekere ‘trigger’ in de omgeving waardoor waterspanningen op - lopen in een losgepakte zandlaag. Dit risico kan worden beperkt door goed na te denken over de werkvolgorde (bijvoorbeeld eerst palen aan - brengen en daarna baggeren), het in te zetten materieel (trillen of heien), eventueel een wa - terstandsverlaging toepassen, het opmeten en opvolgen van de grondwaterspanningen of het voorkomen van steile taluds. Tenslotte is vol - doende materiaal en materieel stand-by hebben staan een toe te passen maatregel in het geval er onverhoopt toch een instabiliteit ontstaat. Integraal Monitoringsplan Voor het beheersen van de hiervoor genoemde risico’s dient de opdrachtnemer vóór de start van de uitvoering van de bouwkuipen een Integraal Monitoringsplan op te stellen om de invloed op het sluizencomplex en de omgeving als gevolg van de werkzaamheden te monitoren. In dit plan dient duidelijk te zijn wat er precies gemonitord wordt en waarom en welke monitoringstechnie - ken toegepast worden. Het plan dient ook inzicht te geven in hoe de meetresultaten worden ver - werkt en gecommuniceerd en welke maatre - gelen genomen worden bij overschrijding van vooraf vastgestelde drempelwaarden. Conclusies Het projectgebied waarbinnen de Nieuwe Suis in Terneuzen wordt gebouwd, wordt gekenmerkt door een heterogene lagenopbouw met een aantal lagen met speciﬁeke kenmerken, zoals Boomse klei en glauconiethoudend zand. Ter onderkenning van deze lagen werd in het voor - traject van het project een uitgebreid grond- onderzoek uitgevoerd. Door de opdrachtnemer zullen nog diverse extra sonderingen en borin - gen worden gedaan, in combinatie met extra laboratoriumonderzoek en in situ pompproeven. De geotechnische risico’s verbonden aan de speciﬁeke ondergrond zijn o.a. de geohydrolo - gie van het gebied, de zwel van de Boomse klei, de intril- en inheibaarheid van constructie-ele - menten en het risico op zettingsvloeiing. In het voortraject van het project werd een tril- en hei - proef uitgevoerd. De genoemde risico’s dienen beheerst te worden. Referenties [1] Shear Strength Characteristics of the Boom Clay – Prof. Dr. E. De Beer – 1967 [2] Glauconiethoudende zanden – G. Van Al - boom, J. Maertens, H. Dupont, K. Haelter - man – Geotechniek – April 2012 [3] Deurganckdoksluis: bouw van de grootste sluis ter wereld – L. Vincke, L. De Vos, E. Beyts – Geotechniek Special – December 2013 [4] Deurganckdok Lock: extensive monitoring to evaluate and understand the swelling pro - cess of the Boom clay – L. Vincke, L. De Vos, M. Reyns, B. Van Zegbroeck – paper on XVI ECSMGE 2015, XVI European Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Enginee - ring, Edinburgh 13-17 September 2015 [5] Proefcampagne voor de Oosterweelverbin - ding in Antwerpen – J. Couck, G. Van Lyse - betten, K. Van Royen, B. Janssens, R. de Nijs – Geotechniek december 2015 [6] Full scale ﬁeld test (sheet)pile driveability in Antwerp (Belgium) – R. de Nijs, F. Kaalberg, G. Osselaer, J. Couck, K. Van Royen – paper on XVI ECSMGE 2015, XVI European Confe - rence on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Edinburgh 13-17 September 2015 [7] Cursus Zettingsvloeiing – PAO Techniek en Management – 14 en 15 maart 2017 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 25 05/02/18 14:05 28 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Integraal geotechnisch ontwerp voor het nieuwe Internationale Vliegveld van Mexico Stad Martin de Kant Design Manager, Royal HaskoningDHV Ruud Steenbakkers Geotechnical Study Leader, Royal HaskoningDHV Daniele Festa sr. Geotechnical engineer, Royal HaskoningDHV Inleiding Vanwege de enorme groei van de stad Mexi - co Stad in de afgelopen 50 jaar is substantiële uitbreiding van de bestaande luchtverkeersca - paciteit benodigd. Er is een nieuwe locatie aan de oostzijde van het bestaande vliegveld en de metropool gekozen voor de ontwikkeling van een compleet nieuw vliegveld Nuevo Aeropuerto Internacional de la Ciudad de México (NAICM). NAICM zal in fases ontwikkeld worden, maar zal met uiteindelijk 6 start- en landingsbanen beho - ren tot de grootste vliegvelden ter wereld. Naast de omvang is de locatie in het voormalige Tex - coco-meer met extreme bodem condities één van de grootste uitdagingen. NACO-Royal Has - koningDHV is in combinatie met locale partners verantwoordelijk voor het ontwerp van de Airsi - de Civil Works. Dit artikel gaat in op het fundatie ontwerp van de banen en opstelplaatsen voor de vliegtuigen (platforms), en in het bijzonder op de toepassing van Digital Model-based Engineering (DMbE) en de Observational Method. Het project De eerste fase ontwikkeling van het vliegveld be - staat uit een gebied van 5.000 ha met 3 start- en landingsbanen. De opdracht ‘airside civil works’ betreft het ontwerp van banen, platforms, we - gen en tunnels, drainage, gebouwen en syste - men. Alleen de passagiersterminal valt buiten de scope van NACO-Royal HaskoningDHV. Er is sprake van een traditionele aanbesteding aan de aannemers waarbij het ontwerp tot in detail door de opdrachtgever wordt uitgewerkt. De tijdsdruk op het project is groot. Het ontwerp startte in ja - nuari 2015. Binnen één jaar moesten de eerste contracten voor de uitvoering van 2 banen zijn aanbesteed. Eind 2018 moet de eerst baan wor - den opgeleverd, gekoppeld aan de ambtstermijn van de huidige president. Het vliegveld dient vol - ledig operationeel te zijn in 2020. Figuur 1 - Artist impression vliegveld Figuur 2 - Verloop van diverse parameters over diepte en over verschillende grondlagen Lezing Geotechniekdag 2017 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 28 05/02/18 14:05 29 GEOTECHNIEK - Maart 2018 In Mexico City wordt op de rand van de stad een volledig nieuw vliegveld gerealiseerd. Dit vliegveld vervangt het bestaande vliegveld Benito Juárez International Airport, welke momenteel het drukste vliegveld is van Latijns Amerika. De geotechnische condities en met name de uitdagende typische karakteristieken van de zeer slappe kleien van Mexico City en doorgaande bodemdaling door grondwater onttrekking zijn essentiële elementen bij de ontwikkeling van het project. Tevens wordt het project gekenmerkt door strenge vlakheidseisen van de verhardingen en beperkte toleranties met de aansluiting op het terminal gebouw. In dit artikel worden de kenmer - ken van de ondergrond, het geautomatiseerde ontwerp en toepassing van monitoring en de observational method beschreven. Samenvatting Kenmerken van de projectlocatie Geologie en grondparameters De geologie van de site vindt zijn oorsprong in de vulkanische activiteit in de regio. Lava stro - men van de omliggende vulkanen blokkeer - den de natuurlijke drainage van het gebied en veranderde de Vallei van Mexico in een ge - sloten bassin, en er ontstond een meer (Laco Texcoco) op 2.200 m hoogte. In de loop van de tijd werd het bassin gevuld met geërodeerde materialen vanaf de vulkaan hellingen. Fijn vulkanisch as en andere pyroclastische mate - rialen werden afgezet op het water en trans - formeerden na bezinking tot zeer samendruk - bare bentonitische klei met opmerkelijk hoge watergehalten. Deze kleien zijn karakteristiek voor Mexico Stad [1,2, 3]. Te n b a t e v a n d e o n t w i k k e l i n g v a n h e t v l i e g - veld is een grootschalige grondonderzoeks - campagne opgezet waarbij de nadruk lag op de stratigrafie, en op de sterkte en com - pressie eigenschappen en de initiële span - ningssituatie van de kleilagen. NACO-Royal HaskoningDHV heeft aanbevelingen gedaan voor verbeteringen van de campagne op basis van de eerste beschikbare resultaten en was verantwoordelijk voor de interpretatie van de grondonderzoeksresultaten. De stratigraﬁe kan als volgt worden omschreven: • Costra Superﬁcial (DC): uitgedroogde klei, matig tot stijf; dikte tussen 0,1 en 2,0 m. • Formación Arcillosa Superior (FAS): zeer samendrukbare klei, hoge sensitiviteit, zeer slap tot slap, met ingesloten dunne zand len - zen; dikte tussen 16 en 36 m. • Capa Dura (CD): harde laag bestaand uit vast kleiig/siltig zand, op een diepte van circa 20 tot 33 m beneden maaiveld; dikte variërend tussen minder dan 1 m en 6 m. • Formación Arcillosa Inferior (FAI): vulkani - sche klei vergelijkbaar met die van de FAS maar minder samendrukbaar; dikte tussen 6 en 16 m. • Depósitos Profundos (DP): Afzettingen van grind en zand met tussenliggende kleilagen. De term “DP” wordt gebruikt als overkoepe - lende term voor alle lagen onder de FAI. Tabel 1 en Figuur 2 geven een overzicht van de belangrijkste ontwerpparameters van de top - lagen. Opvallend zijn vooral de zeer hoge sa - mendrukbaarheid en de hoge void ratio van de ‘Mexico City Clay’ (in FAS 2x hogere samendruk - kingsindex dan het veen volgens NEN tabel). Naast het grondonderzoek zijn door de univer - siteit (II-UNAM) een aantal grootschalige proef - terpen uitgevoerd voor verschillende grondver - beterings- en fundatietechnieken zoals ophogen met verticale drains, met zandpalen, en met ver - schillende vacuümconsolidatie technieken. De ‘back-analyses’ van een aantal van deze trials hebben de parameterset van het GIR bevestigd. Grondwater en spanningshistorie Het projectgebied is een relatief vlak wetland waarbij het terrein in de natte maanden gedeel - telijk is geïnundeerd. Er zijn geen langdurige tijdreeksen van gemeten grondwaterstanden beschikbaar. Op basis van beperkte informatie is de gemiddelde laagste grondwaterstand (GLG) voor het grootste deel van het gebied vastge - steld op circa 1,5 m onder maaiveld. In Figuur 3 is een stijghoogteproﬁel opgenomen. De water - Figuur 3 - Verloop van de waterspanningen over de diepte Tabel 1 - Relevante grondlagen en geotechnische ontwerp parameters. Grondlaag gsat [kN/m 3] wn[%] Cc[-] e0[-] OCR[-] kv [m/s] DC 13,8 125 1,9 3,5 3,0 1,0x10 -7 FAS 12,5 285 6,1 7,7 1,4 4,6x10 -9 CD 16,5 45 n.v.t. 1,2 1,0 6,5x10 -5 FAI 12,9 155 4,0 4,4 1,4 2,6x10 -9 Waarin: gsat = verzadigd volumiek gewicht Cc = waarde van de primaire samendrukkingsindex e0 = initieel poriëngetal OCR = Overconsolidatie ratio kv = initiële verticale doorlatendheidscoëfﬁciënt geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 29 05/02/18 14:05 30 GEOTECHNIEK - Maart 2018 spanningen zijn tot circa 15 m onder maaiveld hydrostatisch maar worden daarna sterk beïn - vloed door de diepe onttrekking van grondwater (zie volgende paragraaf). Het consolidatieproces ten gevolge van de diepe grondwateronttrekking gaat nog steeds door. De top van de DP laag is nu al droog op enkele locaties. In de vorige eeuw zijn op de projectlocatie op grote schaal water - onttrekkingen uitgevoerd in de CD laag. Dit heeft de OCR lokaal in onbekende mate beïnvloed [4]. Bodemdaling door grondwateronttrekking Als gevolg van de diepe wateronttrekkingen, met als gevolg afname van het stijghoogteproﬁel en daardoor consolidatie in de samendrukbare klei - lagen, ondervindt Mexico Stad grote maaiveld - zakkingen. De gevolgen hiervan zijn in de stad overal merkbaar in de vorm van verschilzettingen tussen diep en ondiep gefundeerde objecten (zie Figuur 4). De maximale bodemdaling snelheid is gemeten in 1949 en bedroeg circa 0,35 m per jaar [2]. Als gevolg van regulering van de onttrekkin - gen is de snelheid van de bodemdaling afgeno - men. Op de projectlocatie bedraagt deze tegen - woordig nog circa 0,10 m tot 0,15 m per jaar. Fundatie ontwerp Ontwerpeisen en voorstudies De belangrijkste geotechnisch gerelateerde ont - werpeisen voor de banen en platforms zijn gere - lateerd aan de vlakheid van de verharding [5], zie Tabel 2 en de verschilzettingen in transitiezones, zie Figuur 5. Daarnaast is de bouwtijd een belangrijke rand - voorwaarde. De banen behorende bij het gebied van Figuur 1 moeten eind 2018 operationeel zijn. De beschikbare bouwtijd inclusief aanbrengen verharding is slechts 2 jaar. In de eerste ontwerpfasen heeft NACO-Royal Has - koningDHV een integrale studie uitgevoerd naar de verschillende technieken voor het bouwrijp maken, de fundatie van de verharding en het af - wateringssysteem. In die fase werden de volgende belangrijke conclusies getrokken die een grote in - vloed hebben gehad op het uiteindelijke ontwerp: • Grote restzettingen kunnen niet worden voor - komen. Het onderhoud kan alleen tot aan - vaarbare cycli worden teruggebracht door de FA S l a g e n t e ve r b e t e re n . • Bodemdaling moet worden geaccepteerd. Reductie door middel van diepe palen is eco - nomisch niet haalbaar en leidt tot onmogelij - ke transities naar niet gefundeerde zones. • Gezien de onzekerheden dient de grondverbe - teringstechniek te kunnen worden aangepast aan de hand van de gemeten performance tijdens de bouw (zie ook kopje Observational Method). • Bijzondere grondverbeteringstechnieken zo - als deep mixing, paalmatrassystemen, en nagespannen betonnen platen zijn potentieel toepasbaar maar vergen nog te veel onder - zoek voor grootschalige toepassing in deze omstandigheden. • De verharding dient te worden gefundeerd op een drukverdelende laag om de piekspannin - gen in de kleilagen in de operationele fase te beperken. Figuur 4 - Angel of Independence Mexico City. Corrigerende maatregelen (in dit geval traptreden) zijn nodig om de bodemdaling te compenseren Figuur 5 - Principe doorsnede transitie zones ter plaatse van de platforms en de Terminal Tabel 1 - Relevante grondlagen en geotechnische ontwerp parameters. Limit State Exceedance Limit Diff Settlement [cm] per 60m (Runways) Diff Settlement [cm] per 60m (Taxiways) Return Period ICAO Classiﬁcation(A14, Att A, Fig A-3) SLS 15% 10 ≈ 0,17% 30 ≈ 0,50% 8 yrs Temporarily acceptable ULS 2% 16 ≈ 0,27% 48 ≈ 0,80% 8 yrs Excessive ALS 0% 20 ≈ 0,33% 60 ≈ 1,00% 8 yrs Unacceptable geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 30 05/02/18 14:05 31 GEOTECHNIEK - Maart 2018 • Grondwaterstanden dienen te worden be - heerst in de bouw- en gebruiksfase. Een ver - laging van de initiële grondwaterstand resul - teert in aanzienlijke additionele zettingen. • Het waterbeheersingssysteem moet voorzien in het bergen van water in droge perioden en waar nodig toevoer van freatisch water. De berging van water zorgt ook voor een robuus - ter drainage systeem met kleinere pompge - malen. • Grootschalige ontgravingen vormen een groot risico (tijd en uitvoering). • Het alignement dient zoveel mogelijk het hui - dige maaiveld te volgen om de benodigde ma - teriaalhoeveelheden te beperken. Ontwerpoplossing De bevindingen vanuit de voorontwerpfase heb - ben geresulteerd in een deﬁnitief ontwerp met een circa 2 á 3 m dikke granulaire laag welke fungeert als fundatie voor de verharding en als grondwaterberging- en water beheersingssys - teem. De noodzakelijke grondverbetering wordt gerealiseerd door de grond voor te belasten in combinatie met de toepassing van verticale drai - nage. Na het verwijderen van de voorbelasting komt de grond in een overgeconsolideerde toe - stand. Hierdoor neemt de kruipsnelheid af, en reduceert de restzetting. Om aan de zettingsei - sen te voldoen is gestreefd om een grensspan - ning in de FAS lagen te bereiken die minimaal 10 kPa hoger is dan de uiteindelijke korrelspanning na asfalteren. Dit kan worden bereikt met 2 tot 3 m voorbelasting gedurende 1 jaar (wachttijd) in combinatie met verticale drains met een hart op hart afstand van 1,0 m. Er is geanticipeerd op een consolidatiegraad van 90% in de FAS lagen aan het einde van de zettingsperiode. Dankzij de voorbelasting ‘zakt’ de granulaire laag tijdens de voorbelastingsperiode op het gewenste niveau zonder initiële maaiveld ontgraving. Waar nodig wordt na voorbelasten een uitvullaag aan - gebracht of wordt ontgraven om op elke locatie aan het verticaal alignement te voldoen. Als fundatiemateriaal (hierboven granulaire laag genoemd) wordt gebruik gemaakt van relatief licht - gewicht vulkanisch gesteente (Tezontle) met een droog volume gewicht van circa 12,5 kN/m 3. Er zijn veldtesten uitgevoerd om de relatie tussen gewicht (te reguleren door aanpassing van de korrelver - deling) en dynamische stijfheid van het Tezontle materiaal in situ te onderzoeken. Er is in totaal 15 miljoen m 3 Tezontle materiaal en 12 miljoen m 3 materiaal ten behoeve van voorbelasting benodigd wat per truck vanuit groeves wordt aangevoerd. De stabiliteit van de ophoging tijdens de uitvoering wordt gewaarborgd door toepassing van brede bermen. Ter plaatse van de aansluiting op de pas - sagiersterminal is hiervoor onvoldoende ruimte beschikbaar. De grondverbetering moet immers effectief zijn tot op korte afstand van de terminal, terwijl grondvervormingen bij de fundatie van de passagiersterminal (een evenwichtsconstructie) moeten worden geminimaliseerd. Daarom is voor het platform gebied rondom de terminal gekozen voor een grondverbetering door middel van vacu - um consolidatie. Grote schaal proefvakken voor vacuümconsolidatie met en zonder membraam tonen aan dat de vacuümtechniek in deze om - standigheden effectief is; er is geen lekkage door ingesloten dunne zand lenzen geconstateerd en de beoogde vacuümdruk (minimaal 55 kPa) kon op ca. 2.200 m boven zeeniveau worden gehaald. Ook de horizontale grondvervormingen voldoen aan de grenswaarden. De voorbelasting voor de platforms rondom de passagiersterminal zal, voor zover bekend, met een totale oppervlakte van 80 ha het grootste aaneengesloten ‘ vacuüm project’ ter wereld worden. Digital Model-based Engineering Tijdens het ontwerpproces is er uitgebreid ge - bruik gemaakt van een op maat ontwikkelde om - geving gebruik makend van Digital Model-based Engineering (DMbE). Dit bleek een onmisbaar hulpmiddel om te kunnen omgaan met de om - vang van het project en met de grote tijdsdruk die daarop lag, en de daarom onvermijdelijke design loops. Binnen de DMbE infrastructuur zijn het digitale 3D ondergrondmodel, het terreinmodel, en het ontwerphoogtemodel gebruikt om de invoerbe - standen voor de zettingsberekeningen volledig automatisch te genereren. In de daaropvolgende stap zijn honderden berekeningen in de vorm van batch berekeningen uitgevoerd. De uitvoer wordt door het model verwerkt voor de automatische veriﬁcatie van de ontwerpeisen (zoals toetsing van vlakheidseisen) en visualisatie van de resul - taten in de vorm van kaarten. Twee voorbeelden van de rekenresultaten zijn in de volgende twee ﬁguren gepresenteerd. Fi - guur 6 laat de verwachte restzetting binnen 8 jaar zien. In Figuur 7 zijn de langsvlakheidseisen van de verharding getoetst door middel van een post-processing van de resultaten met een Monte Carlo simulatie. Observational Method Het was gezien de extreme condities en onze - kerheden ten aanzien van bijvoorbeeld grond - waterstanden en initiële spanningscondities niet mogelijk om te garanderen dat aan de strenge ontwerp eisen wordt voldaan. Zeker niet nadat de drainafstand om logistieke redenen onder druk van de klant moest worden vergroot van 1,0 m naar 1,5 m. Om ontwerp risico’s te beperken is er op advies van NACO-Royal HaskoningDHV geko - zen voor de observational method, ondersteund Figuur 6 - Berekende restzettingen tot 8 jaar na ingebruikname geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 31 05/02/18 14:05 32 GEOTECHNIEK - Maart 2018 met intensieve monitoring (met meer dan 2.000 zakbaken, 650 piëzometers, extensometers, etc). In de ontwerpfase zijn een groot aantal scenario’s geanalyseerd. Daaruit bleek dat de zetting tijdens voorbelasten en de restzetting vooral gevoelig zijn voor de OCR en de initiële grondwaterstand. Per scenario zijn ook de mogelijke ontwerpaan - passingen benoemd. Overschrijding van ontwer - peisen kan niet in alle gevallen (bij alle ongun - stige scenario’s of combinaties daarvan) worden gemitigeerd door het verlengen van de wachttijd of het verhogen van de voorbelasting. In sommige gevallen zal ook een aanpassing van de verhar - dingsconstructie nodig zijn, of van het verticaal alignement. In het uiterste geval moet onder - houd tijdens de gebruiksfase van het vliegveld worden geïntensiveerd. De uiteindelijke keuze van de aanpassing zal op basis van een integrale ontwerpafweging door de klant worden gemaakt. Figuur 8 laat de gemeten en berekende zet - ting zien na 5 maanden voorbelasten. Tijdens de wachttijd worden de ‘baseline modellen’ per re - presentatieve zone herhaaldelijk bijgesteld door middel van ‘back analyses’. Met de bijgestelde mo - dellen worden de prognoses gemaakt van de zet - ting na wachttijd en na ingebruikname, en wordt de impact van de aanpassingen geanalyseerd. Het eerder beschreven DMbE is gekoppeld aan de database van meetgegevens zodat de analyses (bijvoorbeeld Asaoka eindzettingspredicties en stabiliteitscontrole) efﬁciënt en gedeeltelijk auto - matisch kunnen worden uitgevoerd. Lessons learned Het project Airside Civil Works NAICM bevindt zich nu in een belangrijke fase waarbij een groot deel van het ontwerp is afgerond en de uitvoering in volle gang is. Ten aanzien van het geotechnische ontwerp heeft het project ons geleerd dat onder deze omstandigheden (extreme bodemomstan - digheden, strenge eisen, onzekerheden, krappe planning): • Kritisch moet worden beoordeeld of gang - bare geotechnische modellen en aannamen geldig zijn. • Geotechnische risico’s alleen in voldoende mate kunnen worden beheerst als het ont - werp de mogelijkheid biedt voor de toepas - sing van de Observational Method. • Maatregelen daarbij niet alleen bestaan uit aanpassing van de voorbelasting, maar dat er ook mogelijkheden zijn voor modiﬁcaties van de te bouwen constructies. • Grote schaal praktijkproeven van verschillende grondverbeteringstechnieken met voldoende lange doorlooptijd feitelijk onmisbaar zijn. • De toepassing van Digital Engineering onmis - baar is. Alleen op deze wijze was het mogelijk het project te beheersen in termen van plan - ning, kwaliteit, optimalisatie en databeheer. • Een DMbE aanpak een andere organisatie vergt betreffende bemensing, kwaliteitssys - teem en planning. Literatuur 1. Mooser, F. (1963). La Cuenca lacustre del Valle de México. Mesas Redondas sobre Problemas del Valle de México, 12-16 Nov. 1962. Inst. Mex. Recursos Nt. Renov. A.C. México. 2. Zeevaert, L. (1973). Foundation Engineering for difﬁcult subsoil conditions, Van Nostrand Rein - hold Co., New York. 3. Auvinet, G. & Juarez, M. (2011). Geotechnical characterization of Mexico City subsoil. 2011 Pan-Am CGS Geotechnical Conference; 2-6 October 2011. Canada. 4. E. Ovando-Shelley et al.(2007). The sinking of Mexico City: Its effects on soil properties and seismic response, Soil Dynamics and Earth - quake Engineering 27 (2007) 333–343 5. ICAO (2013). Annex 14 to the Convention on In - ternational Civil Aviation. Volume I – Aerodro - me Design and Operations. Sixth Edition. July 2013 Figuur 8 - Gemeten en berekende zakking met het Baseline-model Figuur 7 - Resultaat Monte Carlo analyse voor toetsing langsvlakheidseisen conform Tabel 2. geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 32 05/02/18 14:05 14 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Prof. Dr. Ir. Stefan Van Baars Universiteit van Luxemburg Ir. Shilton Rica Universiteit van Luxemburg De gevolgen van de restkracht bij een paalfundering Inleiding Paalfunderingen worden al duizenden jaren toegepast. In oude steden als Amsterdam en Venetië zijn de (houten) palen van vele hon - derden jaren geleden nog steeds in gebruik. Alhoewel de funderingspaal al lang in ge - bruik is, is de bepaling van de draagkracht nog steeds een complexe zaak. Wereldwijd worden hierbij verschillende methoden toe - gepast, zoals de druksondering (Cone Pene - tration Test), de slagsondering (Dynamic Pro - bing), de standaard penetratie test (Standard Penetration Test) of de Menard Pressiometer Test. Algemeen wordt aangenomen dat indien de grondcondities druksonderingen toelaten, deze meestal tot de meest nauwkeurige pre - dictie van de draagkracht leiden, al is hierover weinig vergelijkend wetenschappelijk onder - zoek voorhanden. De ontwikkeling van de druksondering be - gon bij het zogenoemde Barentsen-apparaat uit 1932. Dit apparaat was vernoemd naar de ambtenaar Pieter Barentsen, die als eerste (10 cm!) druksonderingen uitvoerde, om de diepte van de slappe grondlagen op te spo - ren tijdens de bouw van de snelweg bij Gouda. Boonstra (1940) was de eerste die de draag - kracht van de paaltip correleerde aan de son - deerwaarde van de druksondering, zie figuur 1. Hierbij gebruikte hij zes palen, met een ingebouwd sondeerapparaat, om ook na de installatie de sondeerwaarden te kunnen me - ten. Hij concludeerde dat de draagkracht van de paalpunt waarschijnlijk even groot was als de laagste, conuswaarde q c rondom de paal - punt. In de jaren erna ontstond in Nederland het Koppejan model, waarbij voor funderings - palen wordt uitgegaan van een conuswaarde qc,gem die gebaseerd is op zowel het afsnuiten van de sondeerwaarde, alsook het bepalen van een gewogen gemiddelde (Begemann, 1963), over een bepaalde invloedszone rondom de paalpunt (Van Mierlo & Koppejan, 1952). In de overigen landen zijn in de loop der tijd ook vele andere methoden ontwikkeld voor de bereke - ning van de paalpuntdraagkracht. In al deze methoden wordt de totale draagkracht van de paal gesplitst in een schachtdraagver - mogen en een voet(punt)draagvermogen: Ftot = F s + F p Fs =∑ As,i x τs,i Fp = A p x q p τs,i = αs x q c,gem,i qp = αp x q c,gem waarin: Ftot de totale draagkracht van de paal Fs het schachtdraagvermogen Fp het voet(punt)draagvermogen As,i het oppervlak van de schacht van de paal in de i-ste grondlaag As het oppervlak van de voet (punt) van de paal τs,i de schachtwrijving in de i-ste grondlaag qp de puntspanning/weerstand van de paal qc;gem de gemiddelde waarde van de conus - weerstand rondom de paalvoet, q c αs,αp empirische draagkrachtfactoren, afhan - kelijk van paaltype, installatie en geom - etrie De empirische punt- en schachtdraagkracht - factoren αp en αs zijn afhankelijk van paaltype, installatie effecten en geometrie. Deze factoren verschillen ook per land. Ook de invloedszone Figuur 1a - Paalfundering met ingebouwde druksondeerapparaat Figuur 1b - Puntdraagkracht versus sondeerwaarde Bron: Boonstra, 1940 Bron: Boonstra, 1940 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 14 05/02/18 14:05 15 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Alhoewel de funderingspaal al lang in gebruik is, is de bepaling van de draagkracht nog steeds een complexe zaak. Uit een verzameling eerder gemaakte veldproeven, die in Nederland, België en Frankrijk waren uit - gevoerd, werd de conclusie getrokken dat het berekende puntdraagver - mogen, per 2017, met 30% gereduceerd moest worden. Bij deze proeven werd verondersteld dat de spanningen op de onbelaste paal na installatie kunnen worden verwaarloosd, en daarmee ook de resulterende restkracht in de paal. Uit andere veldproeven genoemd in de wetenschappelijke lite - ratuur, blijkt echter dat deze restkracht niet te verwaarlozen is. Numerie - ke berekeningen uit deze publicatie ondersteunen deze conclusie. Deze verwaarlozing leidt nu tot een te klein puntdraagvermogen, en een te groot schachtdraagvermogen. Naast het probleem van de verwaarlozing van de restkracht speelt er nog een belangrijk probleem: de gehanteerde invloedszone bij de methode Koppejan is gebaseerd op een destijds aangenomen bezwijkmechanisme, die volgens numerieke berekeningen uit deze publicatie onjuist is. Dit leidt tot nog meer onnauwkeurigheden. Samenvatting voor de berekening van de gemiddelde waarde van de conusweerstand, en de wijzen waarop deze q c,gem berekend moet worden, verschillen per land (Nederland: Methode Koppejan (4D- 8D), België: de enigszins gelijkende Methode De Beer (1963), en Frankrijk: de LCPC Metho - de (1,5D–1,5D) van Bustamante en Gianeselli (1982). Van Tol was de eerste in 1993 met zijn publicatie in Cement en in 1994 met zijn intreerede “Hoe betrouwbaar is de paalfundering”, die openlijk twijfelde aan de, volgens de Nederlandse norm, berekende waarde van de paaldraagkracht. Van 2005 tot 2009 werkte de CUR/Delfts-Cluster commissie (H409) aan het onderzoek “Axiaal belaste palen”. Onderdeel hiervan is een ver - gelijkend onderzoek gebaseeerd op paaldraag - krachtproeven die in drie landen (Nederland, België en Frankrijk) reeds waren uitgevoerd. Hierbij werden ook de verschillende ontwerp - methoden met elkaar vergeleken. De proeven die waren geselecteerd, waren proeven op pre - fab betonpalen en stalen buispalen met gesloten punt, omdat hiervoor hoge-kwaliteitsproeven kunnen worden uitgevoerd, d.w.z. dat het scha - chtdraagvermogen en puntdraagvermogen on - afhankelijk van elkaar kunnen worden gemeten, wanneer de paalvoet voldoende, oftwel minstens 10% van de paaldiameter wordt verplaatst. De eindresultaten van de proeven (zonder bereke - ningen en sonderingen) zijn gepubliceerd in het rapport CUR 229 (2010) en in publicaties van Van Tol et al. (2010) en Van Tol (2012). De conclusie die werd getrokken uit deze veldproeven, is dat het berekende puntdraagvermogen, met 30% gereduceerd zou moeten worden. Meinhardt et al (2014) schrijven in een open brief aan de CUR-commissie 193, dat dit een aanzien - lijke trendbreuk is. Van Baars (2014) laat weten dat deze reductie veel te groot is gezien de hui - dige praktijkkans op bezwijken en gezien de re - sultaten van vele internationale proeven (White & Bolton, 2005). White & Bolton hebben vele se - ries veldproeven bestudeerd en concluderen dat een puntdraagkrachtfactor van αp = 0,9 het best bij een grondverdringende paalfundering past. Desondanks besloot de normcommissie Geotechniek (Hannink et al, 2015) om per 1 ja - nuari 2016 het puntdraagvermogen met 30% te verlagen, hetgeen later uitgesteld werd tot 1 januari 2017 (Van Seters, 2015). De aanzienlijke verlaging van het paaldraagvermogen in Neder - land, als één van de leidingevende landen in de Funderingstechniek, heeft ertoe geleid dat de Universiteit van Luxemburg een uitgebreid on - derzoek heeft opgestart omtrent de draagkracht van de paalfundering. Omdat Luxembourg te klein is voor een eigen annex voor Eurocode 7 en er tegelijkertijd veel buitenlandse aanne - mersbedrijven in Luxemburg werkzaam zijn, die vooral ervaring hebben met hun eigen methode en annex, streeft Luxemburg actief, d.w.z. met deelnamen aan meerdere Eurocode commissies en met eigen aanvullend onderzoek (waar deze publicatie een voorbeeld van is), naar een alge - hele en annexvrije Eurocode voor heel Europa. Vergelijkend drie-landen-veldonderzoek Figuur 2 toont de resultaten van de geselecteer - de paaldraagkrachtproeven die eerder in Ne - Figuur 2 - Gemeten genormaliseerde draagkracht versus berekend, bij 10% verplaatsing (a) Paalpuntdraagkracht (b) Paalschachtdraagkracht geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 15 05/02/18 14:05 16 GEOTECHNIEK - Maart 2018 derland, België en Frankrijk werden uitgevoerd; links de genormaliseerde paalpuntdraagkracht, en rechts de genormaliseerde paalschacht - draagkracht, beide weeergegeven als spanning (CUR 229, 2010 en ook Van Tol et al., 2010). De gemeten resultaten staan uitgezet tegen de be - rekende resultaten volgens de normen van Ne - derland, België en Frankrijk. De dikke lijn is een trendlijn volgens de kleinste kwadratenmethode voor alleen de Nederlandse paalproeven. Het ﬁguur lijkt dus aan te tonen dat, gemiddeld gezien, de paalpuntdraagkracht berekend vol - gens de Nederlandse norm, 30% gereduceerd zou moeten worden ( αp = 0.70), de Belgische met 25% en Franse lijkt zelf met 13% verhoogd te kunnen worden. Belangrijk is om hierbij te weten dat de Franse methode een installatiefac - tor (reductie) van 50% heeft, zodat voor de LCPC methode, met een volledig andere invloedszone en middelingsmethode, eigenlijk geldt dat: αp = 0.57. De Nederlandse norm voor de paalscha - chtdraagkracht ( αs = 1.0%) lijkt volgens deze resultaten ( αs = 0.99%) zeer nauwkeurig te zijn. De beslissing van de normcommissie voor de reductie van de de paalpuntdraagkracht, is hoofdzakelijk op de resultaten van dit onderzoek gebaseerd. In dit onderzoek, werden de volgende twee uit - gangspunten gehanteerd (CUR 229, 2010): 1 Het bezwijken van de paalfundering is ge - deﬁnieerd, bij een paalpuntverplaatsing van 10% van de paaldiameter D. 2 In de bestaande proeven waren de spannin - gen op de onbelaste paal na installatie (de zogenaamde restkrachten) niet gemeten en worden daardoor ook in dit onderzoek ook verwaarloosd. In de Nederlandse metingen werden immers de meetwaarden van de rekopnemers na de instal - latie op nul gezet, waarschijnlijk om de invloe - den van de paalinstallatie en andere effecten uit te schakelen. Bij de Franse metingen werden de rekopnemers pas na de paalinstallatie geïnstal - leerd. Hierdoor zijn de zogenaamde restkrach - ten in de paal alleen nog maar meetbaar door, na de proef, de paal uit de grond te trekken en achteraf de rekopnemers bij een vrijhangende paal te kalibreren; dit is echter bij deze bestaan - de proeven niet gedaan. Dit verwaarlozen van de restkrachten leidt volgens Hunter & Davisson (1969) en White & Bolton (2005) tot een te laag gemeten paal - puntdraagkracht, en een te hoog gemeten paal - schachtdraagkracht. De restkracht in de paalfundering Tijdens de paalinstallatie (door heiklap of druk - kracht) zijn de paalschacht en paalpunt belast met spanningen die naar boven gericht zijn om de installatiekracht te wederstaan. Na de instal - latie veert de paal iets omhoog. Bij een onbelas - te paal is de resultante kracht op de paalschacht in evenwicht met de restkracht op de paalvoet. Hierdoor is de paalvoet nooit volledig onbelast (Alawneh et al., 1996 en White & Bolton, 2005). Tegenwoordig wordt ervan uitgegaan dat de draagkracht van de paalvoet pas volledig gemo - biliseerd is na een verplaatsing van 10% van de paaldiameter, D zoals voorgesteld door Chow en Jardine (1996). Dit betekent dat de maximale verplaatsing van 10% van de paaldiameter, ook door de paal en de hiermee verbonden con - structie opgenomen moet kunnen worden. Deze hypothese komt oorspronkelijk van Vesi ć (1977), die schreef dat “de volledige paalpuntweerstand wordt gemobilieerd bij relatief grote verplaat - singen, in de grootte van 8% D voor geheide pa - len”. De schachtwrijving echter, is reeds volledig gemobiliseerd na een verplaatsing van slechts 5–10 mm. Deze verplaatsing is onafhankelijk van de diameter van de funderingspaal (Kul - hawy, 1984). De paalschacht gedraagt zich dus veel stijver dan de paalvoet, waardoor bij het ontlasten van de paalkop, de paal slechts een beetje terugveert, waarbij de wrijving langs een groot deel van de schacht volledig van richting wordt veranderd, terwijl de restkracht in de paalvoet wel afneemt, maar nog grotendeels aanwezig blijft, zie ﬁguur 3. Dit ﬁguur toont dat de resultante kracht ten gevolge van de scha - chtschuifspanningen τas,i boven het neutrale vlak, min de schachtschuifspanningen τbs,i be - neden het neutrale vlak, in evenwicht is met de restkracht F p in de paalvoet. Dit betekent dat er nog een belangrijke restkracht in de paalfunde - ring aanwezig blijft, die bij proeven niet verwaar - loosd mag worden. Het verwaarlozen van deze restkracht leidt tot een onderschatting van het paalvoetdraagvermogen, maar ook tot een over - schatting van het schachtdraagvermogen, want deze beide tezamen blijven immers gelijk aan de belasting op de paal tijdens bezwijken. Hunter & Davisson (1969) hebben reeds lang ge - leden, met een serie van 6 funderingspalen in een zandige bodem bij de Arkansas River, het bestaan van deze restkracht aangetoond, voor zowel geheide als ingeduwde palen. Er werden restkrachten (in de paalpunt) van 25 tot 48 ton waargenomen voor geprefabriceerde heipalen. Ze schrijven dat het negeren van de restkrach - ten voor dit speciﬁeke geval zou hebben geleid tot een 40% overschatting van de schachtdraag - kracht. White & Bolton (2005) bemerkten dat de rest - krachten eenvoudig te zien zijn in de meetre - sultaten van proeven van Chow (1997), zie ﬁguur 4. De paal genaamd “DK2/L1C” bij de “Dunkirk site”, laat duidelijk een restkracht zien van qt,resid ≈ 5 MPa, terwijl de de kracht bij door - gaand bezwijken (plunging capacity criterion) qt ≈ 11 MPa. Dit komt neer op een restkracht van 45% van het paalvoetdraagvermogen. De paal genaamd “LB1/L1C” bij de “Labenne site”, laat een restkracht zien van q t,resid ≈ 1.5 MPa, terwijl de kracht bij doorgaand bezwijken Figuur 3 - Principe van de restkracht (ﬁguur gebaseerd op CUR 229, 2010, Bijlage H) geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 16 05/02/18 14:05 17 GEOTECHNIEK - Maart 2018 qt ≈ 4.5 MPa. Dit komt voor dit speciﬁeke geval neer op een restkracht van 33% van het paal - voetdraagvermogen. Dit percentage van de rest - kracht is sterk afhankelijk van de grondcondities en vooral ook van de lengte van de paal in het zand. De paalproeven van Hunter & Davisson en Chow bewijzen dat de restkrachten niet te allen tijde verwaarloosd mogen worden en derhalve bij alle paalproeven gemeten moeten worden. Een on - terecht verwaarloosde restkracht leidt bij paal - proeven tot een te lage puntdraagkrachtfactor αp en tegelijkertijd tot een te hoge schacht - draagkrachtfactor αs. Numerieke simulatie Het effect van de restkracht bij een funderings - paal is ook bestudeerd met Plaxis simulaties, gebaseerd op axiaal-symmetrische berekenin - gen met standaard 15-knoops elementen. De gehanteerde mesh is zeer verﬁjnd, vooral daar waar plasticiteit is opgetreden. Dat bleek vooral onder en aan de rand van de paalpunt. De ge - modelleerde paal is een gewapende geprefa - briceerde betonpaal met een diameter van 0.4 m en een lengte van 10 m. De grondwaterstand is ter hoogte van het maaiveld. De grond is een homogene zandlaag. De geometrie van de be - rekening en alle parameters staan in ﬁguur 5. Er zijn drie vereenvoudigingen toegepast. Omdat er in Plaxis geen doorgaande grote vervormin - gen mogelijk zijn, is ten eerste in deze paalbe - rekening een grote verplaatsing van 25% D ge - hanteerd (opzettelijk veel groter dan 10%D) om verdergaand bezwijken van de paalfundering te modeleren, alvorens deze paalfundering te ont - lasten. Ten tweede is de paal reeds vanaf het be - gin aangebracht in de grond, wat betekent dat er geen installatie effecten (bijvoorbeeld grond - verdichting) kunnen worden meegenomen in de berekening. En ten derde is de grond met het eenvoudigere Mohr-Coulomb materiaal model gemodelleerd. Een meer geavanceerd grond - model zou het voordeel hebben gehad van een stijver ontlastingsgedrag. En ook al hebben de meeste grondmodellen hetzelfde plasticiteits - criterium, het stijvere ontlastingsgedrag kan bij dit soort berekeningen, gevolgen hebben voor het sterkte verloop in de berekening. Om pro - blemen bij de interpretatie van de einduitkom - sten (in welke mate beïnvloedt het model de resultaten?) te voorkomen is toch gekozen voor het eenvoudiger grondmodel. Door deze ver - eenvoudigingen moeten de berekeningsresul - taten meer kwalitatief als kwantitatief worden beschouwd. De simulatie in Plaxis van de restkracht bestaat uit twee fasen: 1 Het belasten van de paal door middel van een verplaatsing van 25% D. 2 Het ontlasten van de paal. Tijdens het ontlasten beweegt de paal naar bo - ven totdat een evenwicht is bereikt met de neer - Figuur 5 - Plaxis berekening: Geometrie en parameters Figuur 4 - Paalvoet last-verplaatsing voor ingedrukte palen (a) Dunkirk site, (Chow, 1997) (b) Labenne site, (Chow, 1997) Bron: White & Bolton, 2005 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 17 05/02/18 14:05 18 GEOTECHNIEK - Maart 2018 waarte schachtwrijving. In de berekening is de orde van deze verplaatsing 1 cm, wat genoeg is om de neerwaartse schuifkrachten langs de schacht te mobiliseren. Figuur 6 (a) toont de absolute schuifkrachten langs de schacht. De schuifkrachten zijn absoluut weergegeven om een vergelijk voor beide fasen te vergemakkelij - ken. In feite zouden de schuifkrachten bij ontlas - ten de andere kant op moeten worden getekend, omdat deze langs de gehele schacht negatief zijn. De schuifkrachten bij ontlasten zijn van vrij - wel dezelfde orde als bij belasten. Het neutrale vlak ligt daardoor slechts enkele decimeters bo - ven de paalpunt. Figuur 6 (b) toont de effectieve spanning onder de paalpunt, voor zowel de belastingsfase als de ontlastingsfase. Uit deze ﬁguur volgt dat de effectieve spanning onder de paalpunt wel re - duceert, maar nog zodanig groot blijft, dat de resultante restkracht niet verwaarloosd mag worden. De grootte van de invloedszone Een ander belangrijk punt bij het maken van een paaldrachtkrachtpredictie, is de grootte van de invloedszone waarover de conusweerstand q c wordt gemiddeld. Volgens de methode Koppe - jan (Van Mierlo en Koppejan, 1952) verloopt deze invloedszone van maximaal een afstand van 0,7 D tot 4 D onder de paalpunt, tot 8 D boven de paalpunt. Deze afstanden zijn gebaseerd op het destijds aangenomen theoretisch bezwijkme - chanisme van een, volgens een logaritmische spiral, wegroterende grond rond de paalpunt. Een onjuiste aanname van het bezwijkmechanis - me en de daarmee samenhangende invloedszo - ne kan de predictie van de paaldraagkracht sterk beïnvloeden. Om deze invloedszone te bepalen is een numerieke berekening in Plaxis gemaakt, waarbij dezelfde parameters gebruikt zijn als in Figuur 5. Echter in dit geval is er ook dunne zwakkere zandlaag toegevoegd, om na te gaan op welke afstand deze zwakkere zandlaag tot een afwijkend paalpuntdraagvermogen leidt. In de berekeningen is uitgegaan van twee verschil - lende dikten: 0,5 D en 1,0 D. De positie van de dunne zwakkere zandlaag wordt gevariëerd van 5 D boven de paalpunt tot 10 D onder de paalpunt, hetgeen betekent dat er 30 dunne lagen zijn van 0,5 D die, één voor één, een zwakkere bodempa - rameter krijgen, hetgeen resulteert in 1 paalin - stallatie-rekenstap en 30 paalbezwijk-rekenstap - pen. Bij een dunne zandlaag van 1,0 D is er één rekenstap minder. Figuur 7 toont de geometrie. Voor de dunne zandlaag zijn onafhankelijk van elkaar twee verschillende parameters verlaagd: de grondstijfheid (E = 25 MPa i.p.v. 50 MPa) en de grondsterkte ( φ = 30° i.p.v. 35°). Figuur 8 toont de resultaten van de numerieke berekeningen. De linker ﬁguur (a) laat zien dat de invloedszone voor de grondstijfheid (elastici - teitsmodulus ), van 6D onder de paalpunt, tot 2D boven de paalpunt loopt, hetgeen sterk afwijkt van de afstand van 4D onder tot 8D boven de paalpunt volgens de methode Koppejan. Deze Figuur 6 - Restkracht:Belastingsfase versus ontlastingsfase (a) Absolute schachtwrijving (b) Puntweerstand Figuur 7 - Geometrie van de Plaxis berekening met de dunne zwakke zandlaag geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 18 05/02/18 14:05 19 GEOTECHNIEK - Maart 2018 invloedszone komt overeen met de plastische zone die in Plaxis rondom de paalpunt gevonden wordt. De ﬁguur laat ook zien dat de invloed van de zwakkere laag niet overal gelijk is; boven de paalpunt is de invloed zelfs omgekeerd (maar ook klein); d.w.z. een lagere stijfheid levert een (licht) hogere paalpuntdraagkracht. De maxi - male invloed wordt gevonden op 1,0D diepte. De paalpuntdraagkracht daalt met 8,1% en 13,9% voor respectievelijk de laagdikte van 0,5D en 1,0D. Dit betekent dat dit proces redelijk linear verloopt, hetgeen bij de methode Koppejan niet het geval is: Bij de methode Koppejan wordt aangenomen dat " van de draagkracht bepaald wordt door de tak die van beneden naar boven loopt. In deze tak wordt een hogere conusweer - stand volledig afgesnoten en levert een weer toenemende conusweerstand, niet meer een grotere draagkracht op. De rechter ﬁguur (b) laat zien dat de invloedszo - ne voor de grondsterkte (vrijwingshoek φ), van 5D onder de paalpunt, tot 2D boven de paalpunt loopt, hetgeen erg aansluit bij de vorige resulta - ten voor de verlaagde grondstijfheid. De numeriek bepaalde invloedszone kan worden gevalideerd met vergelijkbare laboratorium - proeven op schaal. De Technische Universiteit Delft, Deltaris en Fugro hebben dergelijke la - boratoriumproeven uitgevoerd, met behulp van een sondeerconus en een ronde stalen cylinder die gevuld is met een sterke zandlaag die onder - broken is met meerdere lagen zwakke kleigrond (Van der Linden, 2016). Deze proeven tonen on - der meer aan dat de invloedszone, van 3,5D tot 4D onder de paalpunt, tot 1,5D tot 2D boven de paalpunt loopt, hetgeen aansluit bij de numerie - ke resultaten. Conclusie Een onbelaste funderingspaal kan, na installatie, grote schuifspanningen langs de schacht en normaalspanningen onder de paalpunt bevatten. Bij de veldproeven die in Nederland, België en Frankrijk werden uitgevoerd, zijn de restkrachten in de beproefde funderingspalen niet gemeten. In de wetenschappelijke literatuur is het bestaan en de gevolgen van de restkracht bij een paalfun - dering uitvoerig beschreven, ook zijn meerdere veldproeven beschreven die aantonen dat ver - waarlozing van het meten van deze restkracht tot een grote onderschatting van het puntdraagver - mogen kan leiden en tot een grote overschatting van het schachtdraagvermogen van de funde - ringspaal. De hier besproken numerieke bereke - ningen ondersteunen deze conclusie. Hier komt nog bij dat de Koppejan methode een invloedszone hanteert, waarover de conusweer - stand wordt gemiddeld, die volgens numerieke berekeningen te hoog ligt. Deze zou vooral on - der de paalpunt moeten liggen en maar weinig erboven. Figuur 9 - Invloedszone: Resultaten laboraoriumproeven Figuur 8 - Geometrie van de Plaxis berekening met de dunne zwakke zandlaag (a) E verlaagd (b) φ verlaagd waarin: D is de paal diameter h is de diepte t.o.v. de paalpunt van de zwakke zandlaag hws is de dikte van de zwakke zandlaag E,E ws is de elasticiteitsmodulus van de homogene, resp. zwakke zandlaag φ, φws is de wrijvingshoek van de homogene, resp. zwakke zandlaag ∆max 1 D is de “gemeten” maximale reductie van de paalpuntweerstand (h ws = 1,0 D) ∆max 0.5 D is de “gemeten” maximale reductie van de paalpuntweerstand (h ws = 0,5 D) Bron: Van der Linden, 2016 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 19 05/02/18 14:05 Literatuur - Alawneh, A. S., and A. I. Malkawi. (1996) Re - sidual load concept in pile foundation. Geo - technical Engineering Practice Beyond 2001, Proceedings of the Indian Geotechnical Con - ference. ICG-1996, Madras, India. 1996 - Begemann, H. P. (1963) The use of the static soil penetrometer in Holland. New Zealand Engineering. Vol. 18, No. 2, Feb. 1963, 41 - Boonstra, G.C. (1940) Eenige beschouwingen over den puntweerstand van paalen. De In - genieur, No 8, 23 Febr., pp 33-45 - Bustamante, M. and Gianeselli, L. (1982) Pile bearing capacity prediction by means of static penetrometer CPT. Proceedings of the 2nd European Symposium on Penetration Testing, Amsterdam, May 1982, p. 493-500 - Chow F.C. (1997) Investigations into the Be - haviour of Displacement Piles for Offshore Foundations, PhD thesis. Imperial College, London, 1997 - CUR (2010) Publicatie 229 Axiaal draagver mogen van palen, CURNET, Gouda, pp 33, 45, 112 - De Beer, E. (1963) The scale effect in the transposition of the results of deep-soun - ding tests on the ultimate bearing capacity of piles and caisson foundations. Geotechni - que, Vol. 13, No. 1, March 1963, p. 39-75 - Hannink, G., De Jong, E., Lurvink M.L., Van Seters, A.J. (2015) Per 1 januari 2016 gaan de paalklasse-factoren voor de paalpunt omlaag, Geotechniek, April 2015, pp 36-37 - Hunter, A., and M. Davisson (1969) Measure - ments of pile load transfer. Performance of Deep Foundations. ASTM International, USA, Jan. 1969 - Kulhawy, F. H. and Phoon, K. K. (1993) Dril - led shaft side resistance in clay soil to rock. In Design andPerformance of Deep Founda - tions, Piles and Piers in Soil and Soft Rock. ASCE (GSP 38), Oct. 1993, p. 172-183 - Meinhardt, G. Pehlig, M., Van Seeters, A., Van der Stoel, A. Tiggelman, L. (2014) Open brief aan de CUR-commissie 193, Geotechniek, Okt. 2014, p 36 - Prandtl, L. (1920) Über die Härte plastischer Körper. Nachrichten von der Königlichen Ge - sellschaft der Wissenschaften zu Göttingen, Mathematisch.-physikalische Klasse, pp 74–85 - Van Baars, S. (2015) Reactie op de open brief aan de CUR-commissie 193 (Geotechniek Oktober 2014), Geotechniek, Jan. 2015, p 8 - Van der Linden, T.I. (2016) Inﬂuence of mul - tiple thin soft layers on the cone resistance in intermediate soils, Master thesis, Delft University of Technology, Feb 2016. pp. G-29, G-62 - Van Mierlo, J.C. and Koppejan, A.W. (1952) “Lengte en draagvermogen van heipalen”, Bouw, 3, 1952 - Van Seters, A. (2015) Paaldraagvermogen: de weg vooruit, Geotechniek, Dec. 2015, pp 8-9 - Van Tol, A. F.( 1993) Regelgeving in de funde - ringstechniek, Cement, nr 4, 1994 - Van Tol, A. F.( 1994) Hoe betrouwbaar is de paalfundering, Intreerede 3-6-1994, TU Delft - Van Tol, A. F., Stoevelaar, R. and Rietdijk, J. (2010) Draagvermogen van geheidepalen in international context. Geotechniek, Funde - ringsdag-Special, CUR-2010. Dec. 2010, p. 4-9 - Van Tol, A. F. (2012) Draagkracht funderings - palen, een up-date. Geotechniek, Funde - ringsdag-Special. Dec. 2012, p. 14-18 - Vesi, A.S. (1977) Design of pile foundati - ons. National Cooperative Highway Research Program, Synthesis of Highway Practice. No. 42. Monograph, Washington, D.C, Mar. 1978 - White, D. and Bolton, M. (2005) Comparing CPT and pile base resistance in sand. Geo - technical Engineering. No.158, London, Jan 2005, p. 3-14 worden. De druksterkte van een monster dat beproefd wordt in het laboratorium wordt immers bepaald door het zwakste glijvlak terwijl lokale plooi tijdens het heien wordt bepaald door het laagje met de hoogste sterkte. Hiermee was in het paalontwerp rekening gehouden middels een extra marge op de staalspanning en een driving shoe. Toch was het bijstellen van de installatie- methode nodig om alle palen succesvol te kunnen installeren. Daarnaast kan geconcludeerd worden dat een beproefde en efficiënte paalinstallatiemethode in verweerde rots middels het “Drive-Drill-Drive” principe niet altijd werkt in combinatie met de paaldimensies conform standaard internationale richtlijnen en een driving shoe gebaseerd op heibaarheidsanalyses. Bij het bepalen van de spanningen tijdens het heien op basis van de golf- vergelijkingstheorie (Smith, 1962) wordt er immers vanuit gegaan dat de ondergrond een volledig symmetrische reactiekracht uitoefent en dat er geen lokale verschillen in sterkte over de paalrand worden ondervonden. Daarnaast is in de praktijk gebleken dat de steundruk door de grond in de buispaal aan de binnenzijde vóór het uitboren van de buispaal een aanzienlijke bijdrage levert om plooi naar binnen te voorkomen. Op basis van het grondonderzoek was de installa- tiemethode (Drive-Drill-Drive) praktisch haalbaar. Echter, de grondslag week af van wat verwacht had mogen worden. Met name bij palen die op een vooraf ontworpen diepte moesten komen (horizontaal belaste palen), is de installatieme- thode Drive-Drill-Drive bij de werkelijke grondslag ongeschikt gebleken. Referenties - Thuro, K., et al., Scale effects in rock strength properties, Part 1: Unconfined compressive test and Brazilian test, ISRM Regional Symopsium EUROCK 2001 – Rock Mechanics: A challenge for Society, Helsinki, 2001 - Vakblad Betoniek, artikel: “Druksterkte van proefstukken, 1995 - Empfehlungen des Arbeitskreises “Pfahle”, EA-Pfähle, Berlin, 2012 - Wyllie, D.C., Foundations on Rock, London, 1999 - Tomlinson, M.J., Pile Design and Construction Practice, London, 1995 - Reese, L.C., Cox, W.R., Koop, F.D., Field Testing and Analysis of Laterally Loaded Piles in Stiff Clay, Texas, 1975 - Reese, L.C., Van Impe, W.F., Single Piles and Pile Groups Under Lateral Loading, Rotterdam, 2001 - Nixon, J.B., Verification of the weathered rock model for PY curves, Rayleigh, 2002 - Vakblad Geotechniek, artikel: “Funderingen voor waterwerken in de Arabische Golf, thema uitgave Geotechniekdag 2009, Rotterdam, 2009 - American Petroleum Institute, API RP-2A WSD: Recommended Practice for Planning, Designing and Constructing Fixed Offshore Platforms – Working Stress Design, Washington, 2007 - Pile Driving Inc., GRL WEAP 2010 – Background Report, Ohio, 2010 - Smith, E.A.L., Pile-Driving Analysis by the Wave Equation, American Society of Civil Engineers, 1962 Fotografie Paul Bakker © ! geotechniek _April_2017_v1.indd 16 16/03/17 18:43 ‘We are ready to support you into the future’ 80 Years of experience ‘If it is excellence you are after, then experience makes the difference’ GEOKUNST - Oktober 2014 42 Geokunst wordt mede mogelijk gemaakt door: Bonar BV Westervoortsedijk 73 6827 AV Arnhem IZa# (& % -*,)) &(%% ;Vm (& % -*,)) &(&% info@bonar.com www.bonar.com TE XION Geokunststoffen NV Admiraal de Boisotstraat 13 B-2000 Antwerpen – Belgium IZa# (' %( '&% .&.& ;Vm (' %( '&% .&.' www.texion.be www.geogrid.be TenCate Geosynthetics Hoge Dijkje 2 7442 AE Nijverdal IZa# (& %*)+"*)) -&& ;Vm (& %*)+"*)) ),% geonederland@tencate.com www.tencate.com/geonederland NAUE GmbH & Co. KG Gewerbestr. 2 32339 Espelkamp-Fiestel – Germany IZa# ). *,)( )&"% ;Vm ). *,)( )&"')% info@naue.com www.naue.com Baggermaatschappij Boskalis BV, Papendrecht Bonar BV, Arnhem Ceco BV, Maastricht Cofra B.V., Amsterdam Deltares, Delft Fugro GeoServices BV, Leidschendam Geopex Products (Europe) BV, Gouderak Hero-Folie B.V., Zevenaar InfraDelft BV, Delft Intercodam Infra BV, Almere Kem Products NV, Heist op den Berg (B) Kiwa NV, Rijswijk Kwast Consult, Houten Movares Nederland BV, Utrecht Naue GmbH & Co. KG, Espelkamp-Fiestel Ooms Civiel BV, Avenhorn Prosé Kunststoffen BV, Leeuwarden Quality Services BV, Bennekom Robusta BV, Genemuiden SBRCURnet, Rotterdam T&F Handelsonderneming BV, Oosteind Ten Cate Geosynthetics Netherlands BV, Nijverdal Tensar International, ’s-Hertogenbosch Terre Armee BV, Waddinxveen Van Oord Nederland BV, Gorinchem Voorbij Funderingstechniek BV, Amsterdam De collectieve leden van de NGO zijn: Enkadrai n ®. De drainagemat voor o.a. parkeerdaken, pleinen en kelderwanden. Enkadrain draineert, filtreert en beschermt. De drukstabiliteit en langetermijnprestaties van Enkadrain zijn uitstekend. Daarnaast is Enkadrain licht, flexibel en eenvoudig te installeren. D rainage onder plein Stedelijk Museum, Amsterdam BonarWester voor tsedijk 73 / 6827 AV Arnhem / T +31 85 74 4 13 0 0F + 31 85 74 4 1310 / info@bonar.com / w w w.bonar.com 1x formaat 208(b)x 134(h) Advert_Enkadrain_208x134mm_02_NL.pdf 1 01-10-13 09:30 geotechniek _Oktober_2014_v2.indd 42 28-08-14 13:54 1 GEOTE CH NIEK - Januari 2014 Heeft u dat ook wel eens? Op vakantie niet na kunnen laten om te kijken hoe het gebied geologisch in elkaar zit? Mijn geologie-docent waarschuw - de mij er in mijn studietijd al voor: je kunt nooit meer op vakantie zonder een blik te werpen op de verschillende formaties en na te denken over de ontstaansgeschiedenis. Hoewel vakantie voor u wellicht ver weg lijkt in deze natte en koude tijd van het jaar, hoop ik dat deze Geotechniek u ook wat aan vakantie doet denken. In de rubriek The Magic of Geotechnics wordt een geotechnisch project vergeleken met het maken van een reis: en wel ‘een leuke en onbezorgde vakantie voor niet teveel geld’. De metafoor toont het belang van goede projectvoorbereiding en communicatie. Verder is er een artikel over pi - ping in Limburg. Misschien komt het wel door de regionale geologie dat Limburg een beetje als buitenland aanvoelt. De speciﬁeke ondergrond- condities in dit gebied blijken in ieder geval invloed te hebben op zowel faalkans als faalmechanisme voor piping. Een regio-speciﬁeke aanpak van het pipingprobleem lijkt gerechtvaardigd. Voor wie de voorkeur geeft aan zon, zee en strand (en dan met name de laatste twee) is er een artikel over de cyclische belasting van suction caisson funderingen van off-shore windmolens. Gelukkig is er ook dichter bij huis genoeg te beleven. In deze uitgave is een artikel opgenomen over het minimaliseren van de kans op lekkage bij diepwanden, gebaseerd op ervaringen in Rotterdam. Of u deze geotechniek nu in een zonnig oord openslaat of op de bank voor de open haard: ik wens u veel leesplezier! Mocht u willen reageren: kijk op www.vakbladgeotechniek.nl en post uw bevindingen aldaar. Namens redactie en uitgever, Vera van Beek Van de redactie Beste lezers, Ons vakgebied haalt af en toe het nieuws en nog steeds niet altijd posi- tief. Geen hele grote bloopers, maar toch projecten waarbij de wenk- brauwen van een ‘geotechneut’ (geuzennaam!) gaan fronsen. Het programma Geo-Impuls is al een aantal jaren aan de gang en de eer- ste tastbare resultaten zijn al opgeleverd. We denken in elke fase van een project na over kwalitatief en kwantitatief goed grondonderzoek, we hebben de kloof tussen ontwerp en uitvoering gesignaleerd en for- muleren handvatten om deze op te lossen. De observational method wordt al op een aantal projecten toegepast en Geo Risico Management gaat een steeds voornamere rol spelen in tenders en werken. Eén bepalende factor in het geotechnisch falen is echter lastig te bestrij- den: de economische crisis. De gevolgen hiervan voor de geotechnische wereld zijn al een keer in dit blad beschreven door R. Schippers en ondergetekende (Geotechniek 2010-2), maar zijn nog steeds voelbaar in de dagelijkse praktijk. Wat dat betreft is er helaas nog niet veel verbeterd. Ondanks uitstekende ontwikkelingen binnen bijvoorbeeld Rijkswater- staat met BVP (Beste Value Procurement), waarbij op kwaliteit wordt gestuurd bij het kiezen van een opdrachtnemer, is op kleinere schaal het gunnen van een opdracht op basis van sec de prijs nog aan de orde van de dag. Of het nu gaat om een adviesopdracht of een werk voor een (funderings)aannemer, het gunnen op basis van de laagste prijs is nog steeds gemeengoed, met als ultiem doel de investeringskosten (zeker in het begin) laag te houden. Zelfs al worden er EMVI elementen in de afweging meegenomen, de prijs in die rekensom is vaak nog allesbepa- lend. Bij overcapaciteit komt het prijsniveau zwaar onder druk komt te staan. Een lagere standaard wordt getolereerd vanwege een lagere prijs. Ge- voegd bij de veelal hoge tijdsdruk, is deze situatie een uitstekende basis voor (geotechnisch) falen. Bij deze dan ook (nogmaals) een beroep op alle opdrachtgevers om goed na te denken over de te stellen criteria bij het gunnen van een opdracht en een langere termijn visie te hanteren waarbij kwaliteit centraal staat. Want dan alleen kunnen geotechnische faalkosten echt gereduceerd worden en kan de Geo-Impuls doelstelling gehaald worden. Los van deze ietwat sombere overpeinzingen ligt er voor u weer een mooie uitgave, met zorg samengesteld en met een boeiende combinatie van artikelen. Mocht u willen reageren: kijk op www.vakbladgeotechniek.nl en post uw bevindingen aldaar. Wij wensen u alvast veel leesplezier toe! Namens redactie en uitgever, Roel Brouwer Van de redactie Bereik via Geotechniek (vakblad +!website) 5000+ professionals uit de GWW-sector en nieuwe prospects als overheden. Publiceer een artikel of plaats ’n advertorial ... Bekijk de tarieven op vakbladgeotechniek.nl N71 Voorwerk_Opmaak 1 28-08-13 12:10 Pagina 1 Beste lezers, Ons vakgebied haalt af en toe het nieuws en nog steeds niet altijd posi- tief. Geen hele grote bloopers, maar toch projecten waarbij de wenk- brauwen van een ‘geotechneut’ (geuzennaam!) gaan fronsen. Het programma Geo-Impuls is al een aantal jaren aan de gang en de eer- ste tastbare resultaten zijn al opgeleverd. We denken in elke fase van een project na over kwalitatief en kwantitatief goed grondonderzoek, we hebben de kloof tussen ontwerp en uitvoering gesignaleerd en for- muleren handvatten om deze op te lossen. De observational method wordt al op een aantal projecten toegepast en Geo Risico Management gaat een steeds voornamere rol spelen in tenders en werken. Eén bepalende factor in het geotechnisch falen is echter lastig te bestrij- den: de economische crisis. De gevolgen hiervan voor de geotechnische wereld zijn al een keer in dit blad beschreven door R. Schippers en ondergetekende (Geotechniek 2010-2), maar zijn nog steeds voelbaar in de dagelijkse praktijk. Wat dat betreft is er helaas nog niet veel verbeterd. Ondanks uitstekende ontwikkelingen binnen bijvoorbeeld Rijkswater- staat met BVP (Beste Value Procurement), waarbij op kwaliteit wordt gestuurd bij het kiezen van een opdrachtnemer, is op kleinere schaal het gunnen van een opdracht op basis van sec de prijs nog aan de orde van de dag. Of het nu gaat om een adviesopdracht of een werk voor een (funderings)aannemer, het gunnen op basis van de laagste prijs is nog steeds gemeengoed, met als ultiem doel de investeringskosten (zeker in het begin) laag te houden. Zelfs al worden er EMVI elementen in de afweging meegenomen, de prijs in die rekensom is vaak nog allesbepa- lend. Bij overcapaciteit komt het prijsniveau zwaar onder druk komt te staan. Een lagere standaard wordt getolereerd vanwege een lagere prijs. Ge- voegd bij de veelal hoge tijdsdruk, is deze situatie een uitstekende basis voor (geotechnisch) falen. Bij deze dan ook (nogmaals) een beroep op alle opdrachtgevers om goed na te denken over de te stellen criteria bij het gunnen van een opdracht en een langere termijn visie te hanteren waarbij kwaliteit centraal staat. Want dan alleen kunnen geotechnische faalkosten echt gereduceerd worden en kan de Geo-Impuls doelstelling gehaald worden. Los van deze ietwat sombere overpeinzingen ligt er voor u weer een mooie uitgave, met zorg samengesteld en met een boeiende combinatie van artikelen. Mocht u willen reageren: kijk op www.vakbladgeotechniek.nl en post uw bevindingen aldaar. Wij wensen u alvast veel leesplezier toe! Namens redactie en uitgever, Roel Brouwer Van de redactie Bereik via Geotechniek (vakblad +!website) 5000+ professionals uit de GWW-sector en nieuwe prospects als overheden. Publiceer een artikel of plaats ’n advertorial ... Bekijk de tarieven op vakbladgeotechniek.nl N71 Voorwerk_Opmaak 1 28-08-13 12:10 Pagina 1 Beste lezers, N71 Voorwerk_Opmaak 1 28-08-13 12:10 Pagina 6 geotechniek _Juli_2014_binnen_v3.indd 33 04-06-14 13:56 geotechniek _FUN_2014_v2.indd 49 14/11/14 16:17 T E R R A C O N Kwaliteit als fundament www.terracon.nl info@terracon.nl Interesse? Bel +31 (0)10 425 65 44 of mail naar info@uitgeverijeducom.nl en wij nemen contact met u op om de diverse mogelijkheden te bespreken. Uitgeverij Educom BV Uitgeverij Marketing Drukwerk Investeringen Internet www.uitgeverijeducom.nl ! Leden KIVI NIRIA, afd. Geotechniek ! Leden Ingeokring ! Leden NGO (Nederlandse Geotextielorganisatie) ! Leden ie-net (v/h KVIV) ! Leden BGGG (Belgische Groepering voor Grondmechanica en Geotechniek) ! Leden ABEF (Belgische Vereniging Aannemers Funderingswerken) ! 5.000+ professionals uit de GWW-sector in Nederland en België (waaronder ook prospects als overheden) Word sponsor of mede-ondersteuner van Geotechniek en bereik uw doelgroep effectief! U ontvangt een aantrekkelijk publiciteitspakket waarmee u uw organisatie, dienst of product kunt profileren d.m.v. publicatie/adverteren. Kies VOOR HET VAKBL AD GEOTECHNIEK EN bereik N71 Cover_Opmaak 1 02-09-13 09:48 Pagina 2 BAM Infraconsult is ruim 30 jaar actief in het ontwerp, project management en uitvoering van projecten op het gebied van infrastructureel ontwerp, kust- en maritieme waterbouw. Vanuit onze vestigingen in Gouda, Amsterdam, Apeldoorn , Breda, Den Haag, Ravenstein, Utrecht, Zuidbroek, Singapore, Jakarta en Perth werken wij aan projecten in binnen- en buitenland, veelal in opdracht van de sector Infra van Koninklijke BAM Groep nv, BAM International en externe opdrachtgevers. De onzekerheden die de ondergrond met zich meebrengt, creëren naast risico’s ook kansen voor het ontwerp en bouw van civieltechnische projecten. De afdeling Geotechniek speelt daarom een centrale rol bij de projecten van BAM Infraconsult en haar zusterbedrijven. B A M I n f r a c o n s u l t ke n m e r k t z i c h d o o r b e t r o u w b a a r h e i d , d e s k u n d i g h e i d , slagvaardigheid, blijvend onderscheidend en is onlosmakelijk verankerd in het bouwbedrijf. Dankzij deze mentaliteit zijn we zeer succesvol. www.baminfraconsult.nl BAM Infraconsult bv | Postbus 268 | 2800 AG Gouda | Tel. (0182) 59 05 10 | info@baminfraconsult.nl | www.baminfraconsult.nl Advertentie Geotechniek. nummer 1.indd 1 24-1-2014 14:49:49 www.pao.tudelft.nl Cursussen Geotechniek najaar 2014 Realisatie bouw en infrastructuur op slappe bodem25 en 26 november 2014 (3 Kenniseenheden Constructeursregister, 10 PDH’s Geotechniek)Cursusleiders: Ir.drs. E. Tromp (Deltares) en ir. P.R.M. Ammerlaan (Fugro GeoServices) Prijs: ! 890,00 excl. btw Postbus 50482600 GA Delft 015 278 46 18info@pao.tudelft.nl StichtingPostAcademisch Onderwijs GrondverbeteringstechniekenInjectietechnieken, grouting, bevriezen20 en 21 november 2014Cursusleiders: Prof.dr.ir. A.E.C. van der Stoel (CRUX Engineering BV/Universiteit Twente/NLDA) en ir. J.K. Haasnoot (CRUX Engineering BV) Prijs: ! 890,00 excl. btw Paalfunderingen voor civiele constructies2, 3 en 9 december 2014 (8 Kenniseenheden Constructeursregister, 17 PDH’s Geotechniek, 17 PDH’s Bouw- en Waterbouwkunde)Cursusleiders: Ir. M. Korff (Deltares/Cambridge University) en ing E. de Jong (Geobest BV) Prijs: ! 1.170,00 excl. btw literatuur: ! 270 excl. btw (NEN-norm 9997-1:2012 en SBRCURnet-publicaties ‘Ontwerpregels voor trekpalen’, ‘Bearing capacity of steel pipe piles’ en ‘Ankerpalen’) Ankerpalen: ontwerp, uitvoering en beproeving27 november 2014 Cursusleiders: Ir. A.C. Vriend (Ac écon BV) en ing. E. de Jong (Geobest BV) Prijs: ! 615,00 excl. btw incl. SBRCURnet-publicatie ‘Ankerpalen’ In deltagebieden wereldwijd worden bijna alle gebouwen en andere belangrijke constructies op palen gefundeerd, zo ook in Nederland. Daarom wordt in één cursus aan alle facetten van de paalfundering aandacht besteed, zowel aan de bestaande en nieuwe ontwerpmethodieken als aan de uitvoering van paalfunderingen en aan de ontwikkeling op het gebied van proefbelasten. Het gebruik van grondverbeteringstechnieken neemt steeds meer toe bij ondergrondse bouwprojecten en projecten waarbij omgevings-beïnvloeding en funderingstechniek een belangrijke rol spelen. In deze cursus wordt u op de hoogte gebracht van de laatste ontwikkelingen op het gebied van de toepassingsmogelijkheden en het ontwerp, de kosten en de uitvoering, met veel aandacht voor recente praktijkprojecten. advertentie_geotechniek_3_2014.indd 1 13-5-2014 10:25:36 geotechniek_Juli_2014_cover.indd 2 04-06-14 13:53 TE HUUR: EEN OPLOSSING, ALTIJD. OVER AL . www.diesekogroup.com/rental VIBR ATORY FOUNDATION EQU IPMENT SALES - RENTAL - CONSTRUCTION - SERVICE NIEUW: Power Units met i-Timer stop-start systeem te huur RENTAL FLEET: Trilblokken tot 500 kgm Power Units tot 3200 l/min Vibroﬂ ots - DOP pompen Lelystraat 49 3364 AH Sliedrecht T: +31 184 410 333 geotechniek _FUN_2014_v2.indd 55 14/11/14 16:17 geotechniek _December_2015_v3.indd 65 27/11/15 22:30 geotechniek _April_2016_v1.indd 63 09/03/16 19:11 geotechniek _December_2016_v1.indd 3 28/11/2016 15:48 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 36 20/11/17 12:57 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 20 05/02/18 14:05 8 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Inleiding Waterglas wordt in de civiele techniek toegepast door het samen met water en een harder in de vorm van een zogenaamde bodeminjectie toe te passen als kunstmatige bodemafsluiter bij bouwkuipen. Over waterremmende bodemin - jecties publiceerde Van der Stoel (2013) reeds in dit Vakblad, waarbij met name in werd gegaan op ontwerp, maakbaarheid en monitoring. De conclusie dat het hier een volwassen techniek met gebruiksaanwijzing betreft, heeft geleid tot de nodige ontwikkelingen in de afgelopen jaren. In dit artikel wordt in dat kader ingegaan op een aantal proeven die zijn uitgevoerd om de kwali - teit van de horizontale bodemafsluiters beter te kunnen garanderen. De keuze voor een waterglasinjectie wordt vaak gemaakt in verband met de relatief snelle bouw - tijd in vergelijking met onderwaterbeton, het makkelijker kunnen verwijderen van de dam - wanden en het tot een minimum beperken van het grondwateronttrekkingsbezwaar. Ondanks dat dit heeft geleid tot veelvuldige succesvolle toepassing, is op een aantal van de projecten waar de afgelopen jaren bodeminjectie is toege - past als bodemafsluiter, het gewenste resultaat niet (geheel) behaald. Om in kaart te brengen hoeveel projecten succesvol zijn uitgevoerd zijn door Gerssen & Van de Werfhorst (2017) project - gegevens verzameld. Op basis van dit in onder - zoek is het de inschatting dat sinds 2002 ruim 200 grotere bouwkuipen met bodeminjectie zijn gerealiseerd (het werkelijke aantal projecten is lastig te bepalen, aangezien niet elk bedrijf alle projecten heeft gedocumenteerd). Hiervan zijn er bij tussen de 5 en 10 bouwkuipen in meer of mindere mate problemen opgetreden die be - trekking hadden op de bodeminjectie., oftewel circa 5% van de projecten. De oorzaken hiervoor zijn heel divers geweest en liggen zeker niet altijd direct voor de hand. Van de mogelijke oorzaken (Van der Stoel, 2013) zijn een aantal onderzocht, welke in dit artikel worden behandeld, zijnde het verbeteren van de aanbrengnauwkeurigheid, het verminderen van de omgevingsbeïnvloeding bij aanbrengen, de invloed van trillingen in het proces en het con - troleren (beperken) van de injectiedrukken. Aanbrengen injectiepunten/-slangen Een van de beperkingen in de garantie van de werking van een waterremmende bodeminjectie ligt in de aanbrengnauwkeurigheid van de injec - tiepunten. Het aanbrengen van de injectiepun - ten op basis van het gekozen injectiestramien kan op meerdere methoden, namelijk: • inboren; • laagfrequent intrillen; • hoogfrequent intrillen; • sonisch intrillen. Nadat de injectiepunten op diepte zijn aange - bracht kan door de slang geïnjecteerd worden. De injectielaag ontstaat doordat ter plaatse van elk injectiepuntje min of meer een bolvormig element (ﬁguur 1) gevormd wordt. Deze ele - menten vormen de basis voor een injectielaag. Naarmate de bollen tijdens injectie groeien, gaan ze elkaar op een gegeven moment over - lappen waardoor alle bolvormige elementen samen een geheel vormen. De hoeveelheid in - Onderzoek naar verbetering van de horizontale bodemafsluiting door middel van bodeminjectie Ing. E. van de Werfhorst Hogeschool Windesheim Dr. ir. A.E.C. van der Stoel CRUX Engineering BV Ing. R. Gerssen Hogeschool Windesheim Figuur 2 - Plattegrond met injectieraster. Figuur 1 - proefbak met injectiebollen. geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 8 05/02/18 14:04 9 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Samenvatting Waterglas wordt in de civiele techniek als kunstmatige bodemafsluiter bij bouwkuipen. In dit artikel wordt ingegaan op een aantal proeven die zijn uitgevoerd om de kwaliteit van de horizontale bodemafsluiters beter te kunnen garanderen. Conclusies zijn dat door nieuwe ontwikkelingen de aanbrengnauwkeurigheid kan worden verbeterd, de omgevingsbeïn - vloeding bij aanbrengen kan worden verminderd, de invloed van trillin - gen in het proces nauwkeurig moet worden bewaakt en dat het contro - leren (beperken) van de injectiedrukken in combinatie met de -debieten een belangrijke rol speelt. jectievloeistof per injectiepuntje, en dus ook de grootte van het bolvormige element hangt af van het gekozen injectiestramien. De injectiepunten worden volgens een vooraf gekozen injectiestramien aangebracht (ﬁguur 2). Het injectiestramien bestaat uit een driehoek met gelijke zijden, waarbij gevarieerd kan wor - den in de lengte van de zijden. Op basis van het gekozen stramien wordt vooraf de hoeveelheid injectievloeistof per injectie-element bepaald. In tabel 1 zijn enkele veelvoorkomende voor - beeld-stramienen weergegeven met de bijbeho - rende kentallen. Wanneer de slangen worden aangebracht mid - dels het intrillen van een damwandproﬁel of H-Bint is de plaatsingsnauwkeurigheid geringer dan bij geboord aanbrengen. Bovendien kunnen trillingen zorgen voor een wijziging in de conus - weerstand (verdichten bij losgepakt zand en ont - spannen bij hoge conusweerstanden) en kunnen deze meer hinder en schade veroorzaken. Deze schade wordt bijvoorbeeld veroorzaakt doordat de trillingen zorgen voor verplaatsingen van de grond in de bouwkuip en additionele vervormin - gen van de damwanden of doordat de trillingen ontoelaatbaar zijn voor (in de grond gevorm - de) palen in de bouwkuip of voor belendende gebouwen. Boren is nauwkeuriger qua plaatsing, maar echter weer trager en veroorzaakt een boorgat dat moet worden afgedicht. Dit leidt er toe dat bij een grotere aanbrengdiepte dan circa 15m de positionering van de injectiebol zo sterk kan afwijken van de normaal haalbare circa 1,0% af - wijking, dat een overmaat aan injectievloeistof van wel 20-50% moet worden geïnjecteerd om een grotere zekerheid te krijgen dat de bouw - kuip wordt afgedicht. Dit leidt weer tot andere mogelijke problemen ten aanzien van dicht in - jecteren bij nabijgelegen punten en sowieso tot een oneconomisch ontwerp. Om dit mogelijk probleem op te lossen zijn on - der andere door Van t Hek International en B&P Inter en High Five Solutions BV proeven uit - gevoerd met het sonisch inboren van injectie - punten. Dit heeft als belangrijk voordeel dat de snelheid van trillen wordt gecombineerd met de nauwkeurigheid van boren. Op deze wijze zijn tot op een diepte van 35m in een proefkuip bij Van ’t Hek in de ZO Beemster punten aangebracht met een nagemeten minimale plaatsafwijking (<1%). Ook zijn onlangs op grote schaal in Utrecht bij een aantal projecten door High Five Solutions BV injectiepunten geïnstalleerd op een diepte tot circa 11m. Om de invloed van het sonisch boren op de co - nusweerstand te beschouwen en de trillingen in de omgeving te meten zijn begin 2017 op IJburg in Amsterdam proeven uitgevoerd waar ook een student (J. Keuzenkamp) op is afgestudeerd aan de TU-Delft. De resultaten laten zien dat de conusweerstand niet signiﬁcant voor- of nade - lig wordt beïnvloed door de sonische trillingen en dat de gemeten trillingen op circa 1m uit de boorkop minder dan 1mm/s bedragen. Ook is van het fenomeen van maaiveldzakking cq. ‘kra - tervorming’ welk vaak ontstaat bij het gebruik van H-proﬁelen en damwanden geen enkele sprake en ligt de aanbrengsnelheid hoger. Ook is het onder omstandigheden mogelijk om door alleen sonisch te trillen, dus zonder te boren, de punten aan te brengen. Invloed omgevingstrillingen op het resultaat van de injectie De invloed van omgevingstrillingen op de door - latendheid van een waterglasinjectie zijn van be - lang omdat vaak in de nabijheid van de bodemin - jectiewerkzaamheden andere werkzaamheden plaatsvinden die trillingen veroorzaken, zoals bijvoorbeeld het intrillen van damwanden of het heien van palen. Nu wordt vaak als praktische vuistregel aangehouden dat minimaal circa 30m moet zitten tussen deze werkzaamheden en de injectiewerkzaamheden. Om de invloed van omgevingstrillingen op de doorlatendheid van met waterglasinjectie geïn - jecteerd zand vast te kunnen stellen, zijn door de auteurs een aantal experimenten uitgevoerd waarbij het moment van trillen is gevarieerd. Er is getrild tijdens injectie, tijdens het omslaan (kippen) van de injectievloeistof en na 72 uur uit - harden. De tijdsduur van de trillingen per mon - ster bedraagt 30 minuten. De doorlatendheid van de proefmonsters is steeds gemeten 72 uur na injectie. Tabel 2 geeft een overzicht van de re - sultaten van de experimenten. Na het meten zijn de monsters geanalyseerd, Tabel 1 - Voorbeeld theoretische kentallen bij veelvoorkomende injectiestramienen. Zie ook ﬁguur 2 Stramien A x A Aantal injectiepunten bij een bouwkuip van 10x10m (100m 2) Aantal injectiepunten bij een bouwkuip van 20x20m (400m 2) Bol diameter (in cm) Liters per bol o.b.v. 35% vulling poriën Totaal liters bouw - kuip á 100m 2 Totaal liters bouw - kuip á 400m 2 120x120 88 346 140 502 45.000 174.000 110x110 109 416 130 402 44.000 167.500 100x100 132 506 120 316 42.000 167.500 90x90 158 630 105 212 33.500 134.000 80x80 207 798 95 157 32.500 125.500 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 9 05/02/18 14:04 10 GEOTECHNIEK - Maart 2018 waarbij een aantal zaken naar voren zijn ge - komen. Bij het trillen tijdens injectie blijkt dat het zandpakket verder verdicht is door de tril - lingen, waardoor er een laag waterglas bovenop het monster is ontstaan (ﬁguur 3). Bij het trillen tijdens het kippen is het zandpakket ook verder verdicht, waarbij een dun horizontaal laagje waterglas en een holle ruimte over de volledi - ge lengte van het monster is ontstaan (ﬁguur 4). Bij het trillen na 72 uur uitharden is te zien dat het monster lichte scheurvlakken vertoond (ﬁguur 5). Daarnaast voelt het monster minder sterk aan in vergelijking met de andere twee monsters. Bij het trillen tijdens injectie is de doorlatend - heid beïnvloed door de lens van pure waterglas op het monster; de meting is dus niet represen - tatief; in de praktijk loopt het water makkelijk langs of door een scheur zo in een lens. In ie - der geval kan geconcludeerd worden dat trillen tijdens injecteren een negatieve invloed heeft op het resultaat, het monster is niet homogeen geïnjecteerd. Hetzelfde geldt, in wat mindere mate, ook voor de metingen van het trillen tij - dens het kippen. Het trillen na het uitharden (72 uur) heeft een negatieve invloed op de doorlatendheid van het met waterglas geïnjecteerde zand. De doorla - tendheid wordt in de proef bij benadering een factor tien groter. Vanwege de beperkte grootte van de proef kan deze factor niet rechtstreeks toegepast worden in de praktijk; het is in ieder geval duidelijk dat trillingen direct toegepast op geïnjecteerd zand ongunstig zijn voor de doorla - tendheid, hetgeen strookt met bevindingen in de praktijk. Nader onderzoek zou moeten uitwijzen op welke afstand / welke trillingen nog accepta - bel zijn. Tot dan wordt aanbevolen trillingen te vermijden. Invloed injectiedruk en –debiet bij aanbrengen injectievloeistof Het injecteren van waterglas gebeurt volgens het permeation grouting principe. Dit wil zeg - gen dat tijdens injectie de korrelstructuur van het zand intact blijft en dat enkel de poriën gevuld worden met injectievloeistof. Indien de snelheid van injecteren en de daarbij optreden - de injectiedruk te hoog wordt, dan zal op een bepaald moment fracturing (grondscheuring) optreden. In de nieuwe versie van Eurocode 12715, gewijd aan de uitvoering van grouting werk, zal (nog onder voorbehoud!) worden aangegeven dat “ In order to avoid displacement or hydrofracture, rock grouting shall be carried out at carefully control - led pressures and ﬂow rates, using appropriate grouts ” en “ typical ﬂow rates are in the range 4 to 10 l/min, but need to be selected with due regard to the soil to be permeated ”. De debieten bij bodeminjectie zullen dus tussen de 4 en 10 liter per minuut moeten liggen, bij gecontroleerde en van toepassing zijnde druk - ken. Dat laatste is echter voor brede interpre - tatie vatbaar. De pompdruk waarmee de injec - tievloeistof in de grond wordt gebracht varieert uiteraard per situatie. Over het algemeen zijn in de beroepspraktijk vuistregels beschikbaar, gerelateerd aan een veilige afstand tot een ongesteund graaffront of tot aan het maaiveld. Deze vuistregels lopen zeer uiteen: 1. Europa: pmax = 1,0 bar / m diepte; 2. VS: pmax = 0,22 bar / m diepte (=1 psi per voet ); 3. China: max = 2,0 bar / m diepte; 4. de injectiedruk moet ongeveer gelijk zijn aan 2 tot 2,5 maal de grondspanning die heerst op de diepte waarop wordt geïnjecteerd; 5. het product van injectiedruk (bar) en pomp - debiet (l/min) mag niet groter zijn dan 20; 6. de injectiedruk moet minimaal gelijk zijn aan 1,5 maal de waterspanning die heerst op de diepte waarop wordt geïnjecteerd. Het blijkt wel dat de vuistregels nogal uiteen Figuur 3, 4, 5 - Resultaten trillen Tabel 2 - K-waarden experimenten omge - vingstrillingen. Experiment Gemiddelde k10 (m/s) Nulmeting 0.16*10 -7 Trillen tijdens injectie 0,03*10 -7 Trillen tijdens kippen 14*10 -7 Trillen na 72 uur uitharden 1,7*10 -7 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 10 05/02/18 14:04 11 GEOTECHNIEK - Maart 2018 lopen. Vooral het gebrek aan enige correlatie met de grondgesteldheid maakt dat de meeste regels in de praktijk van twijfelachtige waarde zijn. Het is met name belangrijk dat geen grote variaties in de injectiedruk optreden. Een grote variatie is slechts verantwoord bij aanvang van de injectie (initiatiedruk). Situaties waarin een ongewenste, grote variatie kan optreden zijn: • het hanteren van een te lange injectietijd ten opzichte van de geltijd, waardoor zogenaam - de zweervorming optreedt; bij zweervorming verhardt de buitenste schil van het injectieli - chaam, waarna de onverharde binnenmassa wegens de injectiedruk door de schil breekt; het injectielichaam krijgt hierdoor een zeer onregelmatige structuur; • het ontsnappen van injectievloeistof langs de lans of injectieslang; • het uitbreken van injectievloeistof naar een holle ruimte / bij injectie nabij een laagover - gang. De daadwerkelijke injectiedruk is die aan het uiteinde van de injectiebuis of -slang. De pomp - druk (manometer op de pomp) wordt nog beïn - vloed door de stijghoogte en het wrijvingsverlies in de injectiebuis of -slang. Om de invloed van de injectiedruk op het resul - taat en speciﬁek de doorlatendheid van een wa - terglasinjectie te bepalen, zijn een aantal expe - rimenten uitgevoerd. Hiertoe zijn experimenten uitgevoerd met een debiet van 2,0, 5,0 en 8,0 l/ min. Voor de uitvoering van de experimenten is gebruik gemaakt van een door de auteurs zelf ontworpen en in elkaar gezette proefbak, zie ﬁ - guur 6. Het zand dat is gebruikt voor de experi - menten is gewonnen in het Lingemeer (Gelder - land), ten Noorden van de rivier de Linge. Het gebruikte zand is rivierzand en wordt geleverd onder de naam ophoogzand met een opgegeven korrelafmeting van 0-1 mm. De resultaten van de experimenten zijn in ta - bel 3 weergegeven. De doorlatendheid van de experimenten uitgevoerd met 2,0 en 5,0 l/min zijn nagenoeg gelijk. De doorlatendheid van het experiment uitgevoerd met 8,0 l/min is circa 2 keer hoger. Uit de tabel is ook af te lezen dat bij een hoger injectiedebiet een hogere injectiedruk ontstaat. De ﬁguren 7 t/m 9 laten de verkregen injectielagen zien van de drie experimenten. Het feit dat bij het experiment waarbij geïnjec - teerd is met 8,0 l/min een hogere doorlatend - heid is ontstaan kan verklaard worden aan de hand van enkele tijdens de proef vastgelegde waarnemingen. In de doorsnede van de 8,0 l/ min injectielaag (ﬁguur 10) zijn tijdens injectie ruimtes ontstaan waar de injectievloeistof zich niet in de poriën heeft kunnen verspreiden; de vloeistof is dus met een dusdanige snelheid ge - injecteerd dat de korrelstructuur van het zand is veranderd: er heeft fracturing opgetreden. Dit is ook waarneembaar geweest door het plexi - glas aan de voorzijde van de proefbak en door het aantreffen van pure waterglas lenzen in het injectiemassief na ontgraven. Wanneer het bereik van de injectiedrukken wordt beschouwd (tabel 3), dan valt op dat bij 8,0 l/min grote ﬂuctuaties zijn opgetreden, zie Figuur 7, 8, 9 - Resultaat experimenten injectielagen Figuur 6 - Opzet proefbak injecties Figuur 10 - Doorsnede van het injectiemassief bij 8,0 l/min Tabel 3 - Overzicht resultaten experimenten. Debiet (I/min) Gemiddelde doorlatendheid k10 (m/s) Druk (bar) 2,0 6,3*10 -7 0 - 0,3 5,0 5,4*10 -7 0,1 - 1,0 8,0 12*10 -7 0,1 - 2,0 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 11 05/02/18 14:04 12 GEOTECHNIEK - Maart 2018 ook de pieken en terugvallen in ﬁguur 11 De zandkorrels zijn dus uit elkaar zijn gedrukt ofte - wel ook dit wijst op het optreden van fracturing (grondscheuring). Omdat bij fracturing de korrelstructuur van het zand niet wordt gepenetreerd, maar het injec - tiemateriaal lenzen vormt (de injectievloeistof zoekt in feite de weg van de minste weerstand), verspreidt de vloeistof zicht willekeurig en vormt het dus geen compact geheel met het zand zo - als dit wel bij permeation het geval is. Tijdens de experimenten is van elke injectielaag de afstand van het hart van de injectielaag tot de bovenkant van de geïnjecteerde laag ingemeten. Het resul - taat hiervan is opgenomen in ﬁguur 12. Hieruit blijkt dat de donkergrijze staven (8 l/min) overal hogere waardes aangeven, wat bevestigt dat het zand deels door de door de fracking ontstane lenzen omhoog is gedrukt. In feite is dus aan - getoond dat bij te hoge drukken in plaats van permeation grouting, fracturing optreedt…niet geheel toevallig de wijze waarop ooit ook fractu - re grouting is ‘uitgevonden’. Conclusie Ten aanzien van de onderzochte componenten van bodeminjectie, zijnde het verbeteren van de aanbrengnauwkeurigheid, het verminderen van de omgevingsbeïnvloeding bij aanbrengen, de invloed van trillingen in het proces en het con - troleren (beperken) van de injectiedrukken, zijn de volgende conclusies te trekken. De aanbrengnauwkeurigheid valt, in het bijzon - der bij de aanwezigheid van obstakels, harde lagen en aanbrengen op grotere diepten dan 15m, aanzienlijk te verbeteren door de punten sonisch borend aan te brengen. Tot op een diep - te van 35m bleek een afwijking van kleiner dan 1,0% haalbaar. De invloed van trillingen op geïnjecteerd zand zijn ongunstig voor de doorlatendheid, hetgeen strookt met bevindingen in de praktijk. Nader onderzoek zou moeten uitwijzen op welke af - stand / welke trillingen nog acceptabel zijn. Tot dan wordt aanbevolen trillingen te vermijden. Uit de experimenten is gebleken dat de injectie - druk een duidelijke invloed heeft op het resul - taat van de bodeminjectie. Bij een verhoging van het injectiedebiet naar 8,0 l/min traden sterke drukﬂuctuaties op en is fracturing opgetreden. Dit is, zeker in de prakrijk, zeer nadelig voor de doorlatendheid, omdat het water dan tussen de schollen van pure waterglas door zal stromen. Ook wordt het maaiveld gelift, hetgeen over het algemeen niet wenselijk is. Ten aanzien van de injectiedruk en het -debiet, wordt eensluidend de Eurocode, sterk geadvi - seerd om bij bodeminjectie de debieten en in - jectiedrukken te beperken, waarbij de vuistregel dat het product van injectiedruk (bar) en pomp - debiet (l/min) niet groter zijn dan 20 daarbij een goede richtlijn lijkt te zijn. Het is overigens essentieel de drukken en de - bieten zowel te monitoren als vast te leggen en een bewakingssysteem op te tuigen om over - schrijding te voorkomen. Literatuur - A.E.C. van der Stoel, Waterremmende bode - minjectie: Volwassen techniek met gebruiks - aanwijzing, Geotechniek, jaargang 17, num - mer 4, oktober 2013 - Gerssen & Van de Werfhorst, Afstudeerrap - port: Horizontale bodemafsluiting door middel van waterglasinjectie, Juni 2017 - EN 12715 Execution of special geotechnical works Grouting Figuur 11 - Drukﬂuctuatie tijdens injectie Figuur 12 - Afstand hart injectielaag tot bovenkant injectielaag uitgezet in hoogtegraﬁek 1,0 2,0 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 12 05/02/18 14:05 GEOKUNST - Maart 2018 56 Inleiding fase 2 en 3 De resultaten van fase 1 (Vollmert & Klompmaker, 2017) lieten zien dat een meerlagensysteem van ongebonden granulair materiaal in combinatie met een geogrid in funderingen kan worden beschouwd als een samengesteld materiaal. Vooral in constructies waarin buig-, trek- en drukzones aanwezig zijn, toont het concept van een meerlagenmodellering zijn meerwaarde. Wegconstructies zijn daar een voorbeeld van, zoals aangetoond door Zander, 2007 (zie ﬁguur 1). Proefvak 1.1 op een zwakke ondergrond (zie ﬁguur 7 in Vollmert & Klompmaker, 2017) met een op elkaar afgestemde laagopbouw en meerlagige geogridversterking toonde een hoge stijfheid en afnemende snelheid van permanente vervorming bij toenemend aantal belastingscycli. Hoewel de uiteindelijke stijfheid van de ondergrond niet voldeed aan de gangbare ontwerpeisen, kan dit proefvak worden beschouwd als een referentieconstructie voor wegconstructies, zowel vanuit oogpunt van stijfheid (E v2 ≥ 130 MN/m!; voor conversie naar Nederlandse stijfheidsindicatoren zie bijvoorbeeld SBRCURnet (2018)) als van permanente vervorming (spoordiepte minder dan 1 cm bij directe belasting door meer dan 300 10-tons aslasten). De rek in de wapening bleek na 1000 herhalingen van een 10-tons standaard aslast minder dan 0,05% te zijn. Met andere woorden, er was sprake van stabilisatie van de onverharde constructie in zijn grenstoestand in de gebruiksfase. Om deze bevinding om te zetten naar verharde wegen zijn veldmetingen uitgevoerd op twee proefvakken. Deze vakken werden gekenmerkt door slechte ondergrondomstandigheden, hoge asbelastingen en zeer grote aantallen lastherhalingen. Het doel van de proeven in fase 2 was om een beeld te krijgen van de spanningscondities in de stijve wegconstructies en om in de wapening spanningen te meten onder cyclische belasting. Met kennis van de spannings- en permanente vervormingseigenschappen van ongebonden granulair materiaal en de eigenschappen van de wapening, moest een test worden ontwikkeld om in fase 3 de prestaties van het samengestelde materiaal (meerlaags gewapend funderingsmateriaal) te kunnen valideren en voorspellen. Dit om meer inzicht te krijgen in het materiaalgedrag bij gecontroleerde cyclische belasting. Fase 2 – in-situ proeven op verharde wegen De hierna gepresenteerde projecten worden besproken in RStO-constructieklassecodering. De RStO is de basis waarop wegen in Duitsland worden ontworpen en in constructieklassen worden ingedeeld. De constructieklasse is gevalideerd met onderzoeken met een valgewichtdeﬂectiemeter op afgebouwde wegconstructies (zie bijvoorbeeld Grätz, 2009). In die onderzoeken en in dit artikel is de systematiek van de constructieklassen conform de RStO-versie 2001 gebruikt. Met behulp van bijvoorbeeld Plehm (2013) kan de klassenaanduiding worden omgezet naar de huidige klassenindeling volgens RStO 2012. Hoe geogrids de prestaties van wegen verbeteren (deel 2) Dr.-Ing. Lars Vollmert BBG Bauberatung Geokunststoffe GmbH & Co. KG, Duitsland Dipl.-Ing. Jörg Klompmaker NAUE GmbH & Co. KG, Duitsland Figuur 2 - Dwarsdoorsnede met instrumentatie (links) en positie van rekstroken in langs- en dwarsrichting op de wegas; de meetpunten 1,1 tot 1,10 en 2,1 tot 2,10 zijn telkens boven elkaar gesitueerd (rechts) Figuur 1 - Opbouw wegconstructie van K50n Altenberge geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 56 05/02/18 14:05 Samenvatting 57 GEOKUNST - Maart 2018 Constructieklasse 1/2 (hoofdwegen) Bij de aanleg van de nieuwe zuidelijke rondweg van de stad Altenberge in Duitsland is een weg van constructieklasse 1/2 geïnstrumenteerd (zie ﬁguur 1). De lokale ondergrond bestaat uit glaciale leem- en keileemlagen van circa 0,7 tot 1,8 m dik. De glaciale leemlagen tonen een vaste tot halfvaste consistentie, maar hebben de neiging tot verweking als water binnendringt en te barsten tijdens droge periodes. Tot een diepte van ongeveer 0,6 m onder maaiveld blijkt het vochtgehalte ongeveer 18% te zijn. De ongedraineerde afschuifsterkte is bepaald met over 10 kN/m!. De vereiste stabilisatie van de funderingslagen met een geogrid was geïntegreerd in de totale laagopbouw. Om de draagkracht te vergroten, is de constructie versterkt door twee lagen gelast PET-geogrid (zie ﬁguur 1) met een hoge stijfheidsmodulus (J ,=0-1,0%, =0-1,0% , MD & CMD > 1700 kN/m) en een langeduur sterkte van 26 kN/m toe te passen. Het gekozen product vertoont een minimale kruiprek, waardoor de stijfheid over een zeer langdurige periode kan worden gegarandeerd. Het meetprogramma had tot doel om de rekken te meten in het vlak van de wapening, zowel in langs- als in dwarsrichting op de as van de weg. De verticale permanente vervormingen bovenop de eerste wapeningslaag werden over de volle wegbreedte vastgelegd door een horizontale hellingsmeter (zie ﬁguur 2). De temperatuur in de wapeningslaag werd geregistreerd met PT100 temperatuursensoren. Figuur 3 toont de op verschillende tijden gemeten rekken dwars op de weg. In de buurt van het midden van de geïnstrumenteerde rechter rijstrook zien we een maximum waarde die afneemt naar de rand van de rijstrook (zie ﬁguur 3). De rekken nemen in de tijd continu toe vanaf het einde van de bouwwerkzaamheden. Na één jaar gebruiksfase blijken de rekken enigszins toe te nemen. De toename van rekwaarden dwars op de wegas kan worden verklaard door meer lastspreiding als gevolg van naverdichting vanwege de slechte ondergrondcondities. In 2017 heeft de wapening meer dan 8 jaar onder verkeer gelegen. De reksnelheid is dan aanzienlijk verlaagd en er is geen noemenswaardige permanente vervorming waargenomen, die de bruikbaarheid van de wegconstructie negatief zou beïnvloeden. Doordat de stijfheid van de wegconstructie met elke aangelegde laag toeneemt, neemt de rekwaarde van de funderingswapening die volgt uit de verdichtings- en zettingsvervormingen af. De gemiddelde rekwaarden in de bovenste wapeningslaag bedragen over de wegbreedte slechts ongeveer 50% van de rekwaarden in de onderste wapeningslaag. Bovenop het statische spanningsniveau, dat weliswaar met de tijd verandert en met elke constructiefase (zie ﬁguur 3), ontstaan kortstondige toename van de spanningen door dynamische belasting (verdichting), cyclische belasting (bouwvoertuigen en verkeersbelasting in gebruiksfase) en/of tijdelijke quasi-statische belasting (statische plaatbelastingsproef) (zie ﬁguur 4). In de bouwfase zijn deze rekwaarden als gevolg van verdichting en bouwverkeer In deel 1 van dit artikel is ingegaan op onderzoekswerkzaamheden die aantoonden dat een hoge stijfheid van een geogrid gecombineerd met een toepassing in meerdere lagen een gunstigere bijdrage levert dan een wapening die slechts uit een enkele laag bestaat. Dit artikel presenteert fase 2 en 3 van het onderzoeksprogramma. Deze fasen 2 en 3 valideren de eerdere bevindingen van het gedrag van complete wegverhardingen, en in het bijzonder proefresultaten onder gecontroleerde laboratoriumomstandigheden. Het stabiliserende effect van geogrids blijkt al op te treden bij minder dan 1% rek in het geogrid. De structuur en trekstijfheid van de geogrids blijken de twee belangrijkste eigenschappen te zijn voor de prestaties van geogrids. Het opsluitende effect zorgt voor verbetering van de draagkracht van de gewapende laag zelfs bij een laag vervormingsniveau. De ontwikkeling van permanente vervorming wordt een factor kleiner. Daarom dragen geogrids bij aan een langere bruikbaarheid en levensduur van een wegconstructie. Figuur 4 - Rekwaarden in onderste laag wapening loodrecht op wegas in afgebouwde asfaltverharding onder vrachtwagenbelasting van 40 ton en rijsnelheid 10 km/h Figuur 3 - Verloop permanente vervorming in onderste laag van wapening (zie Afb. 1) dwars op de rijrichting geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 57 05/02/18 14:05 GEOKUNST - Maart 2018 58 in de orde van 1%. Deze rekken nemen sterk af als de stijfheid is toegenomen nadat de asfaltverharding is aangebracht en de wegconstructie is afgebouwd. Constructieklasse 3/4 (plattelandswegen) Voor de verharding van een havengebied is een constructie met een totale dikte van 87 cm ontworpen. De verhardingsconstructie wordt getoond in ﬁguur 5a, constructie III. Vanwege de voorbelasting van al aanwezige constructies, is in de ontwerpberekening uitgegaan van een ondergrondstijfheid met E v2 ≥ 80 MN/m!. Vanwege inhomogeniteiten in de ondergrond en variaties in de draagkracht van de ondergrond is een versterking met twee lagen gelast PP- geogrid (zie ﬁguur 5) aangebracht (J ,=0-1,0%, =0- 1,0% , MD & CMD > 1100 kN/m en een langeduur sterkte van 15 kN/m. De ligging van de wapening werd bepaald op basis ervaring. Aanvankelijk was de wapening niet ontworpen om de draagkracht, geveriﬁeerd met E v2- waarden, te vergroten. Tijdens de bouwfase kunnen geogrids echter lokale gebieden met onvoldoende draagkracht overbruggen en als klankbodem dienen waarop alsnog de vereiste verdichting van de onderfunderingslagen kan worden gerealiseerd. Omdat de voorgaande projecten in het gebied hadden aangetoond dat de ondergrondstijfheid de ontwerpwaarde van Ev2 ≥ 80 MN/m! waarschijnlijk niet zou halen, werd de aanleg met twee wapeningslagen verplicht voorgeschreven (zie ﬁguur 5a, constructie I). Op voorstel van NAUE GmbH & Co. KG en met de hulp van het Havenplanningsbureau werden eisen gespeciﬁceerd waaraan de proefvakken moesten voldoen om het effect van de wapening te evalueren. Voor dit doel werd in twee proefvakken ten oosten van de referentieconstructie de hoeveelheid wapening gereduceerd. In proefvak II (zie ﬁguur 5a, constructie II) werd de onderste wapeningslaag weggelaten. Proefvak III werd geconstrueerd zonder enige wapening (zie ﬁguur 5a, constructie III). Om het effect van eventuele schade als gevolg van de onderdimensionering te beperken, werd de niet-gewapende constructie ten oosten van de twee gewapende vakken gesitueerd, omdat hier gunstigere ondergrondomstandigheden werden verwacht. Figuur 5b toont de ondergrondproﬁelen van de drie testsecties. Opvallend is de zeer variërende opbouw van de laag van ﬁjn zand/veen-klei over de lengte van het proefvak van slechts 15 m lopend van humeuse klei zonder zandlagen (I) naar zand met tussenlagen van humeuse klei (III). De initiële draagkracht van de ondergrond is van primair belang voor de evaluatie van de proefvakken. In vak I moest de statische plaatbelastingsproef voortijdig worden gestopt vanwege hoge zakkingen (na de eerste belastingtrap werd een E v1-waarde van slechts 3,1 MN/m! gemeten, reden om de proef te beëindigen). Daarentegen werd in vak III een draagkracht gemeten met E v2 = 13,9 MN/m!. De resultaten bevestigen de testresultaten van het rapport van het bodemonderzoek van de ondergrond. Dat onderzoek leverde een E v2 = 7,5 MN/m! op ten westen van de proefvakken en Ev2 = 25 MN/m! ten oosten van de proefvakken. De vervormingsmodulus E v2 gemeten op de granulaire onderfundering varieerde tussen 92 MN/m! en 123 MN/m! met een verhouding E v2/ Ev1 liggend tussen 2,14 en 2,57. De gunstigste waarden werden bereikt bovenop de zandgrond. De proefresultaten waren signiﬁcant lager dan de gebruikte (hoge) ontwerpstijfheid van de onderfundering en de ondergedimensioneerde laagdikten. Een aanpassing van de constructie- opbouw was niet voorzien. Op deze locatie is met de tijd een toename van de vervormingsmodulus waargenomen, zoals ook het geval was bij de vakken Altenberge. De gemiddelde E v2- waarde bedroeg voorafgaand aan de aanleg van de bestrating 155 MN/m!, terwijl na 2 jaar ingebruik een gemiddelde waarde van E v2 = 168 MN/m! werd gemeten (voor de meting waren de betonnen straatstenen tijdelijk verwijderd). Naar analogie van de proefvakken voor wegen van constructieklasse 1/2 zijn ook rekstrookjes (DMS) aangebracht op het geogrid, aangevuld met drukdozen om de verticale en horizontale gronddruk te meten. De lengteverandering Figuur 5a & 5b - Links: Opbouw verhardingsconstructies I, II en III (I = referentie). Rechts: Ondergrondproﬁelen proefvakken I, II en III. Figuur 6a & 6b - Links: Verloop van rek in een plaatbelastingsproef met vijf belastingtrappen in proefvak II d.d. 22.08.2011 (rek = “-“; druk = “+”). Rechts: Verloop van rek onder een langzaam rijdende 40-tons vrachtwagen in proefvak II d.d. 23.08.2011 (rek = “-“; druk = “+”) geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 58 05/02/18 14:05 59 GEOKUNST - Maart 2018 van de wapening onderin de granulaire laag kan goed worden bepaald met een statische plaatbelastingsproef. De voetplaat kan namelijk exact in het midden van het proefvak worden geplaatst en de afzonderlijke belastingtrappen kunnen nauwkeurig worden aangebracht. De straatstenen en de straatsplit werden voor dit doel verwijderd, zodat de test direct op het oppervlak van de granulaire laag kon worden uitgevoerd. Figuur 6a toont de rekwaarden voor de meetpunten DMS 3D tot 3F gedurende een statische plaatbelastingsproef met een voetplaat met diameter 300 mm en vijf trappen in belasten en ontlasten. De vervormingsmodulus bedroeg Ev2 = 166 MN/m!. Zoals verwacht werden de grootste rekken gemeten in het midden van de voetplaat (DMS 3D). Naarmate de afstand groter werd, namen de rekken af (DMS 3E) en werden drukwaarden op een afstand van 0,4 m van het lastcentrum geregistreerd. F|iguur 6b toont dat onder een vrachtwagen Mercedes Benz Actros 4144 (8x4/4) de rekken bijna identiek zijn aan de resultaten van de statische plaatbelastingsproef ondanks de verschillende asbelastingen (2 x 7,5 ton voor de enkele banden en 2 x 13 ton voor de dubbellucht wielstellen). De aanzienlijk lagere asbelasting van de enkele banden met 7,5 tonsasbelasting wekten rekken op van dezelfde omvang als de dubbellucht wielstellen van de achterassen. Fase 3 - cyclische triaxiaalproeven voor veriﬁcatie van wapenend/stabiliserend effect Concept De triaxiaalproef is gekozen als uitgangspunt voor de testopstelling (ﬁguur 7). Deze proef is algemeen geaccepteerd in de grondmechanica om materiaaleigenschappen van grond en bouwmaterialen te bepalen. De proef maakt een gedifferentieerde beoordeling van de testresultaten mogelijk. In een geschikte testopstelling kunnen de proefstukken worden onderworpen aan grote aantallen lastherhalingen, waardoor ook het verloop van de permanente vervorming kan worden onderzocht. De beperkte grootte van het proefstukmonster (d = 19 cm, h = 38 cm) vereist noodgedwongen een aanpassing van de korrelverdeling en in het bijzonder van de maximale korrelgrootte van het mineraal aggregaat aan de testfaciliteit of proefopstelling. Het geogrid is voor dit doel verschaald tot een geometrische schaal van 1:2,6 (zie ﬁguur 8) en afgestemd op de korrelgrootteverdeling. De treksterkte van Figuur 7 - Triaxiaalopstelling en proefstukken, HTW Dresden Figuur 8 - Geogrid Secugrid® 30/30 Q1 geometrisch verschaald naar 1:2,6 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 59 05/02/18 14:05 GEOKUNST - Maart 2018 60 het te onderzoeken modelgeogrid is vrijwel hetzelfde als de referentie Secugrid® 30/30 Q1. Omdat de afmetingen werden gedicteerd door de testopstelling zijn de modelgeogrids in drie lagen gerangschikt. Omdat de laagdikte in de laboratoriumproef kleiner is dan in de praktijk is hier een geogrid met geringere sterkte gebruikt dan in de veldproeven. In totaal zijn 19 tests uitgevoerd, niet alleen volgens nationale en internationale testinstructies voor geclassiﬁceerde aggregaten voor wegen maar ook gezien de aangepaste beproevingsomstandigheden. Belangrijkste resultaten In een reeks proeven met cyclische belasting uitgevoerd conform ASTM-D3999, heeft het gewapende proefstuk onder gedraineerde condities een signiﬁcant hogere stijfheidsmodulus dan het niet-gewapende proefstuk. De toename van de stijfheidsmodulus en daarmee samenhangend de toename van de afschuifmodulus is al meetbaar bij zeer kleine vervormingen ( ε1 = 0,004%) en ligt conservatief aangenomen tussen de 25% en 70% (zie ﬁguur 9) voor een maximum gemeten elastische rek van ε1 = 0,25%. Het gunstige effect van de wapening kan ook worden gevisualiseerd met proeven die zijn uitgevoerd volgens EN 13286-7, maar dan met aangepaste belastingen. Figuur 10 toont het verloop van de uni-axiale indrukking van een gewapend en een niet-gewapend proefstuk onder een spanningsregime (deviatorspanning) dat na elke 10.000 belastingcycli werd verhoogd terwijl de zijdelingse opsluitdruk constant werd gehouden. Tot een deviatorspanning van 100 kPa stabiliseren de vervormingen in beide proefstukken op een vergelijkbaar niveau. In het geval van een verdere toename van de spanning treden zichtbare plastische vervormingen op in het niet-gewapende proefstuk. Deze worden steeds groter onder het aantal belastingscycli en leiden tot een sterke samendrukking van het proefstuk. De sterke samendrukking van het niet-gewapende monster resulteert in een voortijdig falen in vergelijking met de prestaties van het gewapende proefstuk. De samendrukking van het proefstuk kan in principe worden vergeleken met de verdichting van een funderingslaag op zeer stijve grondslag. Wanneer de spanningen van het gewapende proefstuk verder wordt verhoogd neemt ook hier de plastische vervorming zichtbaar toe; alleen blijkt het gewapende proefstuk minder gevoelig te zijn voor de cyclische belastingen. De rek van het geogrid in het lage en middelgrote spanningsbereik ligt in deze proeven tussen 0,05% en 0,5% (Vollmert, 2016). De evaluatie van de elasticiteitsmodulus voor de opeenvolgende belastingscycli toont een sterke toename van de draagvermogen. Na een "opwarming" van het proefstuk (toename van de rek) stabiliseert het proefstuk na de eerste 5.000 lastwisselingen van elke belastingtrap. Interessant is dat de elasticiteitsmodulus van het gewapende proefstuk bijna constant blijft en vergelijkbare waarden geeft voor alle spanningscondities. De elasticiteitsmodulus van Figuur 10 - Toename van de uniaxiale samendrukking van een gewapend en een ongewapend proefstuk bij toenemende deviatorspanning, 45 kN/m! constante steundruk en 10.000 lastwisselingen per belastingtrap (CD, EN 13286-7 mod.) Figuur 9 - Relatie tussen schuifrekamplitude en afschuifmodulus voor gewapende en ongewapende situatie (ASTM-D3999-91) geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 60 05/02/18 14:05 het niet-gewapende proefstuk neemt als gevolg van de samendrukking echter eerst enigszins toe met toenemende spanningsconditie. Het niet-gewapende proefstuk versterkte monster bezwijkt daarentegen voordat de hoogste spanningsniveaus van het gewapende proefstuk kunnen worden bereikt. Conclusies Cyclische traxiaalproeven tonen voor spanningscondities die representatief zijn voor ongebonden funderingen in weg- en spoorwegbouw aan dat de elasticiteitsmodulus toeneemt met toenemende spanning. Analoog hieraan neemt de afschuifmodulus van een gewapend proefstuk toe ten opzichte van die van een niet-gewapend proefstuk. De toename van de materiaalparameters treedt op bij zeer kleine vervormingen van minder dan 0,01% uniaxiale samendrukking van de combinatie mineraal aggregaat en geogrid en rekwaarden in het geogrid van ongeveer 0,05%. Dit effect treedt in sterkere mate op als de voor de wegfunderingen typische vervormingen enigszins groter zijn, wat vooral tijdens de bouwfase het geval is. De toename van de afschuifmodulus in de triaxiaalproef komt overeen met de waarden van de veldmetingen (Weisemann & Vollmert, 2017). Vanwege de toename van de stijfheid van de fundering en de reductie van de permanente vervormingen wordt de slappe ondergrond blootgesteld aan lagere schuifspanningen. De resultaten laten, vooral wanneer deze direct worden vergeleken met waarnemingen en meetresultaten van veldmetingen en grootschalige testseries, zien dat plastische vervormingscomponenten voor elke belastingscyclus een bepalende invloed hebben op het gedrag van de hele constructie. Met triaxiaalproeven kan worden aangetoond dat de plastische vervorming van granulaire materialen aanzienlijk wordt verminderd als geogrids worden toegepast. Zelfs bij kleine spanningsverschillen en na een zekere voorspanning treedt er toename van stijfheid op die kan worden gekenmerkt door een verhoogde afschuifmodulus. Proefresultaten laten zien dat de plastische vervormingen, dus de opeenhoping van permanente rekken van elke lastwisseling, worden beperkt door een geogrid toe te passen. Niet-gewapende proefstukken tonen een gestage groei van de permanente vervorming met uiteindelijk bezwijken tot gevolg. Hoewel de gewapende proefstukken ook te lijden hebben van plastische vervormingen, blijven de vervormingen laag en maken ze dus een aanzienlijk langere gebruiksfase mogelijk. Bovendien blijft de verhouding van optredende belasting en uiterste grenstoestand klein. Bij grotere initiële vervormingen en hogere spanningsniveaus, zoals die kunnen optreden bij een lokaal slappe grondslag of verzwakte bovenbouw, wordt het positieve stabiliserende effect van de wapening meer uitgesproken. De effectiviteit van de wapening vloeit voort uit de interactie met het funderingsmateriaal. Randvoorwaarden daarvoor zijn een hoge kwaliteit aan mineraal aggregaat, een goede interactie en een goede samenwerking tussen de twee materialen bij zeer kleine rekken in het geogrid. Het geogrids die in de hiervoor beschreven proeven zijn gebruikt hebben een hoge trekstijfheid die leidt tot een hoge stijfheid van de hele constructie en een overeenkomstige uiteindelijke sterkte, zelfs onder langdurige omstandigheden. De resultaten zijn nog niet gevalideerd op andere geogridconstructies. Niettemin verschaffen de onderzoeksresultaten in het algemeen een beter begrip van de bijdrage van geogrid in termen van grondmechanisch gedrag. Volgens de auteurs van dit artikel kan stabilisatie van een wegconstructie worden gezien als ‘cyclische verstijving’ omdat door het verminderen van de zeer kleine plastische vervormingen per lastwisseling, de met een groot aantal belastingscycli opgehoopte permanente vervorming wordt beperkt. Bij wapening wordt per deﬁnitie gebruik gemaakt van de sterkte-rek karakteristiek van een product, dus ook als de vervormingen klein zijn. Als het niveau van vervorming hoog is en de grenswaarde van de afschuifsterkte van granulaire materialen wordt overschreden, kan, zoals elke weggebruiker uit ervaring weet, de geaccumuleerde permanente vervorming leiden tot vermindering van de stijfheid, sterkte en bruikbaarheid van de verhardingsconstructie. In welke mate dit effect optreedt hangt af van de verhouding optredende en toelaatbare spanning in de constructie. In zeer stijve wegconstructies zijn de vervormingen klein. Toch hebben proeven bij zeer kleine vervormingsniveaus laten zien dat geogrids een gunstige bijdrage kunnen leveren. In slappe constructies is het voordeel van de geogrids duidelijker aanwezig en vergelijkbaar met wapeningsstaal in een betonnen balk. Het versterkende effect van het geogrid is echter relatief klein, omdat de voornaamste structurele parameters als korrelopbouw en afschuifsterkte door de grote vervormingen geen optimale waarden kunnen bereiken. Bronnen • Grätz, B. (2009): Bewertung der Tragfähigkeit und der Standfestigkeit bestehender Asphaltstraßen zur Wahl zweckmäßiger Erhaltungsmaßnahmearten. Habilitationsschrift. Schriftenreihe des Instituts für Verkehr, Fachgebiet Straßenwesen mit Versuchsanstalt, TU Darmstadt. • Plehm, T. (2013): Erläuterungen zur RStO 2012, VSVI-Seminar am 04.02.2013. Frankfurt (Oder). • RStO - Richtlinien für die Standardisierung des Oberbaus von Verkehrsﬂächen. FGSV 499. FGSV - Forschungsgesellschaft für Straßen- und Verkehrswesen. Köln: FGSV-Verlag. • SBRCURnet (2018): Geokunststoffen als funderingswapening in ongebonden funderingslagen – publicatie verwacht begin 2018. • Vollmert, L. (2016): Zur Gebrauchstauglichkeit geogitter-bewehrter Tragschichten unter zyklisch-dynamischen Beanspruchungen. Dissertation. TU Clausthal, 2016. • Vollmert, L. & Klompmaker, J. (2017): Hoe geogrids de prestaties van wegen verbeteren - deel 1. Geokunst, Jaargang 21, 4/2017, pp. 78-83. • VSVI Berlin-Brandenburg. • Weisemann, U. and Vollmert, L. (2017). Wirkung von geogitter-bewehrten Schutzschichten. Eisenbahn Ingenieur Kompendium (EIK), Verband Deutscher Eisenbahn-Ingenieure e.V. (VDEI), Frankfurt/Main • Zander, U. (2007): Grundlagen einer rechnerischen Dimensionierung des Straßenoberbaus aus Asphalt. Straße und Autobahn, 9.2007, 6. 61 GEOKUNST - Maart 2018 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 61 05/02/18 14:05 37 GEOTECHNIEK - Maart 2018 37 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Vraag & Antwoord Op een niet opgehoogd terrein moet t.b.v. een olierafﬁnaderij een zware destillatiekolom worden geplaatst. De constructie wordt aangevoerd via pontons over het water en SPTM’s vanaf de kade naar locatie (zie vraagstuk C). De constructie weegt 600 ton. Hiervoor zal een zware mobiele kraan van het type Liebherr LR 1750 worden ingezet, die op de hijslocatie zal worden opgebouwd. Zie onderstaande ﬁguur. De belasting van de kraan zal op de ondergrond worden afgedragen d.m.v. stalen schotten een stabilisatielaag bestaande uit repac met een dikte van 1,0 m om de druk op de het maaiveld te beperken. Voor de spreidende breedte mag 7,0 m onder iedere rups(crawler) worden aangehouden; de rupsbreedte bedraagt 1,50 m. De geometrie van de ondersteuning constructie is als onderstaande doorsnede. Vraagstuk A geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 37 05/02/18 14:05 38 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Vraag & Antwoord 38 GEOTECHNIEK - Maart 2018 De optredende belasting onder de rupsen bedragen maximaal tijdens de hijswerkzaamheden 1035 kN/m 1. Voor de repac stabilisatie laag dient een volumiek gewicht van 22 kN/m 3 te worden aangehouden. Voor de bepaling van de rekenwaarde van de belastingen zijn de volgende partiële belastingfactoren van toepassing: - Permanente belasting; gG = 1,35 - Variabele belasting; gQ = 1,5 Gegeven is een natuurlijk terrein met een bodemopbouw zoals in bodemproﬁel (onder): De grondlagen hebben de onderstaande dikten en (natte) volumieke gewichten en de waterspanningen in de ondergrond verlopen hydrostatisch. De samendrukkings - en ongedraineerde schuifsterkte eigenschappen van de kleilaag zijn als volgt: geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 38 05/02/18 14:05 39 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Vraag & Antwoord Voor berekening van vervormingen mag worden uitgegaan van spanningsspreiding van een tangens van 2 : 1 met de verticaal (v : h). De samendrukking in zandlagen mag worden verwaarloosd. Voor de beantwoording van de vraag of deze tijdelijke constructie acceptabel is, dient de constructie te worden beoordeeld als fundering op staal conform het gestelde in NEN 9997-1waarbij voldaan moet worden in dit geval aan de categorie RC2. Vragen a) Bepaal het verloop van de effectieve verticale grondspanning en de waterspanning met de diepte in de oorspronkelijke situatie. b) Bereken de effectief optredende funderingsdruk onder de stalen liggers, waarbij het gewicht van de stalen liggers mag worden verwaarloosd. Bepaal tevens de rekenwaarde van de belastingen op de ondergrond. c) Bereken de maximale draagkracht van de kraanondersteuning als fundering op staal in ongedraineerde toestand in de kleilaag voor zowel een kleilaag van oneindige dikte als voor een kleilaag met een beperkte dikte (squeezen). Hierbij dient te worden uitgegaan van een rekenwaarde van de ongedraineerde schuifsterkte c u;d (voorheen f undr ) van 50 kN/m 2 in de kleilaag. De reductiefactor voor de helling van de belasting i c mag 1,0 worden aangehouden; voor s c, de vormfactor voor de invloed van de cohesie 1,12. De partiële factor voor het volumieke gewicht van de grond is 1,1 of 1,0 afhankelijk van de situatie. d) Voor de beoordeling van de bruikbaarheidsgrenstoestand (BGT/SLS) dient de te verwachten vervorming te worden bepaald. Door de tijdelijke maximale belasting zal de ondergrond kort worden belast. De belasting echter zal kortdurend zijn zodat niet of nauwelijks consolidatie optreedt. Voor de aan te houden belasting dient te worden aangegeven of met de variabele belasting of ook de permanente belasting moet worden gehanteerd; motiveer hiervoor uw antwoord. Bereken de spanningsverhoging in het midden van de kleilaag als gevolg van de funderingsbelasting en de zetting van de constructie tijdens de hijswerkzaamheden. a) Het verloop van de effectieve korrelspanning uitgaande van een hydrostatische waterdrukverloop kan worden bepaald door berekening van de grondspanning verminderd met de heersende waterspanning. Onderstaand is zowel in tabelvorm als in graﬁekvorm de gevraagde verlopen gegeven. Spanningen voor afgraven terrein en na ontgraven afgraven van terrein σg;i totale grondspanning σw;i waterspanning σ’k;i oorspronkelijke effectieve verticale korrelspanning 39 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Waardering Vraagstuk A a) 5 punten b) 5 punten c) 15 punten d) 10 punten Totaal vraagstuk A 35 punten Antwoorden vragen geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 39 05/02/18 14:05 40 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Vraag & Antwoord b) De effectief optredende funderingsdruk onder de stalen liggers kan worden berekend door de representatieve belasting vanuit de kraanrups te delen door de effectieve breedte van de stalen onderliggers. Hierbij mag voor dit geval het gewicht van de stalen onderliggers worden verwaarloosd. De effectief optredende funderingsdruk onder de stalen schotten bedraagt dan: 1035 kN/m’/ 7,00 m = 150 kN/m 2 Voor de bepaling van de rekenwaarde van de belastingen op de ondergrond dient naast de belasting uit de kraan eveneens het extra gewicht van de repaclaag t.o.v. de zandlaag te worden meegenomen. Tevens dienen hierbij de van toepassing zijnde partiele factoren voor de belasting en extra eigen gewicht van de repaclaag t.o.v. de zandlaag in rekening te worden gebracht. Voor de permanente belasting en de variabele belasting dienen vervolgens de betreffende belastingfactoren te worden gehanteerd. Bij de bepaling van de draagkracht dient derhalve te worden uitgegaan van een rekenwaarde van de belasting van 232 kN/m 2. c) De maximale draagkracht van de poerfundering in ongedraineerde toestand in de kleilaag kan worden berekend met de formule: σ’max;d = ( π + 2) x c’ u;d x s c x i c + σ’v;z;d 40 GEOTECHNIEK - Maart 2018 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 40 05/02/18 14:05 41 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Vraag & Antwoord De reductiefactor voor de helling van de belasting i c mag 1,0 worden aangehouden; voor s c, de vormfactor voor de invloed van de cohesie 1,2 (vierkante poer). De spreidingshoek van de belasting mag volgens NEN 9997-1 voor deze berekening maximaal 8 o bedragen. De rekenwaarde van de spanning als gevolg van de kraanbelasting en de verschil van de repaclaag en de oorspronkelijke zandlaag bedraagt dan: (7,00 x 12,00 x 237) / (7,28 x 12,28) = 223 kN/m 2 De maximale draagkracht van de fundering voor een fundering op een oneindig dikke kleilaag kan worden berekend met de onderstaande formule: σ’max;d = ( π + 2) x c’ u;d x s c x i c + σ’v;z;d De effectieve verticale spanning naast de fundering op het aanlegniveau van de bovenzijde kleilaag dient te worden verdisconteerd met het effectieve gewicht (spanning) van het zand onder de fundering als belasting op de kleilaag dient te worden meegenomen. Aangezien naast het belaste oppervlak ter hoogte van de kleilaag hetzelfde effectieve gewicht als gronddekking aanwezig is mag met een partiële factor voor het gewicht van 1,0 worden gerekend; deze component valt dus weg zodat in de berekening met effectieve dekking kan worden gerekend van 0 m. Het extra gewicht van de repaclaag dient conform b) te worden meegenomen in de belasting. De rekenwaarde van de maximale draagkracht van fundering op de kleilaag, uitgaande van een oneindige kleilaag bedraagt dan: σ’max;d =(π+2)x50x1,12+0 =288kN/m2>>223kN/m 2 De maximale draagkracht van de fundering ongedraineerd is dan: Rd = σ’max;d x A kleilaag = 288 x 7,28 x 12,28 = 25747 kN/m 2 De uiterste draagkracht van een fundering op staal voor een kleilaag met beperkte dikte zoals in dit geval kan voor een strookvormige fundering worden berekend met de volgende formule: σ'sq;d = (( π + 1) + b' / 2 x h sq) x c u;d + σ'v;z;d Waarin: Verticale korrelspanning σ'v;z;d 0 kN/m 2 Dikte laag (squeezen) hsq 1,00 m 41 GEOTECHNIEK - Maart 2018 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 41 05/02/18 14:05 42 GEOTECHNIEK - Maart 2018 Vraag & Antwoord Rekenwaarden ongedraineerde cohesie cu;d 50 kN/m 2 Effectieve breedte b' 7,28 m Met deze gegevens wordt een maximale draagkracht σ’sq;d berekend van 435 kN/m 2. >> 223 kN/m 2 t voldoet d) De optredende vervorming van de fundering tijdens de hijsactiviteiten kunnen worden berekend met de formule van Bjerrum conform NEN 9997-1. Hiervoor is een samendrukkingsconstante Cc/(1 + e0) gegeven, die een factor 10 stijver is dan voor een permanente belasting. Aangezien het hier een belasting betreft van korte duur zal geen kruipzetting optreden. De optredende zettingen dienen met de variabele representatieve belastingen worden berekend zonder partiele belastingfactoren. Voor de spanningspreiding mag een met een spreidingshoek van 2 : 1 (v : h) worden gerekend. De representatieve belastingen op de ondergrond zijn als volgt: Variabele representatieve belasting vanuit de kraan 150 kN/m2 Belastingverhoging door verschil zand - repac laag 5 kN/m2 To t a a l re p re s e n t a t i e v e b e l a s t i n g v e r h o g i n g o p d e o n d e rg ro n d 155 kN/m2 Onderstaand is de berekening gegeven van de spanningsverhoging in het midden van de kleilaag; deze werd berekend op 80 kN/m 2. De zetting van de ondersteuning van de kraan kan worden berekend met de volgende formule: s = C c / 1 + e 0 x d x log( σ'v;0 + ∆σ'v / σ'v) De berekende zetting van de ondersteuning tijdens de hijswerkzaamheden in de kleilaag bedragen 7,4 mm 42 GEOTECHNIEK - Maart 2018 geotechniek _Mrt._2018_v3.indd 42 05/02/18 14:05

Jaargang 21, 2017 - nummer 4 incl. Special Geotechniekdag

8 GEOTECHNIEK - December 2017 100 Jaar Prandtl-Wig: De draagkrachtfactoren Prof. dr. ir. Stefan van Baars Universiteit van Luxemburg Introductie Belangrijke jaartallen voor de Grondmechanica en Funderingstechniek zijn 1776, het jaar dat Coulomb publiseerde over het bezwijken van de grond en de krachten bij een grondkerende constructie, en 1857, het jaar dat Rankine publi - seerde over de active en passive uiterste span - ningstoestanden. Maar de echte start van de Funderingstechniek wordt zo’n honderd jaar gele - den gezien, met de publicatie van Prandtl in 1920 aangaande de “Prandtl-wig”, en de start van de Grondmechanica met het boek Erdbaumechanik in 1925 van de Oostenrijker Karl (von) Terzaghi, waarin voor het eerst effectieve grondspanningen worden gedeﬁnieerd. Voor Nederland komt daar ook als triest keerpunt nog de spoorwegramp van Weesp op 21 september 1918 bij. De bedoeling is in dit, en wellicht ook komende artikelen, de ont - wikkelingen omtrent de Prandtl-wig te belichten. Prandtl Ludwig Prandtl is in 1875 in Freising bij München geboren. Omdat zijn moeder ernstig ziek was, bracht hij veel tijd door met zijn vader, een ingenieur en hoogleraar. Prandtl ging naar de Technische Hogeschool van München in 1894 en slaagde in 1898 ''sehr gut'' voor zijn eind- examen. Daarna werd hij bij professor Föppl een “Hilfsassistent” in het laboratorium voor werk - tuigbouw. Hij promoveerde op 29 januari 1900 op “Kipp-Erscheinungen, ein Fall von instabilem elastischem Gleichgewicht”. Prandtl werd in 1901 hoogleraar vloeistofmecha - nica aan de technische hogeschool in Hannover (nu technische unversiteit), waar hij zich volledig richte op vloeistofmechanica, vooral op aero- dynamica en (militaire) vliegtuigen. Hij werd zeer bekend door zijn werk, en werd hoofd van het Instituut voor Technische Natuurkunde aan de Universiteit van Göttingen. Daar werkte hij tot zijn dood op 15 augustus 1953. Tijdens de eerste wereldoorlog kon hij medewerkers recruteren die anders in de loopgraven hadden moeten vechten. In 1920 publiseerde Prandtl het artikel “Über die Härte plastischer Körper”, in het universi - teitstijdschrift Nachrichten der Gesellschaft der Wissenschaften zu Göttingen, Mathematisch- physikalischen Klasse. De titel is al opval - lend, want “Over de hardheid van een plastisch lichaam” suggereert niet dat er een doorbraak in de Funderingstechniek was gevonden. Ook op - vallend is dat juist hij, als specialist aerodynami - ca, dit werk over vaste stof mechanica publiseer - de. Het is daarom zeer waarschijnlijk, dat dit het werk is van een medewerker die “onder Prandtl’s leiding” dit werk heeft mogen maken, en bij zijn chef mocht inleveren, zoals toen vaker gebeur - de. Deze medewerker was zeer waarschijnlijk een werktuigbouwer die niet bekend was met de analytische oplossingen van de verticale span - ningen onder een strookbelasting van Flamant in 1892. En ook niet van de oplossingen van de ver - tical spanningen onder een ronde fundering van Boussinesq in 1885. Laboratoriumproeven tonen aan dat de analytische oplossingen van Flamant en Boussinesq zeer nauwkeurig zijn (Türedi en Örnek, 2016). De verklaring voor de titel wordt in de eerste zin van het artikel gegeven: Hertz publiseerde in 1881 de analytische oplossingen voor de elasti - sche, niet-lineaire, kracht-verplaatsingsrelatie tussen twee op elkaar duwende bollen, die vooral voor kogellagers belangrijk is. In de publicatie van Prandtl probeert men uit te zoeken, wan - neer hierbij plasticiteit ontstaat, om te beginnen twee-dimensionaal; bij een strookbelasting die duwt op een halfruimte. De eerste pagina van het artikel bewijst dat de schrijver niet een geotechnisch ingenieur is, maar eerder een werktuigbouwer met een staalbouw achter grond (staal heeft een wrijvingshoek van φ = 0), want hij schrijft: “Na het tegen elkaar drukken van beide lichamen zal in dewelke de elasticiteitsgrens overschreden is (bedoeld wordt: de plasticiteitsgrens), de grootste schuifspanning een constante waarde C hebben (wij schrijven nu de cohesie met een kleine c), of wat dat zelfde be - tekent, het verschil tussen de grootste en kleinste hoofdspanning zal constant = 2C zijn” (wij weten dat dat alleen juist is bij φ = 0). Ook in zijn ﬁguur van de cirkel van Mohr (zie ﬁguur 1, nu wel met φ > 0!) zien we dat: 1) deze voor geotechnici in spiegelbeeld naar links getekend wordt, 2) de cohesie C diagonaal, en niet vertikaal getekend wordt, en 3) dat de wrijvingshoek nog niet met φ , maar met δ wordt weergegeven (met k = sin δ ) De Prandt-wig De schrijver van dit artikel heeft nooit aan de funderingstechnische toepassing gedacht, maar geotechnici vertalen deze oplossing nu als een analytische oplossing voor de draagkracht van de Figuur 1 - De cirkel van Mohr (Originele tekening van Prandtl) geotechniek _Dec._2017_v7.indd 8 20/11/17 12:24 9 GEOTECHNIEK - December 2017 grond onder een strookbelasting, p, die kinema - tisch bezwijken veroorzaakt in de gewichtsloze oneindige halfruimte eronder. De sterkte van de halfruimte wordt bepaald door de hoek van inter - ne wrijving, φ , en de cohesie, c. De originele te - kening van het bezwijkmechanisme (de Prandtl- wig) staat in ﬁguur 2. Veel meer uitleg wordt er niet gegeven dan zin - nen als: ”Een nauwere onderzoeking toont aan dat deze oplossing met de in het volgende ﬁguur voorgestelde gebiedsindeling gevonden is”. De lijnen in de linker glijdende grondmoot geven de richtingen weer van de grootste en kleinste hoofspanningen, terwijl de lijnen in de rechter glijdende grondmoot de glijvlakken weerge - ven, met een hoek van α = 45° ! 1/2 φ in verge- lijking tot de grootste hoofdspanningsrichting. Dit bezwijkmechnisme is gevalideerd met labora- toriumproeven van Jumikis (1956), Selig & McKee (1961), en Muhs & Weiß (1972). Prandtl verdeelde de bezweken grondmoot in drie zones (zie ﬁguur 3): 1. Zone 1: Een driehoekvormige zone on - der de strookbelasting. Aangezien er geen schuifspanning op de grond is, zijn de hoofd - spanningen horizontaal en vertikaal; de groot - ste hoofdspanning is in vertikale richting. 2. Zone 2: Een wig met de vorm van een logarit - mische spiraal, in welke de hoofdspanningen roteren over een 1⁄2π radialen, of 90 graden, van Zone 1 tot Zone 3. De “pitch” (uitwaaiings - hoek) van het glijvlak met logarithmic spiraal (rθ = r 1 ⋅ eθ⋅tanφ) is gelijk aan de wrijvingshoek, φ, zodat een geleidelijke overang tussen Zone 1 en Zone 3 wordt verkregen. Dit zorgt er overi - gens ook voor dat de normaalspanningscom - ponent ! σ2 ⋅ sin φ en schuifpanningscomponent τ2 ⋅cos φ tegen elkaar wegvallen (want τ2 =σ2 ⋅ tan φ), zie ﬁguur 3. De invloed van de cohe - sie moet nog wel langs dit glijvlak, met een logaritmische-spiraalvorm, geïntegreerd worden. 3. Zone 3: Een driehoekige zone naast de strook - belasting. Aangezien er geen schuifspanning op de grond is, zijn de hoofdspanningen hori - zontaal en vertikaal; de grootste hoofspanning is in horizontale richting. De oplossing van Prandtl is in 1924 uitgebreid door de civiel-ingenieur Hans J. Reissner met een bovenbelasting, q, en is gebaseerd op het - zelfde bezwijkmechanisme. Albert S. Keverling Buisman (1940) en Karl Terzaghi (1943) probeer - de de Prandtl-Reissner vergelijking uit te breiden voor het grondgewicht, γ. Het was Terzaghi (1943) die als eerste het draagvermogen met drie ge - scheiden draagkrachtfactoren schreef voor de cohesie, de bovenbelasting en het grondgewicht. Deze superpositie van drie draagkrachtcompo - nenten lijkt voor de cohesie en bovenbelasting wel correct, omdat die hetzelfde bezwijkmecha - nisme hebben, maar is zeker niet evident voor het grondgewicht, omdat hier een ander bezwijk - mechanisme optreedt. Hierdoor kunnen kleine fouten onstaan. George G. Meyerhof (1953) was de eerste die vergelijkingen voorstelde voor een gekantelde (inclined) belasting, gebaseerd op zijn eigen la - boratorium experimenten. Hij was in 1963 ook de eerste die in de vergelijking voor het (vertikale) draagvermogen p v, de drie draagkrachtfactoren N voor de afzonderlijke draagkrachtcomponen - ten; cohesie c, bovenbelasting q en het grondge - wicht γ, aanvulde met “inclination” factoren i en “shape” factoren s. Deze wijze werd later door Jørgen A. Brinch Hansen (1970) overgenomen en wordt nu algemeen toegepast: Samenvatting In 1920 publiseerde Prandtl een artikel over het bezwijken van een mate- riaal onder een strookbelasting. De bezweken grondmoot is hierbij verdeeld in drie zones, die tezamen de zogenoemde Prandtl-wig vormen. Prandtl heeft nooit aan de funderingstechnische toepassing gedacht, maar geo - technici vertalen deze oplossing nu als een analytische oplossing voor de draagkracht van de grond onder een strookfundering. Deze oplossing is uit - gebreid door Reissner met een bovenbelasting naast de funderingsstrook en door Keverling Buisman en Terzaghi voor het grondgewicht. Terzaghi schreef dit als eerste met drie gescheiden draagkrachtfactoren en Meyer - hof als eerste met “inclinatie-” en “shape” factoren, voor de drie afzonderlij - ke draagkrachtcomponenten; cohesie, bovenbelasting en het grondgewicht. Deze schrijfwijze werd later door Brinch Hansen overgenomen. In dit artikel zijn een groot aantal numerieke berekeningen gemaakt om het bezwijkmechanisme van de Prandtl-wig en de bijbehorende draagkracht - factoren te controleren. Het blijkt dat het Prandtl-wig bezwijkmechanisme juist is, maar niet in alle gevallen. Ook blijkt dat de analytische oplossingen voor de draagkrachtfactoren die tegenwoordig worden gebruikt, alleen juist zijn voor grond met een onrealistisch hoge dilatantiehoek. Figuur 2 - Het Prandtl-wig bezwijkmechanisme (Originele tekening van Prandtl). Figuur 3 - De Prandtl-wig met 3 zones. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 9 20/11/17 12:24 10 GEOTECHNIEK - December 2017 pv = i csccN c + i qsqqN q + i γsγ 1/2 γBN γ (1) De huidige draagkrachtfactoren Prandtl (1920) heeft dus de oplossing voor de co - hesie-draagkrachtfactor gepubliceerd: Nc = (K p ⋅ eπtanφ ! 1) cot φ, met: Kp = 1+sin φ / 1-sin φ. (2) De aﬂeiding hiervan wordt in de publicatie van Prandtl helemaal niet gegeven. Er staat eenvoudigweg niet meer dan “...zo volgt na lichte berekening:”. De aﬂeiding was dus tot voor kort nog nergens gepubliceerd, maar door een oplossing voor de 3 onafhankelijke zones te maken, en die in elkaar te stoppen, ontstaat een grote vergelijking, die met twee A4-tjes rekenen, tot bovenstaande vergelijking is te herleiden (zie Van Baars, 2016a). (Als iemand overigens die “lichte berekening” weet, ben ik geïnteresseerd). Gerard De Josselin De Jong heeft in 1959 in zijn proefschrift een graﬁsche (stap-voor-stap) methode gepubliseerd, die overigens ook uiterst mooi het verloop van het richtingcentrum in de cirkel van Mohr laat zien voor Zone 2. De oplossing van Reissner (1924) voor de boven - belasting-draagkrachtfactor is gebaseerd op het - zelfde Prandtl-wig-bezwijkmechanisme en volgt zeer eenvoudig uit een factor Kp voor de zones 1 en 3 tezamen, gecombineerd met een momenten- evenwicht voor zone 2, zie ﬁguur 3: Nq = K p ⋅ (r3/r1)2 = K p ⋅ eπtanφ, met: Kp = 1+sin φ / 1!sin φ (3) Keverling Buisman (1940), Terzaghi (1943), Caquot & Kérisel (1953), Meyerhof (1951; 1953; 1963; 1965), Brinch Hansen (1970), Vesic (1973, 1975), en Chen (1975) hebben opeenvolgend, ge - baseerd op numerieke berekeningen, verschil - lende vergelijkingen voorgesteld voor de grond - gewichtfactor N γ. Daarom kunnen de volgende verschillende vergelijkingen gevonden worden in de literatuur: Nγ = (K p ⋅ eπtanφ ! 1)tan (1.4 φ ) (Meyerhof, 1963), Nγ = 1.5(K p ⋅ eπtanφ !1)tan φ (Brinch Hansen, 1970), Nγ = 2(K p ⋅ eπtanφ +1)tan φ (Vesic, 1973), Nγ = 2(K p ⋅ eπtanφ !1)tan φ (Chen, 1975). (4) De vergelijking van Brinch Hansen is, zoals hij schrijft, “gebaseerd op berekeningen, eerst van Lundgren & Mortensen (1953) en later van Odgaard & N. H. Christensen”. De vergelij - king van Vesic is bijna gelijk aan die van Caquot & Kérisel (1953), omdat die zoals hij schrijft, gebaseerd zijn op “de numerieke resulten van een analyse gemaakt door hen”. Numerieke controle van de draagkrachtfactoren Bij vele berekeningen uit het verleden zijn, om de berekening voor die tijd mogelijk te maken, grove aannames gemaakt. Zo werd vaak de “limit- equilibrium analysis” als benaderingsmethode gebruikt (zie bijvoorbeeld Chen, 1975 of zelfs Michalowski, 1997). Ook werd vaak met softening gerekend (in Plaxis is bijvoorbeeld een standaard “tension cut off”-procedure, die niet aan mag staan). De meest gemaakte fout is dat er met een extreem hoge dilatantiehoek is gerekend (grote volume verandering tijdens bezwijken), door het rekenen met geassocieerde vloei ( ψ = φ) (Teunissen, 2016). In de volgende berekeningen zijn die fouten van - uit het verleden vermeden. De berekeningen zijn gemaakt met de software Plaxis 2D voor een (bi-lineair) Mohr-Coulomb (c en φ) constitu - tief grondmodel, zonder hardening, softening, of dilatantie tijdens bezwijken ( ψ = 0 ). De mesh is net zo lang verﬁjnd, dat er geen verschil in de rekenresultaten meer merkbaar was, en deze is soms ﬁjner dan de ﬁguren in dit artikel weerge - ven. Om zeker te zijn dat berekening niet voortij - dig zou stoppen is de Arc-length-control functie uitgezet, is de Overrelaxatiefactor verlaagd naar 1.0, is de Maximum-unloading-steps hoog gezet en de Maximum-load-fraction-per-step klein ge - houden. De overige waarden zijn zoals standaard. De bovenbelasting-draagkrachtfactor Er is een serie berekeningen gemaakt voor een strookbelasting met breedte B = 2 m. Plaxis pro - duceert “incremental displacement plots” tijdens Figuur 4 - Bezwijkmechanisme; links: lage wrijvingshoek; rechts: hoge wrijvingshoek. Figuur 6 - Bovenbelasting-draagkrachtfactor: Reissner versus FEM Figuur 5 - Genormaliseerde kracht versus verplaatsing voor verschillende wrijvingshoeken geotechniek _Dec._2017_v7.indd 10 20/11/17 12:24 11 GEOTECHNIEK - December 2017 bezwijken, die het bezwijkmechanisme goed aangeven. Bij lage wrijvingshoeken is het bezwijkmecha - nisme bijna gelijk aan het Prandtl-wig-bezwijk - mechanisme, zie links in ﬁguur 4, waarop ook de analytische oplossingen (vergelijkingen 2 en 3) gebaseerd zijn. Voor hogere wrijvings- hoeken echter, is het bezwijkmechanisme volledig anders, zie rechts in ﬁguur 4. Voor een serie van verschillende wrijvingshoeken is steeds voor de genormaliseerde kracht een stationaire maxiale waarde gevonden, zijnde de draagkrachtfactor N q, zie ﬁguur 5. De verandering in het bezwijkmechanisme heeft consequenties; de kracht versus verplaatsings- ﬁguur is tamelijk glad voor lage wrijvingshoeken, maar wordt zeer ruw voor hoge wrijvingshoeken. Dit is een teken dat andere en gemakkelijkere (relatief lagere kracht) bezwijkmechanismen bestaan, afhankelijk van de herverdeling van inter - ne spanningen, waardoor in de berekening steeds weer andere glijvlakken ontstaan (ruwe graﬁek). Voor de eindige elementen berekeningen (FEM) zijn twee verschillende opties gebruikt: zowel spanningsgestuurde berekeningen als verplaat - singsgestuurde berekeningen. De twee type be - rekeningen geven, zoals verwacht, ongeveer de - zelfde resultaten (zie ﬁguur 6). Opmerkelijk is dat, de analytische oplossing van Reissner, waarden geeft die te hoog zijn, vooral voor hogere wrijvingsfactoren. Dit moet worden verklaard door het bestaan van andere en ge - makkelijkere bezwijkmechanismen, zoals hier - voor reeds genoemd. De semi-analytische doorgaande lijn in de ﬁguur beschrijft beter de bovenbelasting-draag - krachtfactor en kan, min of meer toevalligerwijs, worden beschreven met: Nq = cos 2φ ⋅ Kp ⋅ eπtanφ met: Kp = 1+sin φ / 1-sin φ (5) Loukidis et al (2008) hadden al eerder gevonden dat not-dilatant (niet-geassocieerde) grond 15% - 30% zwakker is dan geassocieerde grond ( ψ = φ), en een ruwer bezwijkpatroon heeft. Het verschil tussen de analytische resultaten (vergelijking 3) en de numerieke resultaten (ver - gelijking 5), is door Knudsen & Mortensen (2016) verklaard: Hoe hoger de wrijvingshoek, hoe wijder de logaritmische spiraal van de Prandtl- wig, en hoe meer de spanningen reduceren in deze wig tijdens bezwijken. Dus de analytische oplossingen zijn alleen kinematisch toelaatbaar voor geassocieerde grond ( ψ = φ). Het probleem bij het rekenen met geassocieerde grond is, dat zo’n hoge dilatantiehoek volkomen onrealistisch is voor grond. Dit betekent ook dat een bereke - ning van de draagkracht van een fundering op staal met de analytische oplossing (die ook in de Eurocode 7 staat), voor hogere wrijvingshoeken, onrealistisch is. De cohesie-draagkrachtfactor Voor de cohesie-draagkrachtfactor worden iden - tieke resultaten gevonden als voor bovenbelas - ting-draagkrachtfactor (zie ﬁguur 7). De (semi-analytische) doorgaande lijn in de ﬁguur beschrijft beter de cohesie-draagkracht - factor en kan, min of meer toevalligerwijs, worden beschreven met: Nc =(N q ! 1)cot φ met: N q =cos 2φ⋅Kp ⋅eπtanφ (6) Het bezwijkmechanisme van niet-cohesieve grond zonder bovenbelasting De situatie voor de grondgewicht-draagkracht - factor is anders dan de twee andere factoren, omdat er voor niet-cohesieve grond zonder bo - venbelasting, geen constante of rechthoekige strookbelasting p mogelijk is. Aan de rand van de belasting (of funderingsplaat) is er immers geen sterkte. Daardoor is de spanning aan de randen nul en in het midden maximaal. Caquot & Kerisel (1966) presenteerden voor deze situatie in hun boek “Traité de Méchanique des sols”, een cirkelvormig bezwijkmechanisme, die duidelijk afwijkt van een Prandtl-wig-vormige bezwijkmechanisme (zie links in ﬁguur 8). Dit cirkelvormig bezwijkmechanisme wordt be - vestigd door laboratoriumproeven gepubliseerd in het boek “Soil Mechanics” van Lambe & Whit - man (1969) (zie rechts in ﬁguur 8), en ook door eindige elementen berekeningen van bijvoor - beeld Van Baars (2015, 2016b), zie ﬁguur 9. Dit betekent dat het bezwijkmechanisme voor de grondgewicht-draagkrachtfactor N γ, niet ge - lijk is aan het bezwijkmechanisme voor zowel de cohesie-draagkrachtfactor Nc en de boven - belasting-draagkrachtfactor Nq. Dit is een groot probleem voor de vergelijking van Meyerhof (vergelijking 1), want door het bestaan van ver - schillende bezwijkmechanismen is het toepas - sen van superpositie voor de drie verschillende Figuur 7 - Cohesie-draagkrachtfactor: Prandtl versus FEM. Figuur 8 - Theorie en laboratorium: cirkelvormig bezwijkmechanisme. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 11 20/11/17 12:24 12 GEOTECHNIEK - December 2017 draagkrachtcomponenten niet meer automatisch toegestaan. De aanvulling met inclinatie- en shape-factoren, maakt deze superpositie alleen nog maar meer discutabel. Voor meer informatie hierover, zie Van Baars (2016c). Caquot & Kerisel gingen overigens van een driehoekvormige belasting uit onder een funde - ringsplaat (zie links in ﬁguur 8), maar eindige elementen berekeningen laten zien dat voor een niet-cohesieve grond zonder bovenbelasting een hyperbolische belasting wordt gevonden (zie links in ﬁguur 10). Het effect van geen draagkracht aan de uiteinden en maximaal in het midden, wordt ook zichtbaar bij een afdruk van een platte schoen in het zand. Men zou door het landen en afzetten tijdens het lopen, iets meer zetting verwachten bij respectie - velijk de hak en teen dan bij de bal van de voet, maar voor een schoen op het zand is er door het ontbreken van cohesie en bovenbelasting hele - maal geen draagkracht meer aan de uiteinden, maar alleen nog in het midden. Daardoor zakt en draait iedereen, zowel groot als klein, steeds volko - men weg met hak en teen (zie rechts in ﬁguur 10). De grondgewicht-draagkrachtfactor Door het hyperbolische verloop van het draagver - mogen, kan er alleen een gemiddelde component voor de grondgewicht-draagkrachtfactor worden berekend. Alhoewel het gebruik van een grond - gewicht-draagkrachtfactor een constante draag - kracht suggereert, net als voor de cohesie- of bovenbelastingcomponenten, is dit dus toch beslist niet het geval. Figuur 11 toont de resultaten van de grondge - wicht-draagkrachtfactor. Voor dit ﬁguur zijn be - rekeningen gemaakt voor zowel een zeer ruwe plaat (geen horizontale verplaatsing van de grond onder de plaat) als een zeer gladde plaat (vrije verplaatsing). De hoogste waarden worden gevonden bij de ver - plaatsingsgestuurde berekeningen voor de ruwe plaat: Nγ = 7sin φ ⋅ (eπ tan φ !1) (Dunne lijn). (7) Het vreemde aan de resultaten is dat een span - ningsgestuurde berekening voor een ruwe plaat, lagere waarden geeft dan een verplaat - singsgestuurde berekening, en op het zelfde moment, tamelijk identieke waarden geeft als een verplaatsingsgestuurde berekening voor een gladde plaat. Desalniettemin, de re - sultaten van de berekeningen bij hogere wrij - vingshoeken, zijn in alle gevallen lager voor niet-geassocieerde (dilatantieloze) grond, dan de vergelijkingen van Meyerhof (1963), Brinch Hansen (1970), Vesic (1973) en Chen (1975), die alle gebaseerd zijn op oude numeriek bereke - ningen voor geassocieerde grond. Van Baars (2015) heeft daarom voorgesteld om lagere en veiligere vergelijkingen te gebruiken, zoals bijvoorbeeld (zie de empirische doorgetrokken dikke lijn in de ﬁguur): Figuur 9 - Plaxis: Cirkelvormig bezwijkmechanisme. Figuur 10 - Hyperbolische belasting: maximaal in midden, nul aan de randen Figuur 11 - De grondgewicht-draagkrachtfactor N γ. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 12 20/11/17 12:24 13 GEOTECHNIEK - December 2017 Nγ = 4tan φ ⋅ (eπ tan φ !1) (Dikke lijn). (8) Zowel de spanningsgestuurde berekening voor een ruwe plaat, als een verplaatsingsgestuurde berekening voor een gladde plaat worden met deze vergelijking beschreven. Conclusie Een groot aantal numerieke berekeningen zijn gemaakt om het bezwijkmechanisme van de Prandtl-wig en de huidige bijbehorende draag - krachtfactoren te controleren. Het blijkt dat het Prandtl-wig bezwijkmechanisme juist is, maar niet in alle gevallen: Bij hoge wrijvingshoeken, en ook bij niet-cohesieve grond zonder bovenbelas - ting, ontstaan er andere bezwijkmechanismen. Dit betekent dat de veronderstelde superpositie van de drie draagkrachttermen (cohesie, boven - belasting en grondgewicht) niet automatisch cor - rect is. Een andere belangrijke conclusie is dat de hui - dige cohesie-draagkrachtfactor en de bovenbe - lasting-draagkrachtfactor (conclusie voor beide gebaseerd op zowel analytische als numerieke aﬂeidingen voor geassocieerd grondgedrag) en ook de huidige grondgewicht-draagkrachtfactor (conclusie gebaseerd op alleen numerieke bere - keningen voor geassocieerd grondgedrag), alleen juist zijn voor grond met een onrealistisch hoge dilatantiehoek (geassocieerd bezwijken), en te hoog voor reëele grond. Daarom zijn, in dit ar - tikel, nieuwe, lagere en veiligere vergelijkingen voor de draagkrachtfactoren voorgesteld. Aanbe - volen wordt om in een vervolgonderzoek zowel de oude als de nieuwe factorenwaarden te toetsen aan laboratoriumproeven om zo vast te stellen wat veilige factoren zijn om mee te rekenen. Referencies - Boussinesq, M. J. (1885) Application des po - tentiels à l’étude de l’équilibre et du mouve - ment des solides élastiques, avec des notes étendues sur divers points de physique ma - thématique et d’analyse, Gauthier-Villard, Paris. - Brinch Hansen, J. A. (1970) Revised and ex - tended formula for bearing capacity, Bulletin No 28, Danish Geotechnical Institute Copen - hagen, pp. 5-11. - Caquot, A., and Kerisel, J. (1953) Sur le terme de surface dans le calcul des fondations en milieu pulverulent. Proc. Third International Conference on Soil Mechanics and Founda - tion Engineering, Zurich, Switzerland, 16–27 August 1953, Vol. 1, pp. 336–337. - Caquot, A., and Kerisel, J. (1966) Traité de Méchanique des sols, Gauthier-Villars, Paris, pp. 349, 353 - Chen, W.F. (1975) Limit analysis and soil plas - ticity, Elsevier. - De Josselin De Jong, G. (1959) Statics and kinematics in the failable zone of a granu - lar material, PhD-thesis, Delft University of Technology, pp. 36-37. - Eurocode 7 (2004) Geotechnical design - Part 1: General rules, EN 1997-1, p. 159 - Flamant, A. (1892) Sur la répartition des pres - sions dans un solide rectangulaire chargé transversalement. Comptes Rendus, Acad. Sci. Paris, vol. 114, p. 1465. - Hertz, H. (1881) Ueber die Berührung fester elastischer Körper, Journal für die reine und angewandte Mathematik 92, 1956, pp. 156- 171 - Jumikis, A.R. (1956) Rupture surfaces in sand under oblique loads, Journal of Soil Mecha - nics and Foundation Design, ASCE, Vol. 82, No. 1, pp. 1-26 - Keverling Buisman, A. S. (1940). Grondme - chanica, Waltman, Delft, the Netherlands, p. 243 - Knudsen, B. S. and Mortensen, N. (2016) Bea - ring capacity comparison of results from FEM and DS/EN 1997-1 DK NA 2013, Northern Geotechnical Meeting 2016, Reykjavik, pp 577-586 - Lambe. T.W. and Whitman, R.V. (1969), Soil Mechanics, John Wiley and Sons Inc., New Yo r k . - Loukidis, D., Chakraborty, T., and Salgado, R., (2008) Bearing capacity of strip footings on purely frictional soil under eccentric and in - clined loads, Can. Geotech. J. 45, pp 768–787 - Lundgren, H. & Mortensen, K. (1953). De - termination by the theory of Plasticity of the bearing capacity of Continuous Footings on Sand, Proc. 3rd Int. Conf. Soil Mech., Volume 1, Zürich, p. 409 - Meyerhof, G. G. (1951) The ultimate bearing capacity of foundations, Géotechnique, 2, pp. 301-332 - Meyerhof, G. G. (1953) The bearing capacity of foundations under eccentric and inclined loads, in Proc. III intl. Conf. on Soil Mechanics Found. Eng., Zürich, Switzerland, 1, pp. 440-445 - Meyerhof, G. G. (1963) Some recent research on the bearing capacity of foundations, Cana - dian Geotech. J. , 1(1), pp. 16-26 - Meyerhof, G. G. (1965) Shallow foundations, Journal of the Soil Mechanics and Foundati - ons Division ASCE, Vol. 91, No. 2, March/April 1965, pp. 21-32 - Michalowski, R. L. (1997) An estimate of the inﬂuence of soil weight on bearing capacity using limit analysis. Soils and Foundations, 37(4), pp. 57–64. - Muhs, H. und Weiß, K. (1972) Versuche über die Standsicheheit ﬂach gegründeter Ein - zelfundamente in nichtbindigem Boden, Mit - teilungen der Deutschen Forschungsgesell - schaft für Bodenmechanik (Degebo) an der Te c h n i s c h e n U n i v e r s i t ä t B e r l i n , H e f t 2 8 , p . 122 - Prandtl, L. (1920) “Über die Härte plastischer Körper.” Nachrichten von der Gesellschaft der Wissenschaften zu Göttingen, Mathema - tisch-Physikalische Klasse, pp. 74–85. - Selig, E.T. and McKee, K.E. (1961) Static be - havior of small footings, Journal of Soil Me - chanics and Foundation Design, ASCE, Vol.87, No.SM 6 - Reissner, H. (1924) “Zum Erddruckproblem.” Proc., 1st Int. Congress for Applied Mecha - nics, C. B. Biezeno and J. M. Burgers, eds., Delft, the Netherlands, pp. 295–311. - Te r z a g h i , K . ( 1 9 4 3 ) T h e o re t i c a l s o i l m e c h a - nics, John Wiley & Sons, Inc, New York - Te u n i s s e n , H . ( 2 0 1 6 ) W r i j v i n g i n s t e r k t e b e re - keningen, Geotechniek 20, No 3, Juli 2016, pp 8-13. - Türedi, Y. and Örnek, M. (2016) Investigation of stress distributions under circular footings, Proceedings 4th International Conference on New Development in Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Nicosia, TRNC, pp. 231-238. - Van Baars, S. (2015) The Bearing Capacity of Footings on Cohesionless Soils, The Elec - tronic Journal of Geotechnical Engineering, ISSN 1089-3032, Vol 20 - Van Baars, S. (2016a) One hundred year Prandtl’s Wedge, intermediate report, Univer - sity of Luxembourg. - Van Baars, S. (2016b) Failure mechanisms and corresponding shape factors of shallow foundations, Proceedings 4th International Conference on New Development in Soil Me - chanics and Geotechnical Engineering, Nico - sia, pp. 551-558 - Van Baars, S. (2016c) The inﬂuence of super - position and eccentric loading on the bearing capacity of shallow foundations, Journal of Computations and Materials in Civil Enginee - ring, Volume 1, No. 3, ISSN 2371-2325, Dec. 2016. - Vesic, A. S. (1973) Analysis of ultimate loads of shallow foundations. Journal of Soil Mecha - nics and Foundation Division, 99(1), pp. 45–76. - Vesic, A.S. (1975) Bearing capacity of shal - low foundations, H.F. Winterkorn, H.Y. Fang (Eds.), Foundation Engineering Handbook, Van Nostrand Reinhold, New York (1975), pp. 121–147 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 13 20/11/17 12:24 65 GEOTECHNIEK - December 2017 Herziening Ontwerprichtlijn CUR 198 Kerende constructies van gewapende grond dr. ir. Suzanne J.M. van Eekelen Deltares, voorzitter SBRCURnet commissie CUR 198 ir. Marco G.J.M. Peters Sweco, secretaris en rapporteur SBRCURnet commissie CUR 198 Inleiding Kerende constructies van gewapende grond (Figuur 1) bestaan uit een grondlichaam met daarin een wapening. De wapening bestaat uit lagen of strippen van geokunststof of staal. Een bekleding, ofwel facing beschermt de gewapende grondconstructie tegen beschadi - ging door erosie of vandalisme. Gewapende grondconstructies bieden een betaalbaar alternatief voor bijvoorbeeld keren - de constructies met damwanden of L-wanden. In 2000 verscheen CUR 198; Kerende con - structies in gewapende grond, Taludhelling steiler dan 70 o’. Begin 2018 verschijnt een geheel herziene update. Dit artikel beschrijft de belangrijkste verschillen met de 1 e druk van 2000. Wat is er nieuw? De oude richtlijn was geschikt voor min of meer rechthoekige constructies: horizontale maaivelden en een verticale wand. Een steil talud in plaats van een verticale wand kon ook, zolang de helling niet flauwer was dan 70 o met de verticaal. In de praktijk werd zo een steil talud benaderd als een verticale wand. Dit introduceerde een conservatisme. De nieuwe ontwerprichtlijn is geschikt voor meer geometrieën, bijvoorbeeld flauwe hellingen of geknikte maaivelden of niet-uni - forme bovenbelastingen. Figuur 2 geeft een lijst van de geometrie typen die worden be - schouwd. Dit zijn meer typen dan eerst, maar nog steeds geldt voor alle typen dat de achter - zijde van het gewapende massief met rekbare wapening verticaal moet worden beschouwd (> 70 o met de horizontaal), en dat hellingen van de maaivelden kleiner moeten zijn dan 20 o met de horizontaal. Wijkt men daarvan af, dan zijn aanvullende analyses nodig met geavan - ceerde rekenmodellen. Soil nailing is uit de ontwerprichtlijn verdwe - nen, richtlijnen hiervoor zijn te vinden in CUR 166 (onderdeel verankeringen) of CUR 219 (vernageling in dijken). Dit artikel beschrijft de volgende belangrijke veranderingen: de verduidelijkte rekenproce - dures, de uitgebreidere stabiliteitsanalyse en de veiligheidsbenadering, waarmee de ont - werprichtlijn is aangesloten op de Eurocode. Rekenstappen Figuur 3 geeft de acht rekenstappen van de nieuwe richtlijn. Ze stonden gedeeltelijk ook in de 1 e druk, maar nu zijn de rekenstappen één voor één duidelijk ingevuld. Ook in de voorbeeldberekeningen. Dit artikel bespreekt rekenstappen 4 en 6: de uitwendige en de in - wendige stabiliteit van de constructie. Uitwendige stabiliteit (rekenstap 4) Drie mechanismen worden getoetst in het ka - der van de uitwendige stabiliteit (Figuur 4). De eerste twee mechanismen zijn (1) over - schrijding van het verticaal draagvermogen en Figuur 1 - Kerende constructies van gewapende grond; een gewapend grondmassief en een bekleding Figuur 2 - Geometrieën waarvoor de nieuwe CUR198 ontwerprichtlijn van toepassing is GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 65 20/11/17 12:26 66 GEOTECHNIEK - December 2017 In 2000 verscheen CUR 198; “Kerende constructies in gewapende grond, taludhelling steiler dan 70 o”. Begin 2018 verschijnt een geheel herziene versie. De nieuwe ontwerprichtlijn is een stuk duidelijker geworden en geschikt gemaakt voor bijvoorbeeld kerende constructies met een ﬂauwe helling of een geknikt maaiveld. Hiervoor is de stabiliteitsanalyse uitgebreid met meerdere glijvlak-vormen. De ontwerprichtlijn is volledig op de Eurocode aangesloten, inclusief de bijbehorende veiligheidsbenadering. Het geheel is gecompleteerd met vier uitgebreide rekenvoorbeelden. Samenvatting (2) horizontaal glijden. Deze twee mechanis - men berekenen we hetzelfde als een fundering op staal (hoofdstuk 6 van NEN 9997-1). Daarbij wordt het gewapende massief beschouwd als een massief blok. Het derde mechanisme is (3) de totale stabili - teit, ofwel een diep glijvlak berekening. Deze berekening gaat conform hoofdstuk 11 van NEN 9997-1. Ook glijvlakken die door de wa - pening heen gaan moeten worden meegeno - men, wat ook nodig is voor het bepalen van de globale interne stabiliteit. Dat komt later in dit artikel aan de orde. Figuur 3 - Stappenplan ontwerpproces Figuur 4 - De drie mechanismen die moeten worden getoetst voor de uitwendige stabiliteit Figuur 5 - Gebruik van de Culmann (1875) wiggen om de horizontale gronddruk achter het gewapende grondmassief te berekenen. Deze ﬁguur geldt voor niet-rekbare wapening. Voor rekbare wapening benaderen we de achterzijde van het grondmassief verticaal Ta b e l 1 - Noodzakelijke berekeningen bij toets op inwendige stabiliteit GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 66 20/11/17 12:26 67 GEOTECHNIEK - December 2017 Deze drie mechanismen moeten voor alle con - structietypen van Tabel 1 worden getoetst. Een uitzondering vormt de constructie met ﬂauwe hellingen. Voor deze constructies hoeft het eerste mechanisme (draagvermogen) niet te worden getoetst omdat de andere twee mechanismen maatgevend zullen zijn. Voor het toetsen van de drie mechanismen is de belangrijkste te berekenen parameter de horizontale gronddruk achter het gewapende massief. De oude richtlijn werkte met gronddrukfactoren conform hoofdstuk 9 van NEN 9997-1. Dat mag nog steeds, maar deze gronddrukfactoren zijn alleen geldig voor verticale wanden of steile hellingen (> 70 o met de horizontaal), horizontale maaivelden en uniforme bovenbelastingen. De nieuwe ontwerprichtlijn biedt ook de mogelijkheid om met Culmann wiggen (1875) te werken, zie Figuur 5. De hoek van de wig wordt in deze ﬁguur gevarieerd, wat in Figuur 6 leidt tot verschillende horizontale en verticale gronddrukken. In dit voorbeeld wordt de maximale horizontale (en verticale) gronddruk gevonden voor een afschuifhoek van 42 o. Bij een (bij benadering) rechthoekige geo- metrie, zoals de eerste geometrie in Figuur 2, vindt Culmann de gronddrukfactoren conform hoofdstuk 9 van NEN 9997-1. Een voordeel van de Culmann methode is echter dat de methode veel algemener toepasbaar is dan de grond - drukfactoren-methode. Denk aan ingewikkelde geometrieën zoals geknikte maaivelden, of een strookbelasting. Bovendien is Culmann relatief eenvoudig te programmeren. Inwendige stabiliteit (rekenstap 6) De inwendige stabiliteit moet lokaal en globaal worden getoetst (Tabel 1). Lokaal betekent: voor iedere individuele wapeningslaag. Globaal betekent: per wapeningslaag met alle wape - ningslagen daarboven, voor zover die worden doorsneden door het afschuifvlak. In beide ge - vallen berekenen we een trekkracht in iedere wapeningslaag. Die trekkracht moet worden getoetst aan (1) de treksterkte, (2) de veranke - ringslengte (aanhechting) van de wapeningslaag en (3) op horizontaal afschuiven. We kijken eerst naar lokale en daarna naar globale inwendige stabiliteit. Lokale inwendige stabiliteit De ontwerprichtlijn heeft twee rekentechnie - ken van de oude richtlijn behouden: de tie back wedge methode voor rekbare (geokunststof) Figuur 6 - Gebruik van de Culmann (1875) wiggen. De maximale horizontale gronddruk moet in rekening worden gebracht, in dit geval wordt die gevonden voor een hoek van de afschuifwig van 42 o. Bij eenvoudige constructies vindt Culmann dezelfde horizontale gronddruk als de gronddrukformules van par. 9.5.3 van NEN 9997-1 Figuur 7 - Eerste mogelijkheid voor het toetsen van de lokale inwendige stabiliteit: tie back wedge voor geokunststof wapening of de coherent gravity methode voor staalwapening Figuur 8 - Tw e e d e m o g e l i j k h e i d v o o r h et to et s e n v a n d e lo k a le i n w e n d i g e s t a b i l i te i t ( a l le e n voor ﬂexibele wapening: geokunststof) active Culmann wedges, met twee Culmann wiggen GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 67 20/11/17 12:26 68 GEOTECHNIEK - December 2017 wapening en de coherent gravity methode voor niet-rekbare (staal-)wapening. Beide methoden rekenen met een horizontale gronddruk, maar ze berekenen die horizontale gronddruk iets verschillend. De trekkracht in een wapening - slaag wordt vervolgens berekend door de lokale resulterende horizontale gronddruk te verme - nigvuldigen met de laagdikte tussen de wape - ningslagen, zoals aangegeven in Figuur 7. Nieuw in de ontwerprichtlijn is de active Cul - mann wedges methode voor de lokale inwen - dige stabiliteit bij rekbare wapening (Figuur 8). Ten opzichte van de tie back wedge methode is de active Culmann methode ook geschikt voor geknikte maaivelden, strookbelasting en ﬂau - we wandhellingen, maar in principe alleen toe - pasbaar op rekbare geokunststof wapening. De trekkracht in een wapeningslaag wordt uitgere - kend met twee actieve Culmann-grondwiggen, eentje halverwege boven de wapeningslaag een eentje halverwege eronder. De trekkracht in de wapeningslaag is de resultante van de horizon - tale krachten van de bovenste min de onderste wig. Globale inwendige stabiliteit In de oude CUR 198 werd de globale interne sta - biliteit alleen beschreven met een methode met rechte glijvlakken. Daarbij was het uitgangspunt een bij benadering rechthoekig gewapend mas - sief. De nieuwe versie geeft nu ook de mogelijk - heid om met glijvlakken te rekenen die andere vormen hebben. Die vorm is vrij. Gebruikelijk zijn ronde vormen (Bishop), bi-lineaire vormen (two part wedge, waarbij de knik ligt op het achtervlak van het gewapende grondmassief) of geheel vrije vormen (Figuur 9). De Duitse ontwerprichtlijn EBGEO werkt met de two part wedgemethode waarmee de nieuwe CUR 198 beter aansluit op deze EBGEO. Bij een eenvoudi - ge, rechthoekige geometrie, zoals de eerste ge - ometrie in Figuur 2, zal een vrije vorm meestal eindigen in een two part wedge. Veiligheid / aansluiting op de Eurocode De waarden van de materiaal- en belastings - factoren zijn bepaald met behulp van een pro - babilistische veiligheidsanalyse. Hierbij werden de suggesties gevolgd van NEN-EN 1990:2011 (Eurocode 0) en NEN-EN 9997-1:2016 (Eurocode 7) en is aangetoond dat de in de Eurocode ver - eiste betrouwbaarheid wordt gehaald. De resul - terende partiële factoren staan in Tabel 2. Rekenvoorbeelden Er zijn vier uitgebreide rekenvoorbeelden toe - gevoegd. Twee voorbeelden voor een standaard rechthoekige constructie, waarvan eentje met een geokunststof wapening en eentje met een staalwapening. Een ander voorbeeld heeft een hellende wand en een hellend maaiveld en ten - slotte is er een rekenvoorbeeld van een land - hoofd. Conclusies Begin 2018 verschijnt een volledig herziene versie van CUR198: Kerende constructies van gewapende grond (Figuur 10). Deze nieuwe versie is duidelijker en uitgebreid voor constructies met ﬂauwe hellingen, geknikte maaivelden en niet-uniforme bovenbelastingen. De stabiliteitsanalyses zijn Figuur 9 - Globale interne stabiliteit: de vorm is vrij. De oude richtlijn hanteerde alleen rechte glijvlakken Figuur 10 - De nieuwe ontwerprichtlijn Ta b e l 2 - Belastingfactoren en materiaalfactoren gewapende grondconstructies GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 68 20/11/17 12:26 uitgebreid met meerdere glijvlak-vormen. De hele ontwerprichtlijn is aangesloten op de Eurocode en voorzien van een viertal uitgebreide rekenvoorbeelden. Bronnen - Culmann, Karl, 1875. Die graphische Statik. 2nd ed. Zurich: Meyer and Zeller. - NEN-EN 1990+A1+A1/C2:2011 Eurocode 0 - Grondslagen van het constructief ontwerp en NEN-EN 1990+A1+A1/C2:2011/NB:2011, Nati - onale bijlage bij NEN-EN 1990, ICS 91.010.30; 91.080.01 - NEN 9997-1:2016, Eurocode 7 - Geotechnisch ontwerp van constructies – Samenstelling van NEN-EN 1997-1, NEN-EN 1997-1/NB en NEN 9097-1 Aanvullingsnorm bij NEN-EN 1997-1, ICS 91.080.01; 93.020 - CUR198, 2000. Kerende constructies in gewa - pende grond. Taludhellingen steiler dan 70 o. ISBN 90 3760 1421. - CUR198, 2018. Kerende constructies van ge - wapende grond. SBRCURnet/CROW. In pro - ductie. Samenstelling kerngroep SBRCURnet commissie De SBRCURnet commissie bestaat uit deskundigen van opdrachtgevers, opdrachtnemers, kennisinstituten en geotechnische adviesbureaus. De commissie is opgebouwd uit een kern - groep en een klankbord groep. De samenstelling van de kerngroep is als volgt: dr.ir. Suzanne van Eekelen (voorzitter) Deltares ir. Marco Peters (secretaris, rapporteur) Sweco ir. Joris van den Berg Low & Bonar ir. Marijn Brugman Arthe Civil & Structure ing. Piet van Duijnen GeoTec Solutions ing. Dirk Goeman CRUX Engineering ing. Theo Huybregts Geologics ing. Fred Jonker (coördinator) SBRCURnet Dipl.-Ing. Jörg Klompmaker BBG Bauberatung Geokunststoffe (Naue) ing. Teunis Linthof Royal Haskoning DHV ir. Mark-Peter Rooduijn Fugro Land NL ir. Rens Servais Heijmans (eerder Strukton - Civiel Projecten) ing. Sander Suk Terre Armee De volgende partijen hebben een ﬁnanciële bijdrage en/of in kind bijdrage geleverd: CITEKO civiele techniek NGO CRUX Engineering Royal HaskoningDHV Deltares Rijkswaterstaat, GPO Fonds Collectief Onderzoek GWW Strukton Fugro Land NL Sweco GeoTec Solutions TenCate Geosynthetics Netherlands HUESKER Synthetic Tensar International Kwast Consult Terre Armee Low & Bonar Voets Gewapende Grondconstructies Movares Leer meer over gewapende grond in de gelijknamige cursus van PAO Techniek en Management door Suzanne van Eekelen. Kijk op www.paotm.nl voor meer informatie. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 Piet Lubking 21 GEOTECHNIEK –Januar i 2016 Column Beheersing van het materiaal grond is voor de geotechnicus van cruciaal belang; kennis van de basiseigenschap- pen is een eerste vereiste. Door grond letterlijk en figuurlijk op een verstan- dige manier in de hand te houden wordt bereikt dat geotechnische problemen niet uit de hand lopen. Slordig taalgebruik kan grote consequenties hebben. De terminologie die de diverse partijen, betrokken bij ontwerp en uitvoering, hanteren ten aanzien van de benamingen voor de het daarbij toe te passen materiaal grond is van niet te onder- schatten belang. Om te zorgen dat geotechnici die over hun mate- riaal grond praten steeds dezelfde taal spreken dienen ze de afspraken in de vorm van officiële definities ook volledig te accepteren en toe te passen. Als één of meerdere partijen die definities niet op de juiste wijze hanteren kan een Babyloni- sche spraakverwarring ontstaan zoals bijvoor- beeld in het hierna beschreven geval. In een officieel funderingsadvies van een Neder- landse consultant werd de nevenstaande tabel aangetroffen. Afgezien van het feit dat in de beide laatste regels van de tweede kolom een getal ge- noemd wordt dat 10 maal kleiner is dan waar- schijnlijk bedoeld, is de tabel een schoolvoorbeeld van slordig geformuleerde informatie die in de praktijk gemakkelijk aanleiding kan geven tot misverstanden, conflicten en zelfs arbitrages tussen de diverse partijen die betrokken zijn bij ontwerp en uitvoering. Vo lgens het onderschrif t gaat het hierbij om een onderverdeling in korrelfracties. In de eerste kolom zou bij correct citeren van de Nederlandse normen dus sprake moeten zijn van respectieve- lijk: ‘grindfractie’, ‘zandfractie’, ‘siltfractie’ en ‘lutumfractie’. De term ‘lutumfractie’ is daarbij ook niets meer of minder dan een grootte-aandui- ding. ‘Lutum’ is een Latijns woord voor ‘modder’; die ‘modder’ kan zowel uit zeer fijne (kwarts)deel- tjes (fijner dan de siltfractie) bestaan als uit kleiplaatjes. De in de praktijk ook vaak gebezigde term ‘kleifractie’ heeft niet dezelfde betekenis als de term ‘lutumfractie’. De kleifractie zou in principe informatie verschaffen over de relatieve hoeveelheid echte kleideeltjes. Een proef ter bepaling van het percentage echte kleideeltjes wordt echter doorgaans niet uitgevoerd in routi- nematig geotechnisch onderzoek. Meestal wordt alleen een korrelgrootteverdeling bepaald met een ondergrens van 2 !m = 0,002mm; deze repre- senteert de grens tussen de silt- en lutumfractie . Overigens wordt (merkwaardigerwijze) in Angel- saksische landen wel de term ‘clay fraction’ gebruikt om de lutumfractie aan te duiden. Grondsoorten zijn per definitie opgebouwd uit meerdere korrelfracties; volgens de vigerende Nederlandse classificatie kan als zodanig gespro- ken worden van de grondsoorten: ‘grind’, ‘zand’, ‘leem’ en ‘klei’. De grondsoortbenaming ‘silt’ heeft volgens de Nederlandse classificatie geen beteke- nis, maar in Angelsaksische landen wel. Daar heeft ‘silt’ dus meestal dezelfde betekenis als ‘leem’. Te n s l o t t e n o g d e b e n a m i n g ‘ s l i b ’ . I n d e t a b e l wordt ten onrechte de indruk gewekt dat ‘slib’ een synoniem zou zijn van ‘silt’ . ‘Slib’ is echter geen officiële grondsoort- of fractiebenaming volgens de Nederlandse classificatie. Volgens de publica- tie ‘Grondstoffen en delfstoffen bij naam’, DWW [2003] wordt zowel de grondsoort slib als de frac- tie slib gedefinieerd als ‘fijne minerale en organi- sche deeltjes kleiner dan 16 !m of kleiner dan 20 !m’; overigens worden in dat verband soms ook andere grenzen gehanteerd. Het gebruik van de verwarrende benaming ‘slib’ wordt sterk ontra- den. Deze en andere onderwerpen die voor de prakti- serende geotechnicus interessant en belangrijk kunnen zijn komen aan de orde in de CGF Master- class ‘Handen aan de grond’ en worden behandeld in het bijbehorende boek ‘Grondgedrag’. ! Grond in de hand houden U wilt toch geen editie missen van Geotechniek!? Maak dan uw bijdrage in de verzendk osten ! 22,50 over naar IBAN NL31 ABNA 0605 9592 93 t.n.v. Uitgeverij Educom BV Rotterdam, o.v.v. Bijdrage Geotechniek 2016 Maak dan uw bijdrage in de verzendkosten ! 23,50 over naar IBAN: NL95 ABNA 0426 4761 31 (BIC: ABNANL2A) t.n.v. Uitgeverij Educom, Rotterdam, Nederland, o.v.v. 'Ontvangst Geotechniek 2018'. U wilt toch geen editie missen van Geotechniek? geotechniek _Dec._2017_v7.indd 69 20/11/17 12:26 42 GEOTECHNIEK - December 2017 Dr.ir. C.P.W. (Chris) Geurts TNO, Senior Scientist / Voorzitter SBRCURnet commissie 1445 “herziening Trillingsrichtlijn deel A” De nieuwe SBR richtlijn A ‘Trillingen: Schade aan Bouwwerken‘ Inleiding Door de Stichting Bouw Research (SBR) zijn in 1993 voor het eerst richtlijnen (SBR Richtlijn 1, 2 en 3) uitgegeven waarin aanwijzingen zijn gegeven voor het meten en beoordelen van trillingen. Deze richtlijnen waren respectievelijk gericht op schade aan gebouwen, hinder voor personen en effecten voor apparatuur. In 2002 zijn deze richtlijnen alle gereviseerd, en hernoemd naar SBR Richtlijn A, B en C; herdrukt in 2006 en 2010. Rond 2011 is een inventarisatie uitgevoerd onder gebruikers van SBR Richtlijn A, op basis waarvan een projectplan voor herziening is opgesteld. Dankzij ﬁnanciële bijdragen van verschillende marktpartijen en fondsen, wordt eind 2017 de herziening van SBR Richtlijn A gepubliceerd. De richtlijnen B en C zijn geen onderdeel van deze revisie. In dit artikel wordt ingegaan op de belangrijkste resultaten van het uitgevoerd werk en hoe dit zijn weg vindt in de nieuwe SBR Richtlijn A. Uitgevoerde activiteiten Er zijn in het kader van de herziening 4 activiteiten opgepakt: (1) Toelichten van de relatie tussen trillingsniveaus en de kans op schade; (2) Opstellen van een objectieve bepalings- methode voor trillingsgevoeligheid; (3) Nadere beschouwing van de grenswaarde voor trillingsgevoelige funderingen; (4) Redactionele aanpassingen, inclusief het toevoegen van toelichtende teksten. Deze activiteiten zijn onderling afgestemd in een kleine werkgroep en begeleid door de leden van de commissie. Relatie tussen trillingsniveaus en kans op schade. In de vorige versie van de SBR Richtlijn A (2002) kon worden gelezen: “De kans op schade is aan - vaardbaar klein (< 1%) als Vd kleiner is dan Vr.” Er is dus altijd een (kleine) kans op schade als aan de grenswaarde wordt voldaan. De richtlijn doet geen uitspraken over de kans op schade bij overschrijden van de grenswaarden. Vanuit de markt is aangegeven dat men een idee wil hebben hoeveel deze kans toeneemt als de grenswaarde (enigszins) wordt overschreden. Deze vraagstel - ling is binnen de werkgroep door de werkgroep opgepakt met de volgende deelactiviteiten: (1) Uitvoeren van een literatuuronderzoek. (2) Analyse van praktijkdata en ervaringen van de commissieleden. (3) Numerieke simulaties, geanalyseerd met toepassing van probabilistische technieken. Op basis van literatuuronderzoek bleek dat er weinig bekend is over de relatie tussen optre - dende trillingen in een gebouw versus kans op schade. Ook recente versies van buitenland - se normen (zoals DIN 4150 en ISO 4866) geven geen inzicht in de relatie tussen trillingsniveaus en schadekansen. Onderzoek naar effecten van aardbevingen, waarin zogeheten fragility curves worden afgeleid richt zich doorgaans op veel verder gaande schadebeelden, zoals doorgaan - de scheuren, verschilverplaatsingen van ge - bouwonderdelen of gedeeltelijke instorting van gebouwonderdelen. De SBR richtlijn richt zich op het voorkomen van schade, dan is initiatie van scheuren in pleisterwerk of metselwerk het maatgevende mechanisme. De commissieleden is ook gevraagd informatie uit trillingsmetingen en bouwkundige opnames in te brengen. Daartoe is door de werkgroep een eenvoudige vragenlijst opgesteld. Gevraagd is Figuur 1 - Verdeling van projecten in database naar trillingsbron Figuur 2 - Verdeling projecten in database naar waarneming van schade GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 42 20/11/17 12:25 43 GEOTECHNIEK - December 2017 naar zowel projecten mét als zonder schade. Er zijn 360 projecten aangedragen waarvan een aantal statistieken is weergegeven in ﬁguren 1 tot en met 4. Ondanks de speciﬁeke vraag om projecten met een duidelijke relatie tussen tril - lingsniveaus en wel of geen schade, was bij 60% van de aangedragen projecten ‘onbekend’ inge - vuld. In de uitwerking van de data is aangeno - men dat dit projecten betreft waar geen schade geclaimd is en dus ook geen schade is opgetre - den. Deze database heeft een indicatie van de empirische kans op schade opgeleverd, gegeven in ﬁguur 5. Indien de trillingssterkte overeen - komt met de grenswaarde (Vd/Vr = 1) is de kans ongeveer 1%. Neemt de trillingssterkte toe, dan neemt de kans op schade snel toe. Dit geeft aan dat een hogere grenswaarde niet aan de orde is in deze herziening. In de richtlijn is op basis van ﬁguur 5 en parallel uitgevoerde numerieke simulaties een indicatie gegeven van de kans op schade bij overschrijden van de grenswaarden, zie tabel 1. Aanpassing in de categorie-indeling In de richtlijn (versie 2002) moet voor metsel - werk gebouwen aangegeven worden of deze in goede (categorie 2) dan wel slechte (categorie 3) staat verkeren. Dit leidt in de praktijk tot veel discussie en onduidelijkheid. Daarnaast zijn monumenten afzonderlijk benoemd (als catego - rie 3) zonder helder te deﬁniëren wat daaronder wordt verstaan. Door de commissie is besloten om gebouwcategorie 3 te laten vervallen en een veiligheidsfactor in te voeren voor monumenten en voor trillingsgevoelige gebouwen. Voor mo - Figuur 3 - Verdeling van data in database naar type gebouw Figuur 4 - Verdeling van data in database naar trillingniveau en waargenomen schade Samenvatting Trillingen kunnen een oorzaak zijn voor schade aan bouwwerken. SBR Richtlijn A geeft methoden voor het meten en beoordelen van trillingen, met het doel schade aan bouwwerken te voorkomen. Deze richtlijn A is in 2017 herzien en opnieuw uitgebracht. De belangrijkste veranderingen betreffen (1) de nadere speciﬁcatie van de kans op schade bij overschrijding van de grenswaarden, (2) herziene formulering van de grenswaarden voor trillingsgevoelige funderingen, (3) een nieuwe methode om de bouwkundige staat te bepalen. Daarnaast is de tekst voorzien van uitgebreide toelichtingen op aspecten die in de praktijk tot discussie en vragen leidden. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 Tabel 1 - Kans op schade bij overschrijden van de grenswaarde. Factor op grenswaarde Ordegrootte kans op schade 1 x grenswaarde (Vd/Vr = 1) Ongeveer 1 % 1,2 Ongeveer 3% 1,5 Ongeveer 5% 2 Ongeveer 10% 3 Ongeveer 30% geotechniek _Dec._2017_v7.indd 43 20/11/17 12:25 44 GEOTECHNIEK - December 2017 numenten wordt in de nieuwe richtlijn expliciet verwezen naar monumentenlijsten. Om vast te stellen of een gebouw trillingsgevoelig is, is een checklist ontwikkeld waarmee op basis van objectieve criteria het gebouw kan worden inge - deeld. Op basis van uiterlijke kenmerken wordt bepaald of er een oorzaak is (of is geweest), die reden is om trillingsgevoeligheid te veronder - stellen. Dit betreft in de meeste gevallen reeds aanwezige scheurvorming en/of scheefstanden. Als een van de beschreven kenmerken in de checklist aanwezig is, wordt een pand als tril - lingsgevoelig aangemerkt en dient een veilig - heidsfactor op de grenswaarde te worden toe - gepast. Deze checklist is nu toegevoegd aan de nieuwe SBR Richtlijn. Trillingsgevoelige funderingen Naar aanleiding van een artikel in Geotechniek van juli 2012 is door Deltares nader onderzoek gedaan naar de invloed van trillingen op de kans op het ontstaan van lokale zettingen. Dit onder - zoek heeft uiteindelijk geleid tot een aanpassing van de eis, die nu deels uit een versnellingseis bestaat (a max mag niet groter zijn dan 1 m/s 2) en deels uit een snelheidseis, die onafhankelijk is van de frequentie maar afhangt van de laagdik - te van de bodem onder het gebouw. Als er geen gegevens over de laagdikte bekend zijn dan leidt dat tot een relatief strenge eis. Nader grondon - derzoek kan leiden tot een minder strenge eis. Overzicht nieuwe grenswaarden Een overzicht van de karakteristieke waarden voor de grenswaarden in de nieuwe richtlijn is geïllustreerd in ﬁguur 6. De versnellingseis voor funderingen is ten behoeve van deze ﬁguur om - gerekend in de trillingssnelheid. In het gebruik van de graﬁek dienen de waarden te worden vermenigvuldigd met de van toepassing zijnde veiligheidsfactoren, welke per project moeten worden bepaald. De Nieuwe SBR richtlijn A De vorm van de nieuwe richtlijn wijkt af van de vorige versies. Er komt namelijk geen papieren versie maar alleen een digitale versie. Toelich - tingen op de tekst zijn door middel van hyper - links bereikbaar. Op deze wijze verwacht de commissie dat de richtlijn beter leesbaar is en daarmee beter bruikbaar wordt voor alle be - langhebbenden. De achtergrondrapportages van de uitgevoerde onderzoeken worden openbaar beschikbaar ge - steld. Dankwoord De herziening van de SBR Richtlijn A is moge - lijk gemaakt door ﬁnanciële bijdragen van TKI Deltatechnologie, Stichting FCK-CT, Rijkswater - staat, ProRail, Waternet, de Gemeente Rotter - dam, het HWBP en de leden van de commissie. Referenties “SBR A richtlijn niet eenduidig voor trillingsge - voelige funderingen“ Rob Van der Salm, Paul Hölscher, Albert-Jan Snethlage, Geotechniek, juli 2012, pg 8-11 Figuur 5 - Indicatie van kans op schade bij verschillende trillingssterktes op basis van de empirische gegevens Figuur 6 - Overzicht van de grenswaarden in de nieuwe SBR Richtlijn A : 2017 TOELICHTING Per trillingssnelheid is een percentage ‘ja er is schade’ bepaald. Daarnaast is op basis van de trillingsbron en het type gebouw de verhouding (Vd/Vr) bepaald. Na deze bewerking is de graﬁek afgeleid. Als Vd/Vr ≤ 1, dan wordt voldaan aan het criterium in de richtlijn. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 44 20/11/17 12:25 49 GEOTECHNIEK - December 2017 Het gebruik van beschikbare data voor de evaluatie van bemalingsprojecten M.Sc. Wouter Vienne Geoloog; Adviesbureau inzake Grondwatertechnieken (AGT n.v.) Ir. Yves Meyus Senior projectleider; Adviesbureau inzake Grondwatertechnieken (AGT n.v.) Dr. Ir. Pieter Jan Haest Projectleider; Adviesbureau inzake Grondwatertechnieken (AGT n.v.) & Research Fellow; KU Leuven Afdeling Geologie Ir. Marleen Van Damme DOV-coördinator; Departement Omgeving, Vlaams Planbureau voor Omgeving Ir. Jos Van Steenwinkel Gedelegeerd bestuurder; Adviesbureau inzake Grond- watertechnieken (AGT n.v.) Inleiding Het belang van omgevingsvariabelen op civieltechnische projecten wordt in Vlaanderen weerspiegeld in de nieuwe omgevingsvergun - ning. Deze verenigt en vervangt de vroegere stedenbouwkundige vergunning, de milieu - vergunning, de verkavelingsvergunning en de meldingsplicht. Er wordt sterk ingezet op toe - nemende digitalisatie met de ingebruikname van het omgevingsloket: een digitaal platform waar aanvragen moeten ingeladen worden [on-line: http://www.milieuinfo.be/web/omge - vingsloket/digitaalloket/home]. In dit digitaal platform kan men ook een richtinggevende omgevingscheck uitvoeren, i.e. nagaan welke voorschriften er gelden in de omgeving waar de werken uitgevoerd zullen worden. AGT n.v. heeft een toepassing uitgewerkt die beschikbare hydrogeologische gegevens koppelt aan verkregen inzichten om tot beslis- regels te komen voor de evaluatie van bema - lingsprojecten. Deze beslisregels kunnen het beleid of andere actoren ondersteunen in de evaluatie van nieuwe projecten. Het concept van deze toepassing sluit aan op de omgevingscheck die reeds bestaat in het omgevingsloket. De toepassing werd ontwikkeld als leidraad voor een studie die de bemalingsproblematiek op het grondgebied van de gemeente Sint-Truiden behandelt. Momenteel wordt onderzocht welke data aanvullend kunnen opgenomen worden om een generieke toepassing te krijgen, dan wel dat er steeds hydrogeologische inzichten moeten verworven worden voor locatie-speciﬁeke problemen. Studiegebied en bemalingsproblematiek Figuur 1 toont de gemeente Sint-Truiden met aanduiding van de topografie, in meter boven zeeniveau (mTAW). Het reliëf varieert van golvend in het noorden tot sterk doorsne - den asymmetrische rivierdalen in het zuiden. De riviervalleien werden uitgesneden in de ijstijden en weer opgevuld met jonge alluviale afzettingen. Ze omvatten de huidige water - lopen en hebben dito ondiep grondwater. De alluviale afzettingen bestaan uit slecht geconsolideerde, fijnkorrelige materialen en worden bijgevolg gekenmerkt door een zeer lage conusweerstand bij sonderingen en een hoge zettingsgevoeligheid. Bovendien kan op de randen van de rivierdalen de zettings- gevoeligheid van de ondergrond op korte afstand sterk veranderen en zo aanleiding geven tot differentiële zettingen bij een grondwaterver - laging door bemaling. De vereiste bemalingstechniek, het bema - lingsdebiet en de invloedstraal van een be - maling zijn afhankelijk van de lokale hydro - geologie van de ondergrond. Drie belangrijke hydrogeologische factoren zijn de doorlatend - heid, de dikte en het gespannen karakter van de watervoerende laag. De watervoerende lagen in Vlaanderen worden ingedeeld vol - gens de Hydrogeologische Codering van de Ondergrond in Vlaanderen (HCOV). Onder de quartaire afzettingen komen in Sint-Tui - Figuur 1 - Het grondgebied van de gemeente Sint-Truiden met een weergave van de topograﬁe in meter TAW en de hydrogeologische modellagen in de ondergrond vol - gens de HCOV code voor een west-oost transect in het midden van het studiegebied. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 49 20/11/17 12:25 50 GEOTECHNIEK - December 2017 Het belang van omgevingsvariabelen op civieltechnische projecten wordt in Vlaanderen weerspiegeld in de nieuwe omgevingsvergunning. Er wordt sterk ingezet op toenemende digitalisatie. In dit kader werkt AGT n.v. aan systeem dat hydrogeologische kennis en beschikbare GIS data bundelt in beslisregels om zo het beleid te ondersteunen in de evaluatie van nieuwe projectaanvragen voor bemalingen. De recente ontwikkelingen bij de Databank Ondergrond Vlaanderen zouden het ook mogelijk maken om boor- en sondeergegevens mee te nemen in deze werkwijze. Deze studie toont echter aan dat ‘big data’ eerst ‘smart’ moeten zijn alvorens een generiek kader kan uitgewerkt worden. Aan boor- en sondeergegevens wordt immers pas betekenis gegeven na interpretatie door een expert. Samenvatting den volgens de HCOV indeling drie tertiaire modellagen voor met variërende doorlatend - heden: het Oligoceen Aquifersysteem; het Landeniaan Aquifersysteem + de Landeniaan en Heersiaan Aquitard; en het Heersiaan en Opglabbeek Aquifersyseem. Het bemalen in een gespannen watervoerende laag, in dit geval in het Landeniaan met een hoge doorlatendheid, resulteert in hoge be - malingsdebieten en een grote invloedstraal. Dit is zeker van belang in het noordelijke deel van Sint-Truiden waar artesische watervoe - rende lagen voorkomen, of in het algemeen waar de slecht doorlatende quartaire lagen de onderliggende aquifer een gespannen karak - ter geven. In het noorden en zuiden van de gemeente Sint-Truiden zijn er IVON/VEN, habitatricht - lijngebieden en grondwaterwinningen gelegen waar specifieke regels moeten gevolgd worden indien deze beïnvloed worden door een bema - lingsproject. Tot slot dient het dossier van een verontreinigde site opgevraagd te worden bij de dossierhouder van de Vlaamse Openbare Afvalstoffenmaatschappij om de aard van de verontreiniging te onderzoeken indien de ge - schatte invloedstraal van een bemaling tot het betreffende perceel reikt. Beschikbare data De Databank Ondergrond Vlaanderen bun - delt de openbaar beschikbare data van (hydro)geologische aard in Vlaanderen [online: www.dov.vlaanderen.be]. Er worden zowel boor-, monitorings- als modelgegevens over de ondergrond ter beschikking gesteld. Het Vlaams grondwatermodel toont ook richt - waarden voor de hydraulische conductiviteit van deze lagen. Samen met de beschikba - re monitoringsgegevens van de stijghoogten kunnen zo de drie belangrijke hydrogeologi - sche factoren in een bemalingsproject bena - derd worden: de doorlatendheid, de dikte en het gespannen karakter van de watervoerende laag. Eventuele aandachtsgebieden bij een be - maling zijn te vinden op het geoportaal van de Vlaamse overheid [on-line: www.geopunt.be]. Deze data kunnen in real time via boven genoemde webservices gebruikt worden. Momenteel worden de data echter lokaal gestockeerd om problemen met de connectiviteit te voorkomen. Een leidraad voor de evaluatie van een bemalingsproject Om de vereisten voor de aanvraag van een bemalingsproject te evalueren worden in de toepassing risico-gebaseerde scores toegekend volgens de grondlagenopbouw, de bemaalbaar - heid, de afmalingshoogte, de aanwezigheid van constructies in de nabijheid en de bemalings - duur. De scores worden uitvoerig beschreven in de hydrogeologische studie die voorafgaat aan de ontwikkeling van deze toepassing. De totaalscore resulteert in een categorie waarvoor minimaal vereiste proeven opgelijst worden, zoals ook beschreven in de studie “Richtlijnen Bemalingen” (Van Calster et al., 2009). De toepassing geeft voor een speciﬁeke locatie de resultaten overzichtelijk weer voor zowel de interessegebieden binnen de aandacht- zone (Figuur 2), als voor technische aspecten die vereist zijn voor een gedegen evaluatie van het voorliggende bemalingsproject (Figuur 3). Een generiek kader voor de evaluatie van be - malingsprojecten De recente ontwikkelingen bij de Databank Ondergrond Vlaanderen zouden het ook mogelijk maken om boor- en sondeergege - vens mee te nemen in deze werkwijze (online: www.github.com\DOV-Vlaanderen). Een evalu - Figuur 2 - Het resultaat van de omgeving - scheck in de toepassing. De rode cirkel toont de geschatte aandachtzone van de bemaling. De interessegebieden worden weergegeven met de overeenkomstige kleurcode. Centraal wordt een proﬁel van de onderliggende HCOV modellagen tot een diepte van 20 meter onder maaiveld weergegeven. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 50 20/11/17 12:25 51 GEOTECHNIEK - December 2017 atie voor de gemeente Sint-Truiden toont ech - ter aan dat ‘big data’ eerst ‘smart’ moeten zijn alvorens een generiek kader kan uitgewerkt worden. Aan boor- en sondeergegevens wordt immers pas betekenis gegeven na interpretatie door een expert. Figuur 4 toont beschikbare sondeergegevens op locaties 325 meter van elkaar verwijderd. Deze gegevens verschillen sterk van elkaar en wijzen op een grote heterogeniteit met eerder zandigere texturen maar geven weinig informa - tie over de watervoerende eigenschappen. Uit nabije boorgegevens wordt een zandige laag weerhouden van 4 tot 10 m-mv, gevolgd door een kleilaag. De beschikbare modelinformatie van de HCOV codering wijst enkel op quartaire afzettingen en maakt geen onderscheid tussen het Landeniaan Aquifersysteem en de Landeni - aan en Heersiaan Aquitard . Zo kan de dikte van het Landeniaan Aquifersysteem niet correct ingeschat worden. Nabijgelegen boringen met interpretaties wijzen voornamelijk op de aan - wezigheid van het Lid van Lincent. Deze laag heeft een speciﬁek karakter door de aanwezig - heid van lokaal versteende, eventueel gebro - ken kleilagen (Claes en Gullentops, 2001). Deze versteende klei kan ten dele de waargenomen sondeergegevens verklaren. Waar de breuken doorlopen kan deze laag bovendien lokaal zeer watervoerend zijn. Dergelijke bevindingen kun - nen echter enkel gemaakt worden door een expert die verder kijkt dan de verwerkte hydro - geologische data. Conclusie Er werd een toepassing ontwikkeld die hydrogeologische inzichten vertaalt in een richtinggevende leidraad voor de evaluatie van bemalingsprojecten. Deze toepassing past naadloos in het concept van de omgeving - scheck bij de aanvraag van een omgevings - vergunning en kan verder uitgebouwd worden door de toenemende beschikbaarheid van (hydro)geologische gegevens via webservices. De grote verscheidenheid die in deze gegevens vervat zit wordt echter nog onvoldoende gevat in daaraan verbonden hydrogeologische inzich - ten zodat regio-speciﬁeke studies momenteel vereist blijven. Referenties - Claes S. en F. Gullentops (2001) - Kaartblad 33 Sint-Truiden. Toelichtingen bij de geo - logische kaart van België - Vlaams Gewest. Belgische Geologische Dienst en Afdeling Natuurlijke Rijkdommen en Energie, Brussel. 68 p., 25 ﬁg., 2 tab., 3 fotoplaten met 15 foto’s. - Van Calster P., De Cock F., De Vos M., Maer - tens J. en G. Van Alboom (2009). Richtlijnen Bemalingen. Opgesteld door de Werkgroep bemalingen in opdracht van het Weten - schappelijk en Technisch Centrum voor het Bouwbedrijf (WTCB). Pp 74. Figuur 3 - In het laatste tabblad van de toepassing worden de minimale gegevens weerge - geven die het bodemonderzoek zou moeten bevatten voor de voorgestelde bemaling, reke - ning houdend met de richtlijnen neergeschreven door Van Calster et al. (2009). Figuur 4 - De locatie en de conusweerstand van 2 nabijgelegen sonderingen in het studiegebied. De dichtstbijzijnde boring wijst op twee quartaire lagen, waarvan de bovenste ± 4 m dik is, gevolgd door een zandige afzetting van ± 5 m en daaropvolgend een kleilaag tot op de maximale sondeerdiepte. De overeenkomstige beschikbare hydrogeologische interpretaties worden getoond in de ﬁguur. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 51 20/11/17 12:26 24 GEOTECHNIEK - December 2017 Wereldwijd worden laaggelegen delta’s en kust - gebieden in hun voortbestaan bedreigd door bodemdaling, omdat dit regionale relatieve zeespiegelstijgingen en overstromingsrisico’s vergroot. Bodemdaling wordt in deze gebieden vaak veroorzaakt door de mens, voornamelijk door het oppompen van diep grondwater, het kunst - matig laaghouden van de freatische grondwater - spiegel, en het aanbrengen bovenbelastingen. Doordat veel rivieren en getijdengeulen zijn in - gedamd, wordt bodemdaling niet op natuurlijke wijze gecompenseerd door sedimentaanvoer. Hierdoor komen dalende delta’s en kustgebieden uiteindelijk onder zeeniveau te liggen. In de veenrijke Nederlandse delta en kustvlakte wordt bodemdaling veroorzaakt door het kunst - matig laaghouden van de freatische grondwa - terspiegel ten behoeve van de landbouw. Dit proces begon plaatselijk waarschijnlijk al in de Romeinse tijd, maar pas op grote schaal vanaf ongeveer 1000 n. Chr. Het zorgt ervoor dat de korrelspanningen in het veen toenemen en de veenlagen samendrukken. De organische be - standdelen van veen die droog komen te liggen krimpen en oxideren uiteindelijk. Vroeger werd het maaiveld ook nog eens lokaal verlaagd door de turfwinning. Hierdoor kreeg Nederland lang - zaamaan zijn laaggelegen karakteristieke land - schap, waarvan ca. 50 % van de holocene delta en kustgebied momenteel onder het gemiddel - de zeeniveau ligt. Bodemdaling treft vaak uitgestrekte gebieden. Satellietobservaties en landmetingen worden doorgaans toegepast om verticale bodembe - wegingen over zulke grote gebieden te monito - ren. Echter, met deze technieken worden alleen de bewegingen van het maaiveld gemeten, en niet de bijdragen van individuele ondergrondse lagen. Om die te kunnen meten worden vaak extensometers gebruikt. Deze zijn alleen in staat om op geﬁxeerde posities te meten, en de meet - gegevens zijn vooral bruikbaar als meerdere jaren opeenvolgend is gemeten. Bovendien ont - breekt het in veel gebieden, inclusief Nederland, aan een dicht netwerk van extensometers (of andere lange-termijn meetreeksen). Dit soort informatie is echter essentieel voor belangheb - benden en beleidsmakers om de veiligheid en leefbaarheid van deze laaggelegen gebieden te waarborgen. Om toch meetgegevens te verkrijgen die ge - bruikt kunnen worden in bodemdalingsonder - zoek, introduceren wij een toepassing van son - deringen. Deze toepassing betreft het schatten van de samendrukking van veen in dalende delta’s en kustgebieden die opgetreden is sinds de vorming van het veen. Wij hebben de methode uitgetest op een veenlaag in Noord-Holland, een gebied dat al sinds 1000 n. Chr. door veen- ontginningen aan het dalen is. Veen Veen is een vezelige, sterk waterhoudende, en zeer organische substantie, die bestaat uit deels vergane plantenresten. Door deze samenstelling is veen zeer samendrukbaar en vergaat makke - lijk als het in aanraking komt met de atmosfeer. Als een veenlaag begraven wordt door natuur - Een toepassing van sonderingen om bodemdaling door veensamendrukking te schatten Kay Koster Universiteit Utrecht en TNO – Geologische Dienst Nederland Gilles Erkens Deltares en Universiteit Utrecht Cor Zwanenburg Deltares Figuur 1 - Overzicht van de onderzoek locaties, met (a) een hoogtekaart van het gebied waarop te zien is het grotendeels onder zeeniveau ligt, en (b) een veen - diktekaart van het gebied met de verspreiding van de overstromingsklei. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 24 20/11/17 12:25 25 GEOTECHNIEK - December 2017 Samenvatting Over de hele wereld worden laaggelegen delta’s en kustgebieden in hun voortbestaan bedreigd door bodemdaling veroorzaakt door de mens. Bodemdaling wordt veroorzaakt door de diktevermindering van onder - grondse lagen. Het kwantitatief begrijpen van dikteverminderingen is essentieel om bodemdaling uiteindelijk te kunnen aanpakken. In veen - rijke gebieden wordt bodemdaling onder andere veroorzaakt door de samendrukking van veenlagen. Ook al hebben veel gebieden te maken met bodemdaling,er zijn slechts enkele methoden ontwikkeld om sa - mendrukking te kunnen inschatten. Hier is verkend of sonderingen kun - nen worden ingezet om de diktevermindering van holoceen veen door samendrukking te schatten. We vonden een sterke relatie tussen de dik - teafname van het veen door differentiële bovenbelasting, en verhoging van de conusweerstanden. De gevonden relatie is ook toegepast op veen in de Sacramentodelta en in Kalimantan. De gevonden relatie bleek ook hier toepasbaar. Dit opent de deur om sonderingen eventueel toe te pas - sen ten behoeve van bodemdaling. lijke of door de mens veroorzaakte processen, dan neemt de korrelspanning sterk toe. Dit komt omdat tijdens dit proces overspannen poriewa - ter wordt verdreven, wat uiteindelijk resulteert in veen met een dichtere pakking van vezels. Dit proces vindt ook plaats door kunstmatige ver - lagingen van het freatische grondwatervlak. Dit heeft niet alleen een menselijk oorzaak, maar komt ook van nature voor. Tijdens de holocene natuurlijke opbouw van Nederland (9000 – 1000 jaar geleden) vonden deze processen al plaats en droegen ze bij aan de geologische totstand - koming van dit gebied. Markermeerdijk De toename van korrelspanningen in veen zorgen er ook voor dat de sterkte en stijfheid toenemen, wat resulteert in hogere sondeer - weerstanden. Dit principe hebben we gebruikt om de diktevermindering door samendrukking van veen bij de Markermeerdijk (Noord-Holland) te schatten aan de hand van conusweerstanden (Fig. 1). Het veen dat zich in dit gebied heeft ge - vormd ligt vlak aan het oppervlak. Het ontstond tussen 5500 en 1000 jaar geleden in een uitge - strekt veenmoeras. De vegetatiesamenstelling van dit veen reﬂecteert het langzaam ondieper worden van het veenmoeras, met rietveen aan de basis, gevolgd door zeggeveen, en nadat het veen boven de regionale grondwaterspiegel (en zeespiegel) groeide, ontwikkelde zich mos- en heideveen. Sinds 1000 n. Chr. werd het gebied ontgonnen door het graven van ontwateringsgreppels, wat ervoor zorgde dat het gebied langzaamaan daalde. Nadat het gebied tot op zeeniveau was gedaald werd het kwetsbaar voor overstromingen en is het gebied tot en met begin 20e eeuw regelmatig overstroomd geraakt. Deze overstromingen hebben ervoor gezorgd dat er tot 80 cm aan klei op het veen is afgezet. Dehuidige Marker - meerdijk is destijds aangelegd in reactie op deze overstromingen, en zijn huidige kern dateert al uit de middeleeuwen. De laatste versterkingen zijn uiteindelijk aangelegd na de grote over- stroming van 1916. Doordat het veen dat zich hier ontwikkeld heeft is belast met overstromings - klei en een dijk, ervaart een-en-dezelfde veen - laag over korte afstanden sterk verschillende bovenbelastingen. Dit maakt dit gebied zeer geschikt voor het relateren van diktevermindering van veen en conusweerstanden. Sonderingen Langs de Markermeerdijk zijn drie locaties geselecteerd waar eerder ten behoeve van dijkstabiliteit vlak naast elkaar sonderingen en steekkernen zijn verzameld (Zwanenburg en Jardine, 2015). De drie locaties zijn loodrecht op de dijk georiënteerd en per locatie zijn gepaarde sonderingen-steekkernen verzameld: in het veld naast de dijk, in de berm, en op de kruin. Per kern is de verticale korrelspanning gemeten ( σ'v), de huidige dikte van het veen, en de dominante veenvormende vegetatie bepaald. De bovenbelasting van het veen is het hoogst bij de kruin. Daar bestaat de dijk uit ongeveer 6 m klei en organisch materiaal, met een jongere zandige top. De berm dateert uit 1916, is 1 tot 2 m dik, en bestaat voornamelijk uit zand. De gebruikte conus meet tijdens het sonderen weerstanden aan zijn punt en kleefmantel, en waterspanning net achter de punt (u 2). Tijdens de metingen werd voor elke sondering de conus op dezelfde temperatuur gebracht als het grondwater, om te voorkomen dat tempera - tuurverschillen de gemeten waarden zouden beïnvloeden (Lunne et al., 1986). Na het sonde - ren zijn de ruwe conusweerstanden (q c) gecorri - geerd voor waterspanningen gemeten op u 2, en omgezet in een gecorrigeerde conusweerstand (qt). Hiervoor is gebruikgemaakt van een co - nus oppervlaktefactor a n van 0.59 (1). Door de grondspanning (gemeten korrelspanning plus geschatte waterspanning) ( σv) van deze gecor - rigeerde conusweerstand af te trekken wordt de netto conusweerstand (q n) verkregen (2), wat essentieel is om de daadwerkelijke weerstand die het veen tijdens het sonderen biedt te meten. De nauwkeurigheid van de q c is 100 kPa (ISO, 2005). qt = q c + u 2 (1 - a n) (1) qn = q t - σv (2) Het bepalen van de diktevermindering van veen Doordat het veen in het onderzoeksgebied al zo’n 1000 jaar wordt belast door overstromings - klei en de dijk, heeft het veen niet meer zijn initiële dikte. Het bepalen van de initiële dikte van het veen is echter noodzakelijk om te bepalen hoeveel het veen inmiddels is samengedrukt. Dit is per locatie bepaald door een relatie op te stellen tussen de relatieve samendrukking van de veenlaag naast en onder de dijk (S p), en de gemeten korrelspanningen uitgeoefend door het kleidek en de dijk. Dit beschrijft de diktever - mindering van het veen door primaire samen - drukking (3). De parameters i en j zijn per locatie bepaald door de huidige dikte van de bemonsterde veenlagen (h) uit te drukken ten opzichte van de dikste veenlaag (h m) (S p ≤ 1)(Table 1; Fig. 2). Sp = h / h m = i · ( σ'v)-j (3) Om de primaire zetting ten opzichte van de natuurlijke beginsituatie te verkrijgen, is de per locatie verkregen S p-waarde met (3) geëxtrapoleerd naar een korrelspanning typisch voor net gevormd veen: 3,7 kPa (S p = 3,7 ) (Landva, 2006). Deze waarde is constant voor de bovenste meters van een jonge veenlaag. S p = 3,7 kan dus gebruikt worden om de dikte van de veenlagen te bepalen voor primaire zetting (S p = 3,7 > 1) (Tabel 1). Tabel 1 - Overzicht van de verkregen waar - den voor de drie locaties. Loc A Loc B Loc C i 2,81 2,96 5,35 j 0,49 0,49 0,84 Sp = 3,7 1,48 1,57 1,78 hm 1,76 2,75 4,26 hi 3,15 5,22 9,18 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 25 20/11/17 12:25 26 GEOTECHNIEK - December 2017 Naast primaire samendrukking heeft het veen ook 4000 jaar aan dikte vermindering door kruip on - dergaan. Dit gebeurde ongeacht veranderingen in korrelspanning en begon al tijdens de natuur - lijke veenvorming. De kruip wordt beschreven in termen van de rek εs (4). De waarde van de constante c = 0,015 die we hebben genomen is typisch voor dit soort veen (Den Haan en Edil, 1994). εs = c · ln( τ / τo) c = 0,015 τ = 4000 jaar (4) τ0 = 0,00274 jaar (1 dags referentie) Dus ε_s=0,21 De corresponderende S p = 3,7 waarde die verkre - gen werd per locatie is vermenigvuldigd met de dikste aangetroffen veenlaag per locatie (hm) en vervolgens gecorrigeerd voor de kruip (4) om per locatie tot de absolute initiële veendikte te komen (hi) (Tabel 1) (5). hi = S p=3,7 · hm · (1 + εs) (5) Door de huidige dikte van het veen (h) uit te drukken als een verhouding van de initiële veen - dikte, wordt de totale diktevermindering (S c) per locatie verkregen (6). Sc = h / h i · 100% (6) Relatie met sondeerwaarden De relatie tussen de samendrukking S c van het veen en de netto conusweerstand q n is weerge - geven in Figuur 3a. Het laat zien dat toenemende diktevermindering gepaard gaat met een hogere netto conusweerstand. De relatie tussen netto conusweerstand en de veensamendrukking wordt het best beschreven door een exponen - tiële functie (7). Met deze vergelijking kan ook omgekeerd de netto conusweerstand wor - den gebruikt om de afname in veendikte door samendrukking en dus bodemdaling te schatten. Sc = α · e -β · qn α = 0,88 (7) β = 3,59 In Figuur 3a is te zien dat het veen 35 tot 95 % van zijn initiële dikte heeft verloren door samen - drukking. De eerste dikteafname van ca. 35 tot 75 % levert een netto conusweerstand-toename van ca. 0,1 tot 0,4 MPa, terwijl de resterende 20% dikteafname ook verantwoordelijk is voor een netto conusweerstand-toename van 0,3 MPa Figuur 2 - Relatie tussen de relatieve samendrukking van veen en toenemende korrelspanningen op de drie locaties. De korrelspan - ning in vers en net gevormd veen is 3.7 kPa (cf. Landva, 2006). Figuur 3 - (a) Netto conusweerstand versus de diktevermindering van het veen. De foutmarge geeft het qn interval per veenmonster weer. (b) Een lineaire relatie wordt verkregen tussen de korrelspanningen en de netto conusweerstanden. Er lijkt geen verband te bestaan tussen de meetwaarden en de verschillende veenvormende vegetatie. De foutmarge geeft de nauwkeurigheid van de conus weer. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 26 20/11/17 12:25 27 GEOTECHNIEK - December 2017 (0,4 tot 0,7 MPa). Dit non-lineaire gedrag cor - respondeert goed met eerder gegeven beschrij - vingen (bijv. Den Haan, 1992). De relatie geeft aan dat veen een groot deel van zijn dikte moet verliezen, voordat zijn sterkte en stijfheid sub - stantieel toenemen. Omdat natuurlijk vers veen voor meer dan 95 % uit water kan bestaat, moet veel poriewater worden uitgedreven voordat de organische vezels dichter tegen elkaar aan ko - men te liggen. Dit uitdrijven van grote hoeveel - heden water zorgt voor veel diktevermindering, terwijl de contactpunten tussen de vezels (dus de korrelspanning), en dus de conusweerstand nauwelijks toenemen. Als de bulk van het po - riewater is uitgedreven en het veen al enigszins samengedrukt is, zal verdere samendrukking leiden tot geringere dikteverminderingen, ter - wijl het veen wel ﬂink in sterkte en stijfheid toe - neemt. Dit komt omdat de interne wrijving van de dichter opeengepakte vezels toeneemt, wat uiteindelijk zorgt voor een sterke toename in netto conusweerstanden. In Figuur 3b is de gemeten korrelspanning uit - gezet tegen de conusweerstand, en is tevens aangegeven uit welke vegetatie de gesondeer - de veenlagen bestaan. Uit dit ﬁguur blijkt dat de conusweerstand niet afhangt van het type vegetatie dat het veen heeft gevormd. Hier - door is het mogelijk om (7) ook toe te passen in andere veenrijke bodemdalingsgebieden waar het veen bestaat uit een andere vegetatie. Toepassing van sonderingen in andere veenrijke dalende gebieden Jaarlijks worden wereldwijd tienduizenden son - deringen uitgevoerd. Veel van de verkregen son - deermeetgegevens worden digitaal opgeslagen. Dit betekent dus dat er veel gegevens worden geproduceerd die inzetbaar kunnen zijn voor bo - demdalingsonderzoek. Dit soort gegevens zou kunnen worden gebruikt om in de toekomst 1) satellietobservaties en landmetingen te veriﬁë - ren, 2) boringen en extensometer gegevens aan te vullen, 3) een eerste inschatting te verkrijgen van nieuw te onderzoeken gebieden, en 4) reeds opgetreden bodemdaling te schatten en voor - spellingen te doen voor de toekomst. Om te demonstreren dat sonderingen een bij - dragen kunnen leveren binnen de internationale bodemdalingsproblematiek is (7) toegepast op veenlagen in de Sacramento delta (V.S.), en in Kalimantan (Indonesië.) (Fig. 4). Beide gebie - den zijn veenrijk en dalen snel door menselijk toedoen. Het holocene veen is in beide gebieden direct gelegen op holocene klei; een situatie die vergelijkbaar is met het gebied van de Marker - meerdijk. Verder is voor beide gebieden al eer - der door middel van gloeiverlies analyse van or - ganische stof (dichtheidsbepaling), vastgesteld hoeveel samendrukking deze veenlagen hebben ondervonden. Boulanger et al. (1998) hebben sondeergege - vens van een holocene veenlaag in de Sacra - mentodelta gepubliceerd, die belast wordt door een dijk uit de 19e eeuw. Er is bepaald dat deze veenlaag momenteel 1 m dik is, en een conus - weerstand van 0,58 MPa oplevert. Dit betekent volgens (7) dat de veenlaag 89 % (8,1 m) van zijn natuurlijke dikte zou hebben verloren door bo - venbelasting van de dijk. De initiële hoogte van het veen reikte dus volgens onze berekening on - geveer 0,4 m boven het zeeniveau. Deze hoogte correspondeert goed met die van Drexler et al. (2009). Zij hebben namelijk vastgesteld dat de initiële hoogte van deze veenlaag tussen ca. 0,2 en 0,5 m boven zeeniveau was. Susila en Apoji (2012) rapporteren over son - deringen in een 3,5 m dikke veenlaag op Kali - mantan. Deze veenlaag wordt momenteel ge - draineerd, en heeft een grondwaterniveau 0,7 m beneden het huidige maaiveld. Het veen levert een gemiddelde conusweerstand van 0,025 MPa. Volgens (7) komt dit overeen met een dikte- vermindering van 20 % (0,8 m) (Fig. 3b). Kool et al. (2006) hebben bepaald dat deze veenlaag ca. 7 tot 37 % van zijn dikte heeft verloren door sa - mendrukking gerelateerd aan de ontwatering, wat daarmee correspondeert. Deze resultaten laten zien dat sonderingen bruikbaar zijn om in te schatten hoeveel dikte veenlagen hebben verloren door samendruk - king. Echter, de methode is een eerste opzet en nog vrij ruw. Daarom zijn verﬁjningen en nieuwe nauwkeurigere metingen vereist voordat son - deringen daadwerkelijk toegepast kunnen gaan worden binnen de bodemdalingsproblematiek. Oxidatie De oxidatie van veen leidt tot onzekerheden in de initiële dikte van de veenlagen en daardoor dus ook in de door ons bepaalde dikteverminderingen. In het gebied van de Markermeerdijk is het veen dat onder de dijk ligt continue nat geweest en daarom waarschijnlijk niet aangetast door oxi - datie. Het veen naast de dijk zal hoogstwaar - schijnlijk enige oxidatie hebben ondervonden. Dit is belangrijk, omdat de helling van (3; Fig. 2) voornamelijk bepaald wordt door de veen - lagen met de laagste korrelspanningen, d.i. de veenlagen naast de dijk. Volgens Nieuwenhuis en Schokking (1997) kan veenoxidatie ongeveer 0,8 cm/jaar aan bodemdaling veroorzaken. Als een gevolg van oxiderend veen zal de directe relatie tussen de huidige veendikte en de kor - relspanning verloren gaan. Bijvoorbeeld, als we ervanuit gaan dat het veen naast de dijk 0,5 m dunner is geworden door oxidatie, dan is de ini - tiële dikte van de veenlagen op de drie locaties 1,14 tot 1,50 m groter geweest. Voor de relatie Figuur 4 - Overzicht van de toepassing van (7) op veen in (a) de Sacramento delta (U.S.) en (b) Kalimantan (Indonesië). Links de huidige situatie, rechts de berekende initiële situatie. De horizontale zwarte stippellijnen geven de initiële situatie volgens Drexler et al. (2009) en Kool et al. (2006) weer. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 27 20/11/17 12:25 tussen samendrukking en conusweerstand zal dit echter alleen effect hebben op de hoeveel - heid samendrukking voor veenlagen met een lage conusweerstand. Voor de wereldwijde toepassing van bodemdalingsanalyse kan er daardoor een onderschatting bestaan in veen - lagen met lage korrelspanningen, als (7) wordt gebruikt. We willen daarom benadrukken dat verdere uitwerking van de hier beschreven me - thoden zich zal moeten richten op veenlagen met lage korrelspanningen en minimaal of geen dikteverlies door vroegere oxidatie. Conclusie Met deze studie hebben we laten zien dat son - deringen de potentie hebben om de samendruk - king die veenlagen hebben ondergaan sinds hun vorming te schatten. Hierdoor kunnen son- deringen potentieel worden toegepast binnen bodemdalingsonderzoeken. Door deze toe - passing van sonderingen kan de bijdrage van ondergrondse veenlagen aan bodemdaling worden geïdentiﬁceerd, en kunnen sonderingen referentiemetingen opleveren voor satelliet- observaties en landmetingsresultaten. Dankwoord Jurjen van Deen wordt bedankt voor zijn bijdra - ge aan de totstandkoming van dit artikel, dat een bewerking is van Koster et al. (2016). Don Zandbergen en een anonieme reviewer worden bedankt voor hun nuttige kritiek op een eerdere versie van het artikel. Referenties - Boulanger, R.W., Arulnathan, R., Harder Jr., L.F., Torres, R.A. en Driller, M.W. (1998), Dy - namic properties of Sherman Island peat, J. of Geotech. and Geoenviron. Eng., 124(1), 12-20 - Den Haan, E.J. (1992) The formulation of virgin compression of soils, Géotechnique, 42(3), 465- 483 - Den Haan, E.J. en Edil T.B. (1994) Secondary and tertiary compression of peat. In: Proc. Of the 10th Europ. Conf. on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Florence, Italy, 1, 65- 68 - Drexler, J.Z., De Fontaine, C.S. en Deverel, S.J. (2009), The legacy of wetland drainage on the remaining peat in the Sacramento – San Joa - quin delta, California, USA, Wetlands, 29(1), 372-386 - ISO (2005), Geotechnical investigation and tes - ting – Field testing part 1: Electrical cone and piezocone penetration test (ISO/DIS 22476- 1:2005,IDT) - Kool, D.M., Buurman, P. en Hoekman, D.H. (2006), Oxidation and compaction of a collapsed peat dome in Central Kalimantan, Geoderma, 137, 217-225 - Koster, K., Erkens, G. en Zwanenburg C. (2016), A new soil mechanics approach to quantify and predict land subsidence by peat compression, Geophysical Research Letters, 43, 1-8 - Landva, A. (2006) Characterization of Escumin - ac peat and construction on peatland. In: Sec. Int. Workshop on Characterisation and Engi - neering properties of natural soils (Ed. by T.S. Ta n , K . K . P h o o n , D . W H i g h t , S . L e ro u e i l ) , 3 , 2 1 3 5 – 2192 - Lunne, T., Eidsmoen, T., Gillespie, D. en How - land, J.D. (1986), Laboratory and ﬁeld evalu - ation of cone penetrometers, in Use of in situ tests in geotechnical engineering, pp. 714-729, ASCE, Blacksburg - Nieuwenhuis, H.S. en Schokking, F. (1997), Land subsidence in drained peat areas of the Province of Friesland, Quart. J. of Eng. Geol., 30, 37-48 - Susila, E. en Apoji, D. (2012), Settlement of a full scale trial embankment on peat in Kalimantan: ﬁeld measurements and ﬁnite element simula - tions, Jurnal Teknik Sipil, 19(3), 249-264 - Zwanenburg, C. en Jardine, R.J. (2015), Labora - tory, in situ and full-scale load tests to assess ﬂood embankment stability on peat, Géotechni - que, 65(4), 309-326 Met welke cursus kun jij excelleren in de geotechniek? ZOEK JOUW CURSUS OP WWW.PAOTM.NL! VERGROOT JE GEOTECHNISCHE KENNIS INSCHRIJVEN? Dat kan op www.paotm.nl Heeft u vragen dan staan we u graag te woord op 015 278 46 18 of via info@paotm.nl. 6, 7, 13 en 14 maartDamwandconstructies en bouwputtenOntwerp, uitvoering, verzekering en onderhoud ing. H.J. Everts (Everts Geotechniek BV) en dr.ir. K.J. Bakker (WAD43 Consulting Engineers) 20 en 21 maartBronbemalingen bij bouwprojectenFaalkostenreductie en kwaliteitsverbetering met een gesloten bemalingsketen ing. V. Lubbers (Fugro Geoservices BV) 22 en 29 maartVervormingsgedrag bij funderen op staal ir. G. Meinhardt (CRUX Engineering BV) 27 en 28 maartZettingsvloeiing ir. R.R. de Jager (Koninklijke Boskalis Westminster N.V.) 11, 12, 18 en 19 aprilPaalfunderingen voor civiele constructies dr.ir. M. Kor! (Deltares Delft) en ing. E. de Jong (Geobest BV) 11, 12 en 19 aprilUitvoeringsaspecten van dijkversterkingen ir. W.R. Halter (Fugro Geoservices BV) en ing. T.J. Schepers (Waterschap Rivierenland) advertentie_geotechniek_1_2018.indd 1 1-11-2017 14:33:37 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 28 20/11/17 12:25 40 GEOTECHNIEK - December 2017 Bepaling van de invloed op de omgeving: theorie of praktijk? Em. Prof ir Jan Maertens Jan Maertens BVBA Inleiding Het bepalen van de invloed van grond- en fun - deringswerken op de omgeving is wellicht het moeilijkste aspect van de geotechniek. Dit is toe te schrijven aan het feit dat voor het bepalen van de invloed van de omgeving: - de samenstelling en eigenschappen van de ondergrond niet alleen ter plaatse van de uit te voeren werken moet gekend zijn, maar ook voor het volledige gebied dat door de werken wordt beïnvloed; - de verspreiding van de invloed van bepaalde fenomenen, zoals grondwaterverlagingen, tril - lingen en vervormingen, alleen op betrouwbare wijze kan bepaald worden indien er gebruik kan gemaakt worden van mathematische modellen die op basis van eerder uitgevoerde metingen afdoend kunnen geijkt worden. Grondwaterverlagingen Halfweg de jaren ´70 is er in Vlaanderen nogal wat schade ontstaan door het zonder meer verla - gen van het grondwaterpeil: - In Zeebrugge diende de geplande bouw van de Zeesluis in open bouwput te worden stopge - zet omdat er vrij kort na het opstarten van de bemaling schade was ontstaan in Zeebrug - ge-Dorp en tot op ca 1km van de bouwplaats. De meeste woningen zijn er gefundeerd boven op de alluviale afzettingen en daardoor dus zet - tinggevoelig. - In Oostende werd het grondwaterpeil verlaagd voor de bouw van een waterzuiveringstation. Als gevolg daarvan zijn zettingen ontstaan in een aantal industriële gebouwen waarvan de structuur op palen gefundeerd was en de vloer - plaat op volle grond was aangelegd. De werken werden gewoon verder gezet maar de recht - zaak i.v.m. de vergoeding van de opgetreden schade heeft meer dan twee decennia aange - sleept. Deze problemen hebben er toe geleid dat men meer aandacht is gaan besteden aan de mogelijke gevolgen van grondwaterverlagingen. De Zeesluis te Zeebrugge is uiteindelijk kunnen gebouwd worden mits het aan- brengen van schermwanden en het toepas - sen van een uitgebreide retourbemaling. Omdat niet alle schermwanden tot in een weinig doorlatende laag reikten, werd voorzien in een gedetailleerde opvolging van: - de samenstelling van de ondergrond door alle pomp- en retourputten uit te voeren door middel van zuigboren i.p.v. spoelboren; - het aanbrengen van een groot aantal peilﬁlters die dagelijks werden opgemeten; - het systematisch opvolgen van de grondwater - verlaging met analytische methodes op basis van de formule van De Glee. Bij het uitvoeren van grote grondwaterverla - ging blijft het opvolgen van de verlaging van het grondwater door middel van een uitgebreid net van peilﬁlters essentieel, omdat de gegevens van deze peilﬁlters moeten toelaten om: - beter inzicht te verkrijgen betreffende de samenstelling van de ondergrond en de efﬁciëntie van afdichtende lagen en scherm - wanden; - de berekeningen uitgevoerd met mathematische modellen te ijken en aldus betere voorspellin - gen te maken voor nog verder te verwachten invloeden op de omgeving. Trillingen Doordat de mens gevoeliger is voor trillingen dan constructies zullen trillingen altijd voer voor discussie blijven. In dat verband verwijs ik nog graag naar het verhaal dat Prof. De Beer in de tijd dikwijls verteld heeft. Eind van de jaren ´60 werden te Oudenaarde damplanken geheid langsheen de Schelde. De pastoor van een kerk, die zich op een paar hon - derd meter van de werken bevond, was ervan overtuigd dat er door de werken scheuren in zijn GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 Figuur 1 - Bouwput Brussel waar de grond verticaal langsheen een ondiepe fundering werd ontgraven geotechniek _Dec._2017_v7.indd 40 20/11/17 12:25 41 GEOTECHNIEK - December 2017 Bij de bepaling van de invloed op de omgeving moet altijd met zeer veel elementen rekening worden gehouden. Het gevolg daarvan is dat het nooit mogelijk zal zijn om de invloed op de omgeving volledig te voorspellen. De voorspelling van de invloed op de omgeving zal evenwel des te nauw - keuriger zijn naarmate er vooraf meer informatie werd verzameld en er tijdens de uitvoering van de werken degelijk wordt gemonitord. De resultaten van de uitgevoerde metingen moeten dan wel systematisch verwerkt en geïnterpreteerd worden. Van belang is ook dat er, zowel op de werf als naar de omgeving toe, dui - delijk gecommuniceerd wordt. Samenvatting kerk waren ontstaan. Hij sprak daarover het op - drachtgevend Bestuur aan en die vroegen aan het toenmalig Rijksinstituut voor Grondmecha - nica om trillingsmetingen uit te voeren. Bij het uitvoeren van de metingen werd tijdens het heien van de damplanken een verhoogd tril - lingsniveau vastgesteld. Toen plots de klokken begonnen te luiden werd evenwel een nog veel hoger trillingsniveau gemeten. Het gevolg was dat de pastoor voor de keus werd gesteld: - ofwel stoppen met damplanken heien en ook stoppen met het luiden van de klokken; - ofwel verder heien en verder klokken luiden. De pastoor heeft onmiddellijk voor het laatste gekozen. Dit voorbeeld geeft zeer duidelijk aan dat tril - lingsmetingen nooit alleen op basis van normen en regels kunnen geïnterpreteerd worden en dat er altijd moet gekeken worden naar een bredere context. Bij Smet Boring werden regelmatig grindpalen uitgevoerd langsheen bestaande constructies, ook ondiep gefundeerde. De trillingen die daarbij optraden waren zeer groot en gaven dikwijls aan - leiding tot klachten maar zelden tot schade. De meeste schadeclaims hadden betrekking op gla - zen en versieringen die door de trillingen uit een kast gevallen waren en die altijd zeer waardevol of duur bleken te zijn. Slechts in een zeer beperkt aantal gevallen konden er scheuren worden vast - gesteld. Deze scheuren waren dan nagenoeg al - tijd het gevolg van de zettingen teweeggebracht door de verdichting van losgepakte zanden die zich onder het aanzetpeil van de ondiepe funde - ringen bevonden. Werken naast bestaande constructies Door het uitvoeren van werken naast bestaande constructies ontstaan er altijd spanningswijzigin - gen en dus ook vervormingen. Het ontstaan van schade aan belendingen of in de omgeving van uitgevoerde werken levert regel - matig aanleiding op tot discussies omdat: - er bijna nooit exact geweten is in welke toe - stand de constructie zich bevond vóór de aanvang van de werken; - er zelden geweten is welke activiteit er juist aanleiding gegeven heeft tot de schade; - schadeleiders altijd veel gevoeliger zijn voor schade aangericht door derden, dan bvb. voor schade die bij de uitvoering van eigen werken ontstaat; - sommige constructies “voorbestemd” zijn voor schade, d.w.z. dat funderingen niet volgens de regels van de kunst zijn uitgevoerd. - verzekeringsmaatschappijen niet langer ge - neigd zijn om alle schade zomaar te vergoeden Bij de uitvoering van werken naast bestaande funderingen zou altijd een zeer duidelijk onder - scheid moeten gemaakt worden tussen het risico op architecturale schade en het risico op insta - biliteit. Zo werd ik een aantal jaren geleden gevraagd om tussen te komen op een werf in Brussel, waar een aannemer de grond over een hoogte van ca. 1m verticaal had afgegraven langsheen een ondiepe fundering, zoals te zien is op foto 1. De grond bestond uit droge leem, die vrij hard was en de aannemer was zich daardoor van geen kwaad bewust. Het naastgelegen gebouw telde 4 niveaus met een apotheek op de begane grond. Na gedreigd te hebben om het naastgelegen ge - bouw, met de hulp van de Burgemeester, te laten ontruimen, heb ik de aannemer er kunnen toe bewegen om tegenaan de fundering een massief in gestabiliseerd zand aan te brengen. Eerst veel later ben ik mij ervan bewust geworden dat ik onmiddellijk het naastgelegen gebouw had moeten doen ontruimen en daarvoor indien nodig de politie had moeten inschakelen. De gevolgen waren immers niet te overzien geweest indien de grond onder de funderingen het plots zou hebben begeven en het gebouw was ingestort. Daaruit heb ik geleerd dat we als ingenieurs te veel zijn opgeleid om oplossingen te zoeken, daar waar de veiligheid altijd zou moeten primeren. Communicatie Bij de schadegevallen die zijn opgetreden bij diep - wanden te Tielt, Vorst en Amsterdam, is telkens gebleken dat de aanwezigheid van anomalieën gekend was. De omtrent deze anomalieën ge - voerde communicatie was telkens niet eenduidig. Een mogelijke verklaring daarvoor is dat inge - nieurs te veel opgeleid zijn om problemen op te lossen en om als maar meer kennis te verwer - ven. Het ontgaat hen even wel dat daardoor ook de schrik toeneemt en het moeilijker wordt om te communiceren en om beslissingen te nemen. Het fenomeen dat zich voordoet is schematisch weergegeven in ﬁguur 1 die het verband weer - geeft tussen de kennis en de schrik. Wanneer er zich problemen voordoen moet meestal gecommuniceerd worden met personen met een zeer beperkte kennis die ook veel schrik hebben. De graﬁek geeft aan dat het in dergelij - ke gevallen aangewezen is om de communicatie te laten verlopen via personen met een bredere kennis, bvb. project managers. Maatschappelijk betrokkenheid Geotechnici komen zelfden of nooit tussen in het sociaal debat dat voorafgaat aan het ontwerp en de uitvoering van grote projecten. Door hun kennis van de ondergrond en de aan bepaalde uitvoeringsmethodes verbonden risico’s zijn geo - technici nochtans zeer goed geplaatst om aan het sociaal debat deel te nemen. De voorwaarde daartoe is dan wel dat de informatie op een voor iedereen toegankelijke wijze verstrekt wordt. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 Figuur 2 - Verband tussen kennis en schrik geotechniek _Dec._2017_v7.indd 41 20/11/17 12:25 52 GEOTECHNIEK - December 2017 Samen met de omgeving een gedragen en ingepast dijkontwerp realiseren ir.drs. E. (Ellen) Tromp TUDelft/ Deltares, Delft Promovenda aan de TUDelft & senior adviseur waterveiligheid bij Deltares Inleiding Nederland wil nu en in de toekomst beschermd zijn tegen mogelijke overstromingen. Recentelijk zijn de normen aangepast met het oog op de toe - komst. Mede hierdoor voldoen niet alle primaire waterkeringen aan de wettelijke veiligheidsnor - men en worden binnen het Hoogwaterbescher - mings-programma (HWBP) maatregelen ge - troffen. In de afgelopen decennia is de aandacht voor een integrale aanpak voor dijkversterkings - projecten toegenomen. Ruimtelijke inpassing en meekoppelkansen, klimaat(adaptatie), energie en circulaire economie zijn aspecten van duur - zaamheid die steeds belangrijker worden (HWBP, 2017). Bij dijkversterkingsprojecten wordt een MIRT-achtige aanpak gehanteerd, waarbij drie projectfasen te onderscheiden zijn: verkennings - fase, planuitwerkingfase en realisatiefase. Voor een gedragen en zorgvuldig afgewogen ontwerp is het van belang om bij de start van de verken - ning mogelijkheden te bieden voor participatie. In deze fase kunnen ideeën uit de omgeving nog worden meegenomen in het ontwerp van kans - rijke alternatieven. Interactie vindt plaats binnen het projectteam, tussen het projectteam en de beheerorganisatie en vooral in de publieksparti - cipatie. Publieksparticipatie is de deelname van burgers, bedrijven en maatschappelijke organi - saties aan de voorbereiding van de besluitvor - ming. Tot op heden wordt de lokale kennis niet altijd meegenomen in het dijkontwerp. Belangrij - ke vraag is op welke manier deze kennis van be - woners, bedrijven en belangengroeperingen wel effectief meegenomen kan worden. Kennisdoorwerking: hoe dan? Een ﬁjnmazig zender-ontvangerraamwerk (Tromp & Bots, 2016) maakt inzichtelijk aan waar en wanneer kennisoverdracht en kennisdoorwer - king wel of niet succesvol verloopt. Zoals ﬁguur 1 laat zien, wordt in een kennisoverdrachtsmo - ment de kennis K overgedragen door een zender S naar ontvanger R. Als de overdracht slaagt, dan is K beschikbaar voor R, en kan R het gebrui - ken. Kennisoverdracht is effectiever wanneer de ontvanger de kennisbron als betrouwbaar acht (T staat voor trust). De kennisbehoefte kan on - der meer voortkomen uit wettelijke bepalingen. Kennisoverdracht en -doorwerking kunnen be - lemmerd worden door drie typen barrières: (1) cognitieve barrières (verschil in perceptie, jargon, en/of verminderde communicatievaardigheden), (2) institutionele/culturele barrières (‘andere manier van werken’ en/of verschillende organi - satiekernwaarden), en (3) resource-gerelateerde barrières (beschikbaarheid van tijd, geld, gekwa - liﬁceerde menskracht). Na de overdracht kunnen ook faalmechanismen optreden, bijvoorbeeld als de ontvanger een persoon ontmoet die de over - gedragen kennis afwijst, of kennis wordt anders gebruikt als oorspronkelijk bedoeld. Casus: Publieksparticipatie bij dijkversterking Gorinchem-Waardenburg (GoWa) De 3e toetsronde (2011) toont aan dat delen van de dijk langs de Waal tussen Gorinchem en Waardenburg niet voldoen aan de wettelijke vei - ligheidsnormen. Afgemeten aan de nieuwe nor - men, voldoet het gehele traject over 23 kilometer niet. In 2014 is Waterschap Rivierenland gestart met de voorbereidingen voor het dijkverster - kingsproject GoWa. Het projectteam heeft condi - tionerende onderzoeken laten uitvoeren, waaruit vijf speciﬁeke gebieden kwamen waar bijzondere ruimtelijke kansen worden gezien. In 2016 is aan bewoners gevraagd om ‘mee te doen met het ont - werpen van de dijk’. Circa 100 bewoners hebben zich georganiseerd in zogenaamde ensembles. Aan deze ensembles is gevraagd om een plan te maken en/of visie te geven op het ontwerp van de dijk in combinatie met voorstellen voor herinrich - ting van de omgeving. Kennisdoorwerking: hoe dan? In de periode van een jaar hebben de ensembles hard gewerkt aan een visie. De bewoners hadden extra achtergrondinformatie nodig om de dijk als onderdeel van de omgeving te ontwerpen. Figuur 1 - Conceptueel raamwerk kennisoverdracht en -doorwerking GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 52 20/11/17 12:26 53 GEOTECHNIEK - December 2017 Bij dijkversterkingsprojecten is lokale kennis onmisbaar voor een goed ingepast dijkontwerp. Tot op heden wordt deze kennis van bewoners, bedrijven en belangengroeperingen beperkt gebruikt. We slagen er nog niet in om deze informatie nuttig of bruikbaar in te zetten. Deze constatering heeft geleid tot de vraag hoe de kennis wel ingezet kan worden. Ervaring is opgedaan bij de dijkversterking tussen Gorinchem en Waardenburg op welke wijze kennis effectief en efﬁciënt ingezet kan worden, waardoor een gedragen en goed ingepast dijkontwerp tot stand kan komen, met oog voor nevendoelen. Samenvatting Vanuit de techniek was dus kennisoverdracht nodig, maar hoe dan? Naast interne ensem - ble-overleggen heeft het projectteam excursies, discussiebijeenkomsten en/of ontwerpateliers georganiseerd. Tijdens deze bijeenkomsten was het belangrijk dat de beschikbare kennis effectief wordt overgedragen. Door het ﬁjnmazige zen - der-ontvangerraamwerk is de onderzoekster in staat gebleken om te observeren, te diagnosti - ceren en eventueel te interveniëren. Tevens heeft ze enquêtes ontwikkeld om kwantitatieve data te verzamelen rondom de kennisoverdracht en kennisdoorwerking. Eén van de interventies vond plaats tijdens de speedcursus dijkversterking. Hier is gebruik ge - maakt van stellingen voor en na de presentatie over de mogelijke bouwstenen om dijken te ver - sterken. De hypothese was dat de aanwezigen meer stellingen foutief zouden beantwoorden voorafgaande aan de presentatie dan achteraf. Deze bijeenkomst was puur gericht op het over - dragen van kennis door de technisch manager. De aanwezigen hadden inderdaad meer stel- lingen na de presentatie goed. De opgedane kennis is geland in de door de ensembles ontwik - kelde visies; ook bleken de bewoners in staat om de technische begrippen correct te gebruiken. Het projectteam heeft in nauwe afstemming met de ensembles diverse bijeenkomsten georgani - seerd om de plannen te delen en commitment op te halen: • Interne ensemblebijeenkomst; onderling presenteren van de visies, wat soms leidde tot aanvullingen op het plan, bijvoorbeeld toe - voeging van concepten als duurzaamheid en bloemrijke dijken; • Dorpsraadplegingen; de ideeën zijn voorgelegd aan de bewoners en reacties/aanvullingen zijn opgehaald en desgewenst verwerkt in het plan; • Ambtelijke bijeenkomst; waar de ensembles hun ideeën presenteerden aan vertegenwoor - digers van de regionale overheden, bedrijven en belangengroeperingen; • Bestuurlijke bijeenkomst, waar de ensembles hun ideeën op hoger abstractieniveau pre - sen-teerden om steun te verkrijgen bij de be - stuurders, dusdanig dat de haalbaarheid verder uitgezocht kan worden in het vervolg van het dijkversterkingsproject. De ensembles hebben samen met een landschapsarchitect diverse kaarten en sfeer- impressies gemaakt ter ondersteuning van de visie (ﬁguur 2). Deze kaarten zijn zeer waardevol gebleken. Het heeft de ensembles geholpen om de visie over te dragen. Dat kennisoverdracht niet altijd even gemakkelijk is, bleek uit de diverse barrières en faalmechanismen die zijn opgetreden. Zo was er (1) verschil in perceptie of mismatch in taalgebruik (cognitief), (2) andere manier van ‘omgaan met anderen’ of conﬂicterende kernwaarden (cultureel), en (3) voorstellen werden als onhaalbaar geacht door beperkingen aan tijd en budget (middelen). In enkele gevallen werd tijdens de bijeenkomst succesvol geïntervenieerd door beter aan te sluiten op de bestaande kennis van de aanwezigen. Aanbevolen wordt om bij elk moment van kennisoverdracht de kennisbehoefte van de ontvanger in ogenschouw te nemen en de boodschap hierop aan te passen. De gekozen aanpak bij GoWa is wezenlijk anders dan die van de laatste dijkversterking in de jaren negentig. Het vraagt tijd en het continue mana - gen van de verwachtingen om betrokkenen te laten zien dat in een vroegtijdig stadium meege - dacht kan worden. De inbreng wordt in deze fase van het project nog niet afgeketst op tijd en bud - get, maar gekeken wordt juist naar meerwaarde voor de omgeving en kansen voor aanvullende ﬁnanciering. Verschillende GIS tools zouden dergelijke trajecten kunnen ondersteunen. Op basis van de ervaringen bij GoWa is een mock-up gemaakt van een open-data tool (Deltares, 2016). Deze tool heeft de potentie om in overleggen met elkaar te ontwerpen en te discussiëren. Tevens kan deze tool de gewenste oplossingen vastleggen en visualiseren. Een dergelijke ondersteuning helpt in de kennisoverdracht. Voor nu staat het projectteam van GoWa, als alliantie, aan de lat om het ingeslagen pad met intensieve betrokkenheid van bewoners voort te zetten, waarbij geschakeld zal moeten blijven worden tussen de over te dragen boodschap en de kennisbehoefte bij alle betrokkenen, om een gedragen en goed ingepast dijkontwerp te maken. Referenties - Tromp, E. & P.W.G. Bots (2016), Knowledge Transfer and Uptake in Design Process of Flood Defences: Case of Kinderdijk – Schoonhovense - veer, presented at ECKM2016, Belfast, UK. - HWBP (2017), Duurzaamheid in het Hoogwa - terbeschermingsprogramma, vastgesteld door Stuurgroep HWBP, dd. 24 mei 2017. - Deltares (2016), Interactieve Gebiedsontwikke - lingstool (IGo), project 1230048-007-GEO-0001, dd. 13 december 2016. Figuur 2 - Impressie van de visualisaties ensembles GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 53 20/11/17 12:26 GEOKUNST - December 2017 74 Inleiding Om de aanleg van de 3e kolk Beatrixsluis en de verbreding van het Lekkanaal mogelijk te maken moesten een aantal unieke cultuurhistorische elementen verplaatst worden. Het ging om 3 kazematten, een inundatiesluis en een duikerhoofd welke onderdeel zijn van de Nieuwe Hollandse waterlinie die ruimte moesten maken voor de verbreding. Met immense draagportalen zijn de betonnen kolossen opgepakt en over zwaar gewapende transportbanen naar hun nieuwe plek getransporteerd. Woensdag 27 september heeft aannemers- combinatie Sas van Vreeswijk in samenwerking met de NGO en KIVI NIRI uitleg gegeven over dit project en een rondleiding over het werk gegeven. Een kort verslag van de excursie is terug te vinden op de website van NGO (www. ngo.nl). Het project De 3e kolk Prinses Beatrixsluis moet ervoor zorgen dat de scheepvaart ook in de toekomst het sluiscomplex vlot en veilig kan passeren. De 3e kolk wordt daarom langer, breder en dieper dan de bestaande kolken. Tegelijkertijd moet de nieuwe kolk zo min mogelijk opvallen in het landschap. De Prinses Beatrixsluis stamt uit 1938 en is een rijksmonument dat in de wijde omgeving zichtbaar is. Rijkswaterstaat stelde als voorwaarde voor het ontwerp dat het beeld van het historische sluiscomplex met zijn heftorens intact blijft door de 3e kolk als een ‘snede’ in het landschap aan te leggen. De nieuwe 3e kolk krijgt in plaats van heftorens, dubbele roldeuren. Afmetingen 3e kolk De 3e kolk krijgt een lengte van minimaal 276 meter, een breedte van 25 meter en een sluisdiepte voor schepen met een diepgang tot 4 meter. De huidige kolken zijn een stuk kleiner: 225 meter lang en 18 meter breed. Ze kunnen schepen doorlaten met een diepgang tot 3,5 meter. De 3e kolk bevat straks dubbele roldeuren als sluisdeuren. Dit heeft twee grote voordelen: Bij het onverhoopt falen van een sluisdeur - bijvoorbeeld na een aanvaring - blijft de sluis toch in bedrijf. Er is namelijk nog een tweede deur beschikbaar. Het tweede voordeel wordt verkregen doordat bij gebruik van alleen de buitenste deuren de kolk 290 meter lang is en ruimte ontstaat voor het schutten van 2 schepen van ieder 135 meter lang. Dit wordt ook wel ‘schutten XL’ genoemd. Een ander bijzonder element in het ontwerp is dat de roldeuren ín de sluiskas onderhouden kunnen worden. De roldeuren hoeven voor onderhoud niet naar een onderhoudsdok te worden vervoerd. Hiermee blijft bij onderhoud de hinder beperkt. Verbreden voorhavens en Lekkanaal De voorhavens van de Prinses Beatrixsluis worden verbreed om de nieuwe sluis ook voor grotere schepen veilig en toegankelijk te maken, die moeten aan beide kanten van de sluis genoeg ruimte hebben om te manoeuvreren. Om ruimte te maken voor de nieuwe kolk en nieuwe voorhaven, wordt het Lekkanaal over een lengte van zo’n 1200 meter tot 130 meter verbreed. Verplaatsen van 1,6 miljoen kilo over gewapende transportbanen Gabriël Rammeloo MSc. Geotechnisch adviseur Geonius Leo Kuljanski BSc. Design Engineer Tensar International Jeroen Ruiter MSc. Regional Salesmanager TenCate Geo Figuur 1 - Omdat het in de nieuwe dijk ingraven van de objecten de schijn zou wekken van authenticiteit, worden de objecten als gevonden voorwerp (‘objets trouvés’) in het landschap terug geplaatst, als waren zij liefdevol terzijde geplaatst. Op deze wijze zijn de kazematten ook beter zichtbaar en kan het verhaal makkelijker verteld worden. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 74 20/11/17 12:26 Samenvatting 75 GEOKUNST - December 2017 Het ontwerp van de transportbanen Om plaats te maken voor de 3e kolk en de verbreding van het Lekkanaal zijn in totaal zijn drie kazematten en enkele bijbehorende objecten van de Nieuwe Hollandse Waterlinie verplaatst. De Nieuwe Hollandse Waterlinie staat op de nominatie om de Unesco-Werelderfgoed status te verkrijgen. Daarom is gekozen voor een verplaatsing van de objecten in plaats van sloop. De objecten komen uiteindelijk als een soort museale objecten in schijnbaar willekeurige positie in het landschap te liggen. De kazemat Schalkwijkse Wetering – de grootste van de drie – dient verplaatst te worden naar een nieuwe locatie ca. 90 m oostelijker. Dit geschiedt door middel van transport met SPMT’s (Self- Propelled Modular Transporters). De bestaande kazemat wordt in zijn geheel van de fundering opgetild en getransporteerd. In de onderstaande beschrijving is het ontwerp van de transportbaan behorende bij kazemat Schalkwijkse Wetering beschreven. De transportbanen voor de overige kazematten zijn op vergelijkbare wijze uitgevoerd. Gezien de slappe ondergrond bestaande uit klei- en veenlagen is een draagkrachtige fundering ontworpen. Daarnaast is rekening gehouden met het risico op opbarsten van de bodem bij ontgraving voor de transportbaan. Bij het ontwerp is eerst bekeken tot welk niveau ontgraven kan worden ten behoeve van het funderingspakket van de transportbaan. Het maximale ontgravingsniveau wordt in dit gebied bepaald door archeologie (het is niet toegestaan dieper dan 2 m minus maaiveld te ontgraven) en opbarsten van de ondergrond. Het ontwerpniveau van de bovenkant van de transportbaan staat vast. Daarna is bepaald welk funderingspakket past tussen het maximale ontgravingsniveau en de ontwerphoogte van de transportbaan. Tijdens het ontwerpproces zijn meerdere opties afgewogen waarbij kosten, tijd en risico een rol spelen. Zo moest de transportbaan zeer snel afgebroken kunnen worden nadat de kazemat op de nieuwe locatie gearriveerd is. Hierbij is de keus gevallen op een funderingspakket bestaande uit een onderlaag van geotextiel met daarop meerdere lagen geogrids en menggranulaat afgedekt met rijplaten. Een traditionele transportbaan bestaande uit zand of menggranulaat zou een te dik funderingspakket van enkele meters opleveren. Andere opties zoals een paalmatras of zandcementstabilisatie zijn afgevallen omdat het verwijderen ervan lastiger of tijdrovender is. In ﬁguur 2 is een overzicht van de transportroute gegeven. Grondwaterstand De stijghoogte binnendijks bij de transportbaan is afhankelijk van de waterstand in de Lek welke getijden kent. Door de geohydroloog op het project is een verband aangetoond met de waterstand in de Lek ter plaatse van meetpunt Figuur 2 - Bovenaanzicht transportbaan met links de oorspronkelijke locatie van de kazemat Schalkwijkse Wetering en rechts de nieuwe locatie Figuur 3 - 3D visualisatie van de transportbaan Om het transport van 3 kazematten met een maximaal gewicht van 1,6 miljoen kilo in een gebied met slappe bodem mogelijk te maken zijn een aantal transportbanen aangelegd. In het ontwerp is niet alleen rekening gehouden met een ondergrond bestaande uit klei- en veenlagen, maar ook met het risico op opbarsten van de bodem bij ontgraving voor de transportbaan. De stabiliteit van deze transportbanen wordt mogelijk gemaakt door het gebruik van verschillende geokunststoffen. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 75 20/11/17 12:26 GEOKUNST - December 2017 76 “Hagestein beneden” van Rijkswaterstaat en de peilbuis ter plaatse van transportbaan Schalkwijkse Wetering. De stijghoogte in het eerste watervoerende pakket is aangehouden op NAP +0,2 m, hiermee zijn opbarstberekeningen uitgevoerd. Tijdens de ontgravingen is de stijghoogte d.m.v. een peilbuis dagelijks gemonitord. Tevens is de waterstand bij Hagestein beneden gemonitord via de site van Rijkswaterstaat om een eventuele hoogwatergolf (en daarmee een toegenomen stijghoogte) twee dagen van te voren te zien aankomen. Ontwerp Op de nieuwe locatie van de kazemat is eerst de bestaande waterpartij gedempt met zand om zodoende een ondergrond te creëren voor de transportbaan. Voor de belasting vanuit de SPMT’s is een representatieve gronddruk gehanteerd van 10,0 ton/m!. Deze heeft per “trein” een afmeting van ca. 5,33 x 30,8 m. Bij het transport zijn twee van deze “treinen” ingezet. Het ontgravingsniveau/ aanlegniveau van het funderingspakket bedraagt NAP -0,55 m. Hierop is het funderingspakket van 1,7 m dikte aangebracht, zodat de transportbaan het ontwerpniveau van NAP +1,15 m behaald. De benodigde dikte van het toegepaste funderingspakket is bepaald op 1,7 m, bestaande uit 5 lagen geogrids en menggranulaat (0/31,5 mm). De pakketdikte is bepaald met het programma D-Foundations om de draagkracht van de ondergrond te berekenen. De onderste twee lagen geogrid zijn bedekt met 0,4 m menggranulaat. De bovenste drie lagen geogrid Figuur 4 - Detail opbouw funderingspakket en stabiliteitsberm. Paarse lijnen geven de lagen geogrids aan Figuur 5 - maatgevende glijcirkel stabiliteit transportbaan Kazemat Schalkwijkse Wetering Figuur 6 - Het laagsgewijs aanbrengen van het geotextiel (wit onderop) en geogrids (zwart) met menggranulaat. De geotextielen zijn haaks op de rijrichting geplaatst. Op die manier wordt de hoge treksterkte aangesproken bij het intreden van zijwaartse afschuiving. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 76 20/11/17 12:26 zijn bedekt met 0,3 m menggranulaat. Onder het funderingspakket van 1,7 meter dikte is ten behoeve van de stabiliteit een hoge sterkte geotextiel aangelegd. Zie ﬁguur 4 voor een detail van de opbouw. De benodigde sterkte van het hoge sterkte geotextiel onder het funderingspakket is bepaald met het programma D-Geo Stability van Deltares. Het gebruikte geotextiel is de TenCate Geolon PET 800, met een karakteristieke treksterkte van 800 kN/m. De rekenwaarde van de treksterkte bedraagt ca. 415 kN/m met in acht name van de partiële veiligheidsfactoren, hiermee is voldaan aan de minimale benodigde treksterkte van 360 kN/m. Het geotextiel is op het ontgravingsniveau aangebracht. Ten behoeve van de stabiliteit is daarnaast een stabiliteitsberm aangebracht rondom de transportbaan. Zie onderstaande ﬁguur 5 met daarin de maatgevende glijcirkel. Het funderingspakket bestaat uit menggranulaat en meerdere lagen van Tensar TX170 geogrids. Samen vormen deze materialen een mechanisch gestabiliseerde laag (MSL) welke de belasting spreidt onder een hoek van 45° of 1:1. Deze lastspreiding is mogelijk omdat het toegepaste geogrid valt onder de "gestrekte geogrids uit geponste plaat". Dit type geogrids hebben hoge ribben en vormvaste knooppunten, waarbij de korrels in het menggranulaat op hun plek opgesloten worden en een hoge mate van weerstand tegen vervorming ervaren. De overlap van de geogrids en grondwapening is minimaal 0,30 m. Bovenop het funderingspakket zijn rijplaten geplaatst om de vlakheid van de baan te bevorderen zodat de wielen van de SPMT ook op hun plek konden draaien. De rijplaten leverden geen actieve sterkte bijdrage. Uitvoering Voor uitvoering is bij transport van de eerste kazemat de transportbaan getest door middel van een proefbelasting. Hierbij is een kleine SPMT met een gronddruk van 14,1 ton/m 2 ingezet, welke qua grootte de rekenwaarde van de belasting benaderde. Voor en na de proefbelasting zijn meetpunten vlak naast de transportbaan ingemeten. Hierna is geconcludeerd dat de transportbaan op een paar locaties enkele millimeters is vervormd. Deze minimale vervorming duidde erop dat geen afschuiving of verlies van draagvermogen van de ondergrond optrad. Dit gaf het vertrouwen het transport uit te voeren. Ondertussen zijn alle kazematten en andere objecten van de Hollandse Waterlinie verplaatst, zodat de nieuwe Beatrixsluis gerealiseerd kan worden. Figuur 7 - Het transport van één van de kazematten (Vreeswijk Oost) 77 GEOKUNST - December 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 77 20/11/17 12:26 46 GEOTECHNIEK - December 2017 Continue doorlatend - heidsproﬁelen uit sonderingen toegepast M.Sc. B.I.Y.A. (Barbara) Snacken Senior Consultant Hydrologie Fugro NL Land ir. G.R.P. (Gert-Ruben) van Goor Senior Projectmanager Waterbouw Fugro NL Land Met continue doorlatendheidsproﬁelen op basis van de Hydraulic Proﬁling Tool (HPT) en Mini-pompproef (MPT) kan fors worden bespaard in het geotechnisch ontwerp. Dit artikel geeft een overzicht van enkele besparings- kansen die eenvoudig realiseerbaar zijn. Grondwater en de stroming daarvan bepaalt in grote mate de omvang van het (geotechnisch) ontwerp en de uitvoering. De huidige advies - praktijk leunt nog vooral op traditionele metho - den waarbij de doorlatendheid op slechts één of enkele puntlocaties wordt gemeten. Deze metingen worden vervolgens vaak toegepast in een grove schematisatie van de ondergrond in geïdealiseerde homogene en isotrope pakket - ten. Nauwkeurig inzicht in de doorlatendheids- variatie van de ondergrond kan veel optima - lisatieruimte bieden. De HPT en MPT geeft de mogelijkheid deze ruimte te benutten. Vanwege de beperkingen van traditionele metho - den om de doorlatendheid van de ondergrond te bepalen, is de Hydraulic Proﬁling Tool (HPT) in combinatie met de Mini-Pompproef (MPT) ont - wikkeld. Eerder is in ditzelfde blad (Geotechniek, augustus 2017) ingegaan op de werking van deze gecombineerde techniek waarbij de resultaten zijn vergeleken met traditionele methoden voor doorlatendheidsbepaling. In dit artikel wat voor u ligt zijn diverse projecten beschreven waarin toe - passing van de HPT en MPT is ingezet. Forse besparing versterkingsontwerp waterkering met HPT en MPT Waterkeringen in Nederland worden met regel - maat beoordeeld op hoogte en sterkte. Bij een onvoldoende score worden deze afgekeurd en komen zij op de lijst om versterkt te worden. Eén van de mechanismen die het waterkerend ver - mogen van een dijk kan ondermijnen is piping: een terugschrijdend erosieproces in het zand di - rect onder de dijk. De motor achter dit proces is de grondwaterstroming onder de dijk door. Hoe sterk deze stroming is en hoe het drukverloop onder de dijk er uit ziet is onder meer afhanke - lijk van het doorlaatvermogen van het zandpak - ket. Om het risico op falen van de dijk als gevolg van piping realistisch te kunnen beoordelen en om een veilig en reëel versterkingsontwerp te kunnen maken is het van belang om inzicht te hebben in de grondwaterstroming. Een lastig punt daarbij is dat de vigerende be - oordelingsregel om het pipingrisico vast te stel - len gestoeld is op de onrealistische aanname van één volledig homogeen en volledig isotroop watervoerend pakket. Niet zelden wordt deze beoordelingsregel blind toegepast en resul - teert deze vervolgens in ongeloofwaardige uit - komsten die niet aansluiten bij de ervaring. Dit is ten minste ten dele terug te voeren het feit dat geen rekening wordt gehouden met meer - laags systemen in de grondwaterstroming. In het kader van de Projectoverstijgende ver - kenning Piping (POV-P, onderdeel van het Hoogwaterbeschermingsprogramma) is in een samenwerking tussen waterschap Aa en Maas, Deltares en Fugro onderzoek uitgevoerd naar de toepassing van de HPT/MPT techniek en de vertaling van deze data naar de beoordelings - regel. Op basis van de continue doorlatend - heidsproﬁelen uit het sondeeronderzoek is een stromingsmodel opgesteld waarin de doorla - tendheidsvariatie is opgenomen. Bij de ‘stan - Wat is de HPT en MPT? Continue doorlatendheidsproﬁelen: HPT/MPT techniek Door gebruik te maken van HPT en MPT is het mogelijk om, tegelijkertijd met het uitvoeren van een traditionele sondering, een continu proﬁel van de doorlatendheid over de diepte te verkrijgen. Tijdens een HPT sondering wordt water met een constant debiet in de bodem geïnjecteerd, de drukrespons van de bodem wordt met een ingebouwde druksensor geregistreerd en de verhouding tussen het debiet (Q) en druk (P) geeft een beeld van de relatieve doorlatendheid (Q/P). Met het HPT systeem is het tevens mogelijk in-situ de absolute doorlatendheid te meten middels mini- pompproeven (MPT). Hierbij wordt op één of meerdere dieptes de stijghoogterespons van de bodem op een stapsgewijze debietverhoging gemeten. Combinatie van het relatieve doorlatendheidsproﬁel op basis van de HPT en de absolute doorlatendheid gemeten met een MPT, levert een continu doorlatendheidsproﬁel van de ondergrond op. De techniek is met name geschikt voor het bepalen van de doorlatendheid van zand en grovere ondergronden (ca. 0,1 – 150 m/d) en geeft om de 2 cm een doorlatendheid over de volledige sondeerdiepte. Figuur 1 - Heterogeniteit van de bodem zorgt voor doorlatendheidsvariatie GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 46 20/11/17 12:25 47 GEOTECHNIEK - December 2017 Nauwkeurig inzicht in de doorlatendheidsvariatie van de ondergrond kan veel optimalisatieruimte bieden in het geotechnisch ontwerp. De gecom - bineerde sondeertechniek op basis van de Hydraulic Proﬁling Tool (HPT) en mini-pompproeven (MPT) maakt het mogelijk deze ruimte te benutten. De HPT-MPT techniek kan tegelijkertijd met standaard sondeerwerk wor - den ingezet waarbij water in de bodem wordt geïnjecteerd en de druksres - pons van de bodem in-situ wordt gemeten. De techniek geeft een nauw - keurig en continu doorlatendheidsproﬁel van de ondergrond. Het artikel beschrijft een aantal ontwerpprojecten waarin de HPT-MPT sondeertech - niek succesvol is ingezet. Samenvatting daard ontwerpmethode’, op basis van archief - gegevens of korrelverdelingen, volgt dat op de projectlocatie een pipingberm van zo’n 75 m ge - realiseerd zou moeten worden, bij de gelaagde variant beperkt dit zich tot ca. 35 m. Wanneer rekening zou worden gehouden met het verschil in horizontale en verticale doorlatendheid, ofte - wel anisotropie, zou de bermlengte slechts 15 m bedragen. Om deze reden wordt op dit moment in overleg met waterbeheerders nagedacht over een pilot voor het uitvoeren van anisotrope mi - ni-pompproeven met de HPT: de A-MPT. Dergelijke verschillen hebben forse besparingen op landaankoop en grondwerk tot gevolg en bie - den de mogelijkheid een minder streng beheer op de uiterwaard te voeren. Ook hoeft er min - ders snel naar onderhoudsintensieve en minder duurzame oplossingen te worden gezocht, zoals pompen of kwelschermen. En in een aantal ge - vallen kan een onterecht afgekeurde dijk alsnog worden goedgekeurd op piping. Zo kunnen hon - derdduizenden tot miljoenen euro’s per kilome - ter dijk worden bespaard. Het enige wat hier - voor nodig is zijn HPT/(A)MPT sonderingen en een geschikt numeriek grondwatermodel, zoals DGeo-Flow of Plaxis. Slimmer ontwerp in Havengebied van Antwerpen Voor de uitbreiding van een bedrijf in de Ant - werpse haven was een ontwerp van funderings- en damwandconstructies en uitvoeringsmaatre - gelen, waaronder de bronnering, nodig. Vooraf was bekend dat glauconiet houdende zanden in de ondergrond aanwezig waren, en dat dit voor het ontwerp een risico vormde. Voor de uitbreiding van een industriële site in de Antwerpse haven is Fugro gevraagd het geo - technisch ontwerp te verzorgen. Dit betrof on - der meer het ontwerp van de funderings- en damwandconstructies als ook de bronnering. Op basis van gebiedskennis is vooraf rekening gehouden met de aanwezigheid van glauconiet houdende zanden in de ondergrond en het mo - gelijke risico hiervan op het (geotechnische) ont - werp onderkend. Glauconiet houdende zanden zijn mariene afzettingen bestaande uit kwarts - zand met groenige glauconiet korrels erin. Deze glauconietkorrels bestaan uit o.a. kleimineralen, mica’s en veldspaten en hebben als eigenschap dat deze een lage weerstand hebben voor me - chanische vervorming en makkelijk verbrijze - len. Bij het verbrijzelen komen de kleimineralen vrij waardoor de draagkracht van de bodem en doorlaatvermogen van de bodem veranderd. De mate waarin dit optreedt is afhankelijk van het percentage glauconiet. Via zeefanalyse en CPT’s worden deze glauconiet houdende zanden vaak geclassiﬁceerd als zand waardoor het risico dat deze zanden in het ontwerp vormen vaak over het hoofd worden gezien. De HPT/MPT techniek is binnen dit project ge - combineerd met traditioneel geotechnisch bodemonderzoek. De HPT/MPT sonderingen stelden de ontwerpers in staat het glauconiet houdende zand op te sporenen de dieptes hier - van precies te bepalen. De doorlatendheid van deze zanden week namelijk signiﬁcant af, terwijl het sondeerbeeld een gewone zandlaag uitwees (zie ﬁguur 2). Op basis van de HPT-sonderingen in Antwerpen Figuur 2 - CPTU en HPT resultaten havengebied Antwerpen. Rood omkaderd glauconiet houdende zanden. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 47 20/11/17 12:25 48 GEOTECHNIEK - December 2017 konden de geohydrologische parameterwaarden uit het eerder opgestelde bemalingsadvies naar beneden toe worden bijgesteld. Hierdoor was een lager onttrekkingsdebiet nodig en daarmee een kleinere bemalingsinstallatie dan op voor - hand was bepaald, waardoor kosten werden be - spaard. Een lager debiet betekend ook minder impact op de omgeving waarmee het risico op omgevingsbeïnvloeding en de noodzaak voor uitgebreide monitoring afneemt. Een greep uit overige toepassingen De continue doorlatendheidsproﬁelen op basis van de HPT en MPT techniek kan voordelen bieden in tal van projecten waar grondwater - stroming een rol speelt of additionele para - meters benodigd zijn voor een gedetailleerde classiﬁcatie. In de afgelopen jaren is de HPT en MPT succesvol ingezet bij de advisering rond - om de volgende vraagstukken: - Bronneringen Denk hierbij aan de optimalisatie van bema - lingsinstallaties en bronontwerp. - Inﬁltratievoorzieningen (regenwater) HPT resultaten zijn reeds ingezet geweest in diverse projecten in Duitsland en Nederland naar het DSI-retourbemalingssysteem waar - bij gebruik gemaakt wordt van preferente stroombanen om gericht (grond)water te in - jecteren in de bodem. - Detecteren van preferente stroombanen binnen pakketten (o.a. voor DSI, gel laag injectie, saneringen) Detectie van optimale injectielagen en tech - nische aandachtspunten voor bv. de toepas - sing van en installatie van waterremmende waterglasinjectielagen voor bouwprojecten en/of injectieschermen voor de beheersing van bodemverontreinigingen. - Verspreiding/sanering van verontreinigingen (i.c.m. MIP-conus) Door het gecombineerd opsporen van veront - reinigingen (MIP) en inzicht in de geohydrolo - gische eigenschappen van de bodem (HPT) worden potentiele migratiewegen van veront - reinigingen en injectiezones voor sanerings - materiaal geïdentiﬁceerd. - Dijksterktemodellering Naast piping biedt de HPT/MPT techniek ook voordelen bij stabiliteitsvraagstukken. Zo kan het stijghoogteverloop onder de dijk voor extreme situaties nauwkeurig in beeld worden gebracht. - Zoutwater intrusie / zoet-zout Net als bij verontreinigingsvraagstukken kan inzicht worden gekregen in de voorkeurswe - gen en snelheid waarin zoutwater intrusie optreedt en kunnen optimale beheersings - plannen worden ontworpen en geïnstalleerd. - 2D / 3D grondwatermodellering , zie bijvoorbeeld ﬁguur 3 Zo kunnen lokale en regionale grond- watermodellen kunnen nauwkeurig worden opgezet en gevalideerd op basis van de HPT/ MPT-resultaten. - Karakterisering ondergrond Doorlatendheidskarakteristieken van de ondergrond kunnen ontwerpers meer inzicht geven in de bodemopbouw en daar - mee projectrisico’s zoals bij de detectie van het glauconiet houdend zand. - Optimalisatie van monitoringsplannen Mede op basis van de doorlatendheidskarak - teristieken van de ondergrond kunnen kritie - ke locaties en dieptes a priori worden vastge - steld en monitoringsplannen daarop worden afgestemd. Anisotrope MPT Zoals hiervoor aangegeven is er vaak een groot gat tussen de rekenmodellen en de praktijk buiten. Dit vindt zijn oorsprong in gelaagdheid van zandlagen. Dit gaat echter niet alleen om grootschalige lagen van meerdere meters dikte (macro- en mesoschaal), maar ook om hele dun - nen zandlaagjes (microschaal). Met name deze laatste gelaagdheid vertaalt zich vaak in anisot - ropie: een groot verschil tussen de horizontale en verticale doorlatendheid. Er is een dooront - wikkeling van de HPT/MPT techniek beschik - baar, de A-MPT (anisotrope mini-pompproef) waarmee dit effect gemeten kan worden. Dit is voor zover bekend de enige techniek op dit mo - ment waarmee eenvoudig en relatief goedkoop de anisotropie in-situ gemeten kan worden. Op dit moment wordt nagedacht over pilotlocaties voor het uittesten van deze techniek. Figuur 3 - 3D ondergrondmodellering o.b.v. HPT/MPT techniek geeft inzicht in doorlatendheidsvariatie GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 48 20/11/17 12:25 52 GEOTECHNIEK - December 2017 Samen met de omgeving een gedragen en ingepast dijkontwerp realiseren ir.drs. E. (Ellen) Tromp TUDelft/ Deltares, Delft Promovenda aan de TUDelft & senior adviseur waterveiligheid bij Deltares Inleiding Nederland wil nu en in de toekomst beschermd zijn tegen mogelijke overstromingen. Recentelijk zijn de normen aangepast met het oog op de toe - komst. Mede hierdoor voldoen niet alle primaire waterkeringen aan de wettelijke veiligheidsnor - men en worden binnen het Hoogwaterbescher - mings-programma (HWBP) maatregelen ge - troffen. In de afgelopen decennia is de aandacht voor een integrale aanpak voor dijkversterkings - projecten toegenomen. Ruimtelijke inpassing en meekoppelkansen, klimaat(adaptatie), energie en circulaire economie zijn aspecten van duur - zaamheid die steeds belangrijker worden (HWBP, 2017). Bij dijkversterkingsprojecten wordt een MIRT-achtige aanpak gehanteerd, waarbij drie projectfasen te onderscheiden zijn: verkennings - fase, planuitwerkingfase en realisatiefase. Voor een gedragen en zorgvuldig afgewogen ontwerp is het van belang om bij de start van de verken - ning mogelijkheden te bieden voor participatie. In deze fase kunnen ideeën uit de omgeving nog worden meegenomen in het ontwerp van kans - rijke alternatieven. Interactie vindt plaats binnen het projectteam, tussen het projectteam en de beheerorganisatie en vooral in de publieksparti - cipatie. Publieksparticipatie is de deelname van burgers, bedrijven en maatschappelijke organi - saties aan de voorbereiding van de besluitvor - ming. Tot op heden wordt de lokale kennis niet altijd meegenomen in het dijkontwerp. Belangrij - ke vraag is op welke manier deze kennis van be - woners, bedrijven en belangengroeperingen wel effectief meegenomen kan worden. Kennisdoorwerking: hoe dan? Een ﬁjnmazig zender-ontvangerraamwerk (Tromp & Bots, 2016) maakt inzichtelijk aan waar en wanneer kennisoverdracht en kennisdoorwer - king wel of niet succesvol verloopt. Zoals ﬁguur 1 laat zien, wordt in een kennisoverdrachtsmo - ment de kennis K overgedragen door een zender S naar ontvanger R. Als de overdracht slaagt, dan is K beschikbaar voor R, en kan R het gebrui - ken. Kennisoverdracht is effectiever wanneer de ontvanger de kennisbron als betrouwbaar acht (T staat voor trust). De kennisbehoefte kan on - der meer voortkomen uit wettelijke bepalingen. Kennisoverdracht en -doorwerking kunnen be - lemmerd worden door drie typen barrières: (1) cognitieve barrières (verschil in perceptie, jargon, en/of verminderde communicatievaardigheden), (2) institutionele/culturele barrières (‘andere manier van werken’ en/of verschillende organi - satiekernwaarden), en (3) resource-gerelateerde barrières (beschikbaarheid van tijd, geld, gekwa - liﬁceerde menskracht). Na de overdracht kunnen ook faalmechanismen optreden, bijvoorbeeld als de ontvanger een persoon ontmoet die de over - gedragen kennis afwijst, of kennis wordt anders gebruikt als oorspronkelijk bedoeld. Casus: Publieksparticipatie bij dijkversterking Gorinchem-Waardenburg (GoWa) De 3e toetsronde (2011) toont aan dat delen van de dijk langs de Waal tussen Gorinchem en Waardenburg niet voldoen aan de wettelijke vei - ligheidsnormen. Afgemeten aan de nieuwe nor - men, voldoet het gehele traject over 23 kilometer niet. In 2014 is Waterschap Rivierenland gestart met de voorbereidingen voor het dijkverster - kingsproject GoWa. Het projectteam heeft condi - tionerende onderzoeken laten uitvoeren, waaruit vijf speciﬁeke gebieden kwamen waar bijzondere ruimtelijke kansen worden gezien. In 2016 is aan bewoners gevraagd om ‘mee te doen met het ont - werpen van de dijk’. Circa 100 bewoners hebben zich georganiseerd in zogenaamde ensembles. Aan deze ensembles is gevraagd om een plan te maken en/of visie te geven op het ontwerp van de dijk in combinatie met voorstellen voor herinrich - ting van de omgeving. Kennisdoorwerking: hoe dan? In de periode van een jaar hebben de ensembles hard gewerkt aan een visie. De bewoners hadden extra achtergrondinformatie nodig om de dijk als onderdeel van de omgeving te ontwerpen. Figuur 1 - Conceptueel raamwerk kennisoverdracht en -doorwerking GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 52 20/11/17 12:26 53 GEOTECHNIEK - December 2017 Bij dijkversterkingsprojecten is lokale kennis onmisbaar voor een goed ingepast dijkontwerp. Tot op heden wordt deze kennis van bewoners, bedrijven en belangengroeperingen beperkt gebruikt. We slagen er nog niet in om deze informatie nuttig of bruikbaar in te zetten. Deze constatering heeft geleid tot de vraag hoe de kennis wel ingezet kan worden. Ervaring is opgedaan bij de dijkversterking tussen Gorinchem en Waardenburg op welke wijze kennis effectief en efﬁciënt ingezet kan worden, waardoor een gedragen en goed ingepast dijkontwerp tot stand kan komen, met oog voor nevendoelen. Samenvatting Vanuit de techniek was dus kennisoverdracht nodig, maar hoe dan? Naast interne ensem - ble-overleggen heeft het projectteam excursies, discussiebijeenkomsten en/of ontwerpateliers georganiseerd. Tijdens deze bijeenkomsten was het belangrijk dat de beschikbare kennis effectief wordt overgedragen. Door het ﬁjnmazige zen - der-ontvangerraamwerk is de onderzoekster in staat gebleken om te observeren, te diagnosti - ceren en eventueel te interveniëren. Tevens heeft ze enquêtes ontwikkeld om kwantitatieve data te verzamelen rondom de kennisoverdracht en kennisdoorwerking. Eén van de interventies vond plaats tijdens de speedcursus dijkversterking. Hier is gebruik ge - maakt van stellingen voor en na de presentatie over de mogelijke bouwstenen om dijken te ver - sterken. De hypothese was dat de aanwezigen meer stellingen foutief zouden beantwoorden voorafgaande aan de presentatie dan achteraf. Deze bijeenkomst was puur gericht op het over - dragen van kennis door de technisch manager. De aanwezigen hadden inderdaad meer stel- lingen na de presentatie goed. De opgedane kennis is geland in de door de ensembles ontwik - kelde visies; ook bleken de bewoners in staat om de technische begrippen correct te gebruiken. Het projectteam heeft in nauwe afstemming met de ensembles diverse bijeenkomsten georgani - seerd om de plannen te delen en commitment op te halen: • Interne ensemblebijeenkomst; onderling presenteren van de visies, wat soms leidde tot aanvullingen op het plan, bijvoorbeeld toe - voeging van concepten als duurzaamheid en bloemrijke dijken; • Dorpsraadplegingen; de ideeën zijn voorgelegd aan de bewoners en reacties/aanvullingen zijn opgehaald en desgewenst verwerkt in het plan; • Ambtelijke bijeenkomst; waar de ensembles hun ideeën presenteerden aan vertegenwoor - digers van de regionale overheden, bedrijven en belangengroeperingen; • Bestuurlijke bijeenkomst, waar de ensembles hun ideeën op hoger abstractieniveau pre - sen-teerden om steun te verkrijgen bij de be - stuurders, dusdanig dat de haalbaarheid verder uitgezocht kan worden in het vervolg van het dijkversterkingsproject. De ensembles hebben samen met een landschapsarchitect diverse kaarten en sfeer- impressies gemaakt ter ondersteuning van de visie (ﬁguur 2). Deze kaarten zijn zeer waardevol gebleken. Het heeft de ensembles geholpen om de visie over te dragen. Dat kennisoverdracht niet altijd even gemakkelijk is, bleek uit de diverse barrières en faalmechanismen die zijn opgetreden. Zo was er (1) verschil in perceptie of mismatch in taalgebruik (cognitief), (2) andere manier van ‘omgaan met anderen’ of conﬂicterende kernwaarden (cultureel), en (3) voorstellen werden als onhaalbaar geacht door beperkingen aan tijd en budget (middelen). In enkele gevallen werd tijdens de bijeenkomst succesvol geïntervenieerd door beter aan te sluiten op de bestaande kennis van de aanwezigen. Aanbevolen wordt om bij elk moment van kennisoverdracht de kennisbehoefte van de ontvanger in ogenschouw te nemen en de boodschap hierop aan te passen. De gekozen aanpak bij GoWa is wezenlijk anders dan die van de laatste dijkversterking in de jaren negentig. Het vraagt tijd en het continue mana - gen van de verwachtingen om betrokkenen te laten zien dat in een vroegtijdig stadium meege - dacht kan worden. De inbreng wordt in deze fase van het project nog niet afgeketst op tijd en bud - get, maar gekeken wordt juist naar meerwaarde voor de omgeving en kansen voor aanvullende ﬁnanciering. Verschillende GIS tools zouden dergelijke trajecten kunnen ondersteunen. Op basis van de ervaringen bij GoWa is een mock-up gemaakt van een open-data tool (Deltares, 2016). Deze tool heeft de potentie om in overleggen met elkaar te ontwerpen en te discussiëren. Tevens kan deze tool de gewenste oplossingen vastleggen en visualiseren. Een dergelijke ondersteuning helpt in de kennisoverdracht. Voor nu staat het projectteam van GoWa, als alliantie, aan de lat om het ingeslagen pad met intensieve betrokkenheid van bewoners voort te zetten, waarbij geschakeld zal moeten blijven worden tussen de over te dragen boodschap en de kennisbehoefte bij alle betrokkenen, om een gedragen en goed ingepast dijkontwerp te maken. Referenties - Tromp, E. & P.W.G. Bots (2016), Knowledge Transfer and Uptake in Design Process of Flood Defences: Case of Kinderdijk – Schoonhovense - veer, presented at ECKM2016, Belfast, UK. - HWBP (2017), Duurzaamheid in het Hoogwa - terbeschermingsprogramma, vastgesteld door Stuurgroep HWBP, dd. 24 mei 2017. - Deltares (2016), Interactieve Gebiedsontwikke - lingstool (IGo), project 1230048-007-GEO-0001, dd. 13 december 2016. Figuur 2 - Impressie van de visualisaties ensembles GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 53 20/11/17 12:26 58 GEOTECHNIEK - December 2017 Rioolvervanging in stedelijk gebied Data helpt bij snel doorgronden omgeving vroeg in het planproces Ing. H. Trouwborst (Erik) Ingenieursbureau gemeente Rotterdam Projectleider Water Doorgrond je omgeving. Ken je omgeving. Omgevingsbewust. Het lijken allemaal open deuren. Logisch toch? In de praktijk bar lastig! En vaak veel te laat in het proces. In Rotterdam wordt gemiddeld 40 kilometer per jaar aan riolering vervangen in dicht stedelijk gebied. Het is dus een must om de omgeving te kennen om zo risico’s in de uitvoering zo - veel mogelijk te beperken. Hoe doen we dat? Rotterdam heeft ongeveer 2.500 km vrij - vervalriolering, 370 km persleiding en 580 gemalen in beheer. In de jaren 60 en 70 van de vorige eeuw is veel van deze riolering aangelegd. Riolering in Rotterdam heeft een gemiddelde levensduur van ongeveer 60 jaar. Dit varieert per gebied en wordt vooral bepaalt door de mate van zettingen. Gemiddeld vervangt Rotterdam zo’n 40 km riolering per jaar (figuur 1). Een enorme opgave in dicht stedelijk gebied. Riolering vervangen is makkelijker gezegd, dan gedaan. In smalle straten, een volle ondergrond, onder of naast kwetsbare bo - men, een slappe bodem, risico van opbar - sten, hoge grondwaterstanden, kans op niet- gesprongen-explosieven, gebieden met ar - cheologische waarde, verschillende funde - ringstypen van gebouwen, souterrainwonin - gen, grote kabels en leidingen, .... Dat vraagt om goed zicht op de omgeving, de gebiedsken - merken. Niet pas in de bestekfase, maar al zo vroeg mogelijk in het planvormingsproces. Planvorming Sinds enkele jaren is het planvormingsproces (zie figuur 2) aangepast met als doel om de omgevingskenmerken zo vroeg mogelijk in beeld te hebben. Het begint met het inzichte - lijk maken van de onderhoudsbehoefte: waar moet de komende jaren de riolering vervangen worden? Voor die gebieden worden inventa - risatiestudies uitgevoerd, gevolgd door een variantenstudie met voorkeursvariant. Op dat moment is duidelijk welke risico’s en kansen er te verwachten zijn met betrekking tot het ontwerp en de uitvoering van de rioolvervan - ging. Met deze informatie gaat stadsbeheer ‘matchen en makelen’, ofwel afstemmen met de andere stakeholders om te komen tot jaar - plannen en vervolgens concrete projecten op straatniveau. Inventarisatiestudie De inventarisatiestudie is een bureaustudie gericht op het in beeld brengen van de hui - dige toestand van de riolering en de omge - vingskenmerken. Alles op basis van beschik - bare data. Resultaat is inzicht in risico’s en Figuur 1 - Rioolvervanging Figuur 2 - Planvormingsproces Bron: E.Fecken GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 58 20/11/17 12:26 59 GEOTECHNIEK - December 2017 Samenvatting Rotterdam vervangt gemiddeld 40 kilometer riolering per jaar in dicht stedelijk gebied. Omgevingskennis is hierbij een must! Data is een hulpmiddel om vooraan in het planproces snel de omgevingskenmerken zichtbaar te maken, zonder veldwerk. Met een GIS-tool maakt Rotterdam in een handomdraai themakaarten van het onderzoeksgebied. Van belang hierbij is een goede dataset en vertaalslag van data naar relevante informatie. Geo-gerefereerde data is eenvoudig toegankelijk te maken met een GIS-applicatie. Automatiseren bespaart veel repeterende handelingen en geeft eenduidige resultaten. Het denkwerk blijft echter voorbehouden aan de adviseur. De adviseur blijft adviseur. En een goede adviseur is omgevingsbewust! kansen, maar ook inzicht in kennisleemten. Zo is ook in een vroeg stadium bekend waar extra onderzoek nodig is. Deze fase leunt volledig op beschikbare data. Rotterdam verzamelt al decennia data van de objecten en gebiedskenmerken in de stad. Het groot - ste deel hiervan is digitaal beschikbaar en geo-gerefereerd. Dit maakt het mogelijk om de omgevingskenmerken zichtbaar te ma - ken op kaart. Wezenlijk onderdeel van de in - ventarisatiestudie is dan ook het maken van een inventarisatieatlas in een GIS-applicatie (ArcGIS), bestaande uit circa 20 themakaarten (zie figuur 3 en 4). Hoe zorg je er als adviseur voor dat je deze data snel beschikbaar hebt als informatie? Tijdrovende klus Het samenstellen van 20 themakaarten is een opgave op zich. Elke adviseur bouwt zijn eigen verzameling aan GIS-bestanden op en verwijst naar databronnen waar hij/zij van denkt dat deze betrouwbaar is. Regelmatig is dat ook projectdata vanuit andere projec - ten. De brondata is daarmee niet helder. Per thema wordt vervolgens een kaart in elkaar gezet met een opmaak naar de persoonlijke wensen van de betreffende adviseur. Naast dat het tijdrovend is, is de betrouwbaarheid niet hoog en ontstaan er veel verschillen in opmaak in de themakaarten. Kaarten in een handomdraai Al snel werd duidelijk dat dit anders moest. In een samenspel tussen adviseurs en GIS- experts is een GIS-tool ontwikkeld waarmee snel een kwalitatief hoogwaardige inventa - risatieatlas is te maken. Het maken van 20 themakaarten kost nu een uurtje tijd. En, be - langrijker, ze worden allemaal op een een - duidige en herleidbare wijze samengesteld onafhankelijk van de adviseur. De bronnen zijn vastgelegd (zie figuur 5) en uit de basis - data wordt een knip gemaakt die wordt op - geslagen als projectdata. Dit is belangrijk, omdat de basisdata (veelal uit beheerbestan - den) in de tijd muteren en projectdata een momentopname is uit de basisdata. Hiermee Figuur 3 - Themakaart bomen Figuur 4 - Themakaart funderingen GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 59 20/11/17 12:26 60 GEOTECHNIEK - December 2017 is binnen het project altijd terug te zien op de gebruikte data. Daarbij hebben alle kaarten dezelfde opmaak. GIS-tool: hoe werkt het? De tool is gemaakt en bruikbaar in ArCMap. De adviseur tekent de plangrens van het te onderzoeken gebied en wijst de projectmap aan. De tool maakt een knip uit de basisda - ta en schrijft deze weg in de projectmap (een zogenaamde Geodatabase). De knip wordt ruim genomen: een kilometer rond de gete - kende plangrens. Zo wordt voorkomen dat belangrijke gegevens die grenzen aan of van invloed zijn op het plangebied van de kaart vallen. Vervolgens maakt de tool automatisch een serie ArcMap bestanden (zie figuur 6), per hoofdthema één met meerdere datala - gen en verschillende automatische analyses. Deze worden weggeschreven in de project - map. De adviseur kan nu per hoofdthema in de ArcMap bestanden de relevante lagen met informatie selecteren. De laatste stap is het genereren van pdf-bestanden (zie figuur 7). Ook dit is een automatische handeling, waar - bij de adviseur alleen aangeeft welke kaarten in pdf nodig zijn. Het selecteren van de re - levante lagen is een belangrijke tussenstap. Beoordelen of er informatie relevant is voor het op te stellen advies blijft maatwerk. Ook kan de tool niet zien als bepaalde data voor het betreffende plangebied ontbreekt, wat zou resulteren in kaarten zonder enige infor - matie. De adviseur blijft dus adviseur! Aanbevelingen Het grootste deel gaat in de inventarisatie - fase over de omgevingsfactoren, waar de riolering integraal onderdeel vanuit maakt. In deze fase worden dan ook direct specialis - ten vanuit andere thema’s betrokken om hun gebiedskennis in te brengen. Elk specialisme is immers maar één onderdeel van het gro - tere (complexe) geheel is! Hoe eerder in het planproces zicht op de omgevingsfactoren, des te sneller zicht op risico’s en kansen en des te beter de advisering. Van belang hierbij is een goede dataset en vertaalslag van data naar relevante informatie. Geo-gerefereer - de data is eenvoudig toegankelijk te maken met een GIS-applicatie. Maar de adviseur blijft adviseur. En een goede adviseur is omgevingsbewust! Figuur 5 - Bronnenlijst themakaarten Figuur 7 - Themakaart maaiveld Figuur 6 - ArcMap bestanden GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 60 20/11/17 12:26 GEOKUNST - December 2017 78 Grondbeginselen: Funderingslagen onder verkeerslasten Bij de spoor- en wegenbouw worden de ongebonden lagen van de bovenbouw blootgesteld aan hoge verkeersbelastingen. In de wegenbouw liggen de verticale spanningen onder de asfaltlagen tussen de 70 en 400 kPa. De hoge waarden treden vooral op bij dunne asfaltlagen. De funderingslagen in lagere-orde wegen, zoals bijvoorbeeld in de bebouwde kom, worden dan ook veel zwaarder belast dan die in snelwegen. Zijdelingse gerichte horizontale spanningen voorkomen dat een ongebonden fundering horizontaal vervormt onder de verticale belasting. Deze horizontale spanningen liggen doorgaans tussen 5 en 200 kPa en zijn veel kleiner dan de verticale spanningen (Numrich, 2003). De verhouding tussen de verticale en de horizontale spanning ligt gewoonlijk in de orde van 2 tot 15. Onder een zeer hoge verticale belasting is meestal slechts een geringe horizontale steundruk aanwezig. Omdat de hoofdspanningen in de fundering onder een voorbij rijdende wielbelasting voortdurend veranderen en roteren vervormt het korrelskelet in alle richtingen. Deze vervormingen hebben een overwegend zijdelingse verschuiving van het korrelskelet tot gevolg. Dit is duidelijk herkenbaar bij bouwwegen (spoorvorming), omdat die niet op een lange levensduur zijn gedimensioneerd. Maar ook bij normale wegen treedt dit effect op; het aantal aslasten, dat nodig is tot de vervormingen zichtbaar worden, is dan echter groter. Alle verkeerswegen worden door de verkeersbelasting op buiging belast. Figuur 1 toont het kwalitatieve verloop van spanningen aan de onderzijde van een funderingslaag van de modelstraat van de Bundesanstalt für Strassenwesen (BASt) (Zander, 2007). De absolute waarden van de rekken zijn afhankelijk van de grootte van de aslasten en de laagdikte en stijfheid van de wegconstructie. De vervorming onder een wielbelasting neemt toe met afnemende stijfheid van de funderingslagen en afnemende draagkracht van de ondergrond. Het voertuig beweegt zich praktisch in zijn eigen spoorvorming, die wordt veroorzaakt door het elastische deel van de vervorming. De funderingslaag wordt daarmee continu vervormd. De aan de onderzijde van een asfaltlaag gemeten rek (0,01 %, Figuur 1) is van dezelfde orde als Figuur 1 - Buigrek en -druk aan de onderzijde van een funderingslaag naar Zander (2007). Klasse V = 0,1 – 0,3 miljoen 100 kN aslasten; Klasse III = 1 – 3 miljoen 100 kN aslasten; Klasse SV meer dan 32 miljoen 100 kN aslasten. Hoe geogrids de prestaties van wegen verbeteren (deel 1) Dr.-Ing. Lars Vollmert BBG Bauberatung Geokunststoffe GmbH & Co. KG, Duitsland Dipl.-Ing. Jörg Klompmaker NAUE GmbH & Co. KG, Duitsland geotechniek _Dec._2017_v7.indd 78 20/11/17 12:26 Samenvatting 79 GEOKUNST - December 2017 de vermoeingsrek van het asfalt bijv. (0,02 % tot 0,5 % in een temperatuurbereik tussen -20°C en +20°C (Mollenhauer, 2008) wat een kritiek aspect in het halen van de levensduur inhoudt. Mechanische samenwerking tussen funderingsmateriaal en wapening Een geogrid werkt de verschuiving en de permanente vervormingen van de korrels van het mineraal aggregaat tegen. De korrels worden in de openingen van het geogrid gedrukt en zo geven de langs- en dwarsribben van het geogrid steun aan het korrelskelet van de fundering. De weerstand die het geogrid tegen vervormingen geeft bestaat uit een wrijvingscomponent en een interlockcomponent. De door de dwarsribben gemobiliseerde weerstand leidt tot een signiﬁcante verandering van de spanningscondities in het korrelskelet. Onderzoek op geogrid wapening van geëxtrudeerde en gelast staven met gestructureerd oppervlak toont aan dat de dwarsribben tot 80% aan de gezamenlijke weerstand bijdragen (Jacobs, 2016). Figuur 3 toont drie proefstukken met grote verschillen in mate van wapening die door een verticale, gelijkmatig verdeelde belasting een gelijke vervorming ondergaan. Voor een betere visualisering is hiervoor een relatief grote rek van ε = 7% gekozen. Bij ongewapende of in één laag gewapend mineraal aggregaat concentreren de maximale schuifspanningen zich op een doorgaand afschuivingsvlak (ﬁguur 3, links). Bij meerdere gewapende lagen mineraal aggregaat, waarbij de wapening bestaat uit uni-axiaal geogrid, zien we vertakte afschuifvlakken optreden (Figuur 3, midden). Als de wapening ook dwarsribben heeft, zoals in ﬁguur 3, rechts, dan ontstaat een duidelijk sterkere verbinding van de korrels onderling De schuif- en trekspanningen verdelen zich daardoor beter over de fundering. Dat betekent dat een groter gebied wordt geactiveerd door dilatantie. Daardoor wordt de wapening effectiever, terwijl de benodigde maximale trekkracht in de wapening afneemt. Opsluitingseffect De wederzijdse beïnvloeding tussen geogrid en funderingsmateriaal geeft een verhoging van de zijdelingse ondersteuning σ3 (opsluitingseffect, Ruiken, 2013, Figuur 4). Lees (2014) simuleerde triaxiaalproeven op gewapend menggranulaat met eindige-elementen berekeningen. Hij liet zien dat de cohesie in het wapeningsgebied met gemiddeld 25 kPa tot maximaal 50 kPa moest Verkeer kan hoge cyclisch–dynamische belastingen uitoefenen op een wegconstructie. Omdat ongebonden wegfunderingen geen trekkrachten kunnen opnemen, kunnen deze constructielagen worden verbeterd door het aanbrengen van een geogrid (funderingswapening). Een belangrijke vraag bij het ontwerpen is bij welke vervormingen de geogrids gaan functioneren. Zijn grote vervormingen nodig om het geogrid een voorspanning te geven? Of werken ze al bij zeer kleine rekken? De afgelopen 10 jaar is een uitgebreid testprogramma uitgevoerd om antwoord te vinden op deze vragen. Daarvoor zijn veldmetingen uitgevoerd op asfaltwegen en straatsteenverhardingen. Tevens zijn systematische grootschalige proeven op wegen zonder deklaag en cyclische triaxiaalproeven uitgevoerd. Het onderzoek bestond uit 3 fasen. In fase I werd in een proefvak de ideale opbouw van de wegconstructie onderzocht met bepaling van de laagdikte en stijfheid van de fundering en de draagkracht van de ondergrond. In fase II zijn metingen uitgevoerd op wegen met een verharding van asfalt of straatstenen. Hiermee werden de relevante spanningen en rekken in het versterkte gebied vastgesteld. In de laatste fase III zijn met de nieuw verkregen inzichten op systematische wijze laboratoriumproeven uitgevoerd. In een volgend artikel (deel 2) zullen de resultaten van fase II en III worden gepubliceerd. De conclusie uit fase I is dat geogrids de funderingslagen al stabiliseren bij zeer geringe rekken, ruim lager dan 1%. De geogrids werken daarbij als trekwapening wat een hoge stijfheid vereist om optimaal te werken. Figuur 2 - Stabilisering door interlocking en wapening van de funderingslaag door in een mineraal aggregaat aangebracht stijf geogrid. Figuur 3 - Schuifspanningontwikkeling in een proefstuk (Jacobs, 2015). links: proefstuk zonder wapening, max. verticale belasting 24 kPa; midden: uniaxiaale wapening zonder dwarsribben, max. verticale belasting 57.3 kPa; rechts: geogrid met dwarsribben (uniaxiaale staven met dezelfde stijfheid als in het proefstuk in het midden), max. belasting 148.5 kPa. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 79 20/11/17 12:26 GEOKUNST - December 2017 80 worden verhoogd om de gemeten vervormingen in de triaxiaalproeven te benaderen. Deze orde van grootte past goed bij de in ﬁguur 4 voorgestelde bijdrage van de steundruk bij een gewapende menggranulaatproef. Hoe werkt een wielbelasting? De belasting van een wiel is zeer plaatselijk en radiaal gericht. Figuur 1 en Figuur 4 laten zien dat een bi-axiaal geogrid door de vulling met menggranulaat ook radiaal werkt, omdat de openingen in het geogrid zich niet kunnen sluiten. Omdat de verhardingsconstructie onder de diverse wielcontactvlakken van een voertuig als een buigende balk vervormt (Figuur 1), zijn ook de absolute stijfheden van de wapening in langs- en dwarsrichting van de weg belangrijk. Er kunnen tussen verschillende producten grote verschillen in richtingsafhankelijke rekstijfheid J (kN/m) zitten (zie Figuur 5). Voor het wapenende en stabiliserende effect bij kleine vervormingen zijn de absolute waarden van de geogridstijfheid van belang, niet de verhoudingen tussen de kleinste en grootste waarde. Het wapenende effect is ook bij een horizontale belasting op gewapend mineraal aggregaat via uitvoering van een afschuifproef aantoonbaar. Deze belasting treedt op wanneer een voertuig een punt nadert of er vandaan rijdt, danwel optrekt of remt. Bij een granulaire laag is het wapenende effect merkbaar binnen een afstand Δh ≈ 0,2 m onder en boven de wapening (opsluitingszone) en in een geringere mate aanwezig op een grotere afstand van Δh ≈ 0,20 tot 0,35 m (overgangszone) (Cook & Horvat, 2014; Horvat & Klompmaker, 2014; Lees, 2014). De maximaal haalbare schuifsterkte ligt bij 20 kN/m!, zie ﬁguur 6. Noodzakelijke onderzoeken De interactie tussen geogrid en het funderingsmateriaal is in de wegenbouw bekend. Waarom is het dan zo moeilijk om een goed ontwerpmodel vast te stellen om de positieve effecten te kunnen benutten? Het antwoord is dat in de wegconstructie veel mechanismen een rol spelen in een systeem met meerdere stijve asfaltlagen, relatief slappe funderingslagen en een nog slappere ondergrond. Van alles speelt een rol: de korrelstructuur, de interactie met het geogrid, invloeden van poriënwater, invloeden door verdichting, de draagkracht van de ondergrond, de zeer hoge spanningsverschillen door verkeersbelastingen die heel lokaal werken en tot een rotatie van de hoofdspanningsrichtingen leiden. En dan is de opsomming nog niet volledig. Een volledige overzicht in de mechanismen is praktisch onmogelijk. Ieder onderzoek moet dan ook tot doel hebben de randvoorwaarden zo ruim mogelijk te kiezen. Daarvoor is het onderzoek in drie fasen ingedeeld, zie tabel 1. Fase I –proeven met een rijdend wiel Voor de in Fase I (tabel 1) ontworpen proeven met een rijdend wiel is een 120 m lange proefbaan in 8 proefvakken verdeeld (ﬁguur 7) en voorzien van meetinstrumenten (ﬁguur 8). Figuur 4 - Opbouw van een zijdelingse steunspanning door meerdere lagen geogridwapening (triaxiaalproef met puin 0/32 mm) (Ruiken & Ziegler, 2009) Figuur 5 - Rekstijfheid (J) bij 0,5% rek, opgelegd in radiale richting conform Ingold (1994) Figuur 6 - Trekvastheid in proeven op horizontaal belaste steenmengsels (Cook & Horvat, 2014; Horvat en Klompmaker, 2014) geotechniek _Dec._2017_v7.indd 80 20/11/17 12:26 81 GEOKUNST - December 2017 Er werd een geogrid gekozen voor het wapenen en stabiliseren van de funderingslagen, met in alle proefvakken een gelijksoortig product (geogrid van geëxtrudeerde en gelast staven met gestructureerd oppervlak), zodat de invloed van de stijfheid van het geogrid direct onderzocht kon worden. Aan de onderzijde van alle proefvakken werd een mechanisch verstevigd vlies als scheidings- en ﬁlterlaag ingebouwd. Dit werd direct in het geogrid geïntegreerd (combigrid). Voor de verkeersbelasting werd een 28-tons- vrachtauto met 3 aangedreven assen ingezet (ﬁguur 9). De kunstmatig ingebouwde slecht draagkrachtige ondergrond werd uitgebreid beproefd, op CBR waarden, ongedraineerde schuifsterkte (c u) en watergehalte (w n), zowel op ongestoorde grondmonsters als ook in situ. Gemiddeld gaven de proefvakken een CBR- waarde van ca. 2,1 % (ﬁguur 10). De verhouding van de gemeten spoordiepte Z N en de initiële waarde van de laagdikte h ο is de Figuur 7 - Lengteproﬁel proefvak Tosted I (opgehoogd) Figuur 8 - Dwarsdoorsnede, afmetingen en instrumentarium als voorbeeld van proefvak 1.1 Tabel 1 - Onderzoek en proefvak funderingswapening - Fase I , II en III. Doel van het onderzoek Fase I Fase II Fase III Cyclische belasting door een rijdend wiel Metingen in het veld Laboratoriumproeven Onderzoek naar spoorvorming Invloed van de- dikte van de funderingslaag h- rekstijfheid J % - ligging wapening (aantal per laag n) Rek- en spanningsmetingen bij rijdend wiel Onverharde constructies Constructies met deklagen Beschrijving van het samengestelde materiaal "geogrid-gewapend mineraal aggregaat" onder cyclische belastingen - Trekvastheid- Stijfheidsmodulus- Vermindering van de permanente vervorming - Cyclisch-dynamische stabiliteit Figuur 9 - Berijden van proefvak Fase I geotechniek _Dec._2017_v7.indd 81 20/11/17 12:26 GEOKUNST - December 2017 82 relatieve spoorvormingsdiepte (Figuur 11). Deze parameter is uitgezet tegen de CBR waarden van de ondergrond en het equivalente aantal lastovergangen van een 10-t-aslast (N 10) (Figuur 11 en Figuur 12). De relatieve toename van de spoordiepte blijkt afhankelijk te zijn van de som van de stijfheidsmoduli van de verschillende gewapende lagen (ﬁguur 12). Dit resultaat wordt bevestigd met de onderzoeken van Jacobs et al., 2012 en vele andere auteurs zoals Vollmert, 2016. Belangrijk voor de bruikbaarheid in de weg is de manier van rangschikking van de wapeningslagen. Bij verdeling van de rekstijfheid over twee wapeningslagen wordt in totaal gezien een ﬂexibelere reactie van de funderingslaag waargenomen dan bij toepassing van één laag wapening aan de onderzijde van de funderingslaag (Figuur 13). Wanneer de funderingslaag als een buigende balk geïnterpreteerd wordt (Figuur 1), dan is deze uitkomst juist, omdat bij lastwisselingen een plaat of balk altijd aan de trekzijde gewapend moet worden. Zeer duidelijk is in het stijvere vak 1.1 te zien dat de opbouw van de permanente vervorming, na een korte fase van activering, door onderbouwvervormingen en de eerste lastovergangen van belastingen snel stabiliseert. De rek in de wapening neemt dan nauwelijks nog toe (Figuur 14) waardoor snelheid van permanente vervorming sterk vermindert. Omdat het proefvak 1.1 zeer stijf reageerde en bezwijken niet meer verwacht werd, zijn de lastherhalingen hier stopgezet. Figuur 10 - Gemiddelde waarde van de CBR-waarden voor verschillende meetmethoden. Figuur 12 - Toename van spoorvorming (genormeerd) als functie van de rekstijfheid bij gelijk aantal lastherhalingen. Figuur 11 - Ontwikkeling van de gemiddelde spoorvormingen Figuur 13 - Toename van spoorvorming (genormeerd) als functie van het aantal gewapende lagen bij gelijk aantal lastherhalingen. geotechniek _Dec._2017_v7.indd 82 20/11/17 12:26 Conclusies fase 1 Het inbrengen van geogrids in funderingslagen kan de stijfheid van het samengestelde materiaal verhogen. De toename van de stijfheid werkt daarbij in meerdere richtingen (3D), wanneer de afstand van het mineraal aggregaat tot de diepteligging van de wapening (< 0,20 m tot 0,35 m) niet te groot wordt. Wordt de afschuifstijfheid van het systeem verhoogd en blijft de belasting gelijk, dan neemt de belastinggraad van de constructie af. Het systeem van geogrids en funderingsmateriaal krijgt dan een hogere draagkracht. Deze kan enerzijds benut worden om in bouwwegen zwakke plekken in de constructie te compenseren, of bij wegen voorzien van een verhardingslaag de levensduur te verlengen. In fase I kon aangetoond worden, dat een wapening die bestaat uit meerdere lagen effectiever werkt dan een éénlaagse wapening, ook als de twee lagen samen dezelfde sterkte en stijfheid hebben. In beide gevallen is de stijfheidsmodulus relevant en voor de effectiviteit bepalend. Er is ook gebleken dat een te dun geconstrueerde wegconstructie niet kan worden opgewaardeerd met een geogrid, ook niet met een zeer stijf geogrid. In dit geval faalt de “drukzone” onder buiging door verkeersbelasting. Een wegconstructie op een slappe ondergrond die goed gedimensioneerd is, zoals aangetoond voor vak 1.1, kan ook met een geringe dikte van de constructielaag worden gestabiliseerd. De permanente vervormingen onder de verkeersbelasting blijven dan gering. De vervormingen in de wapening zelf zijn daarbij ook zeer gering. Bronnen - Cook, J. & Horvat, F. (2014): Assessment of particle conﬁnement within a mechanically stabilised layer. 10th International Confe¬rence on Geosynthetics (10ICG). Berlin, Germany: DGGT, IGS. - Horvat, F. & Klompmaker, J. (2014): Investigation of conﬁnement effect by using the multi-level shear box test. 10th International Conference on Geosynthetics (10ICG). Berlin, Germany: DGGT, IGS. - Ingold, T. S. (1994): Geotextiles and Geomembranes Manual. Oxford: Elsevier Science Publishers Ltd. 1 85617 198 1. - Jacobs, F., Ruiken, A. & Ziegler, M. (2012): Experimental Investigation of Geogrid Reinforced Soil under Plane Strain Conditions. Geosynthetics Asia - 5th Asian Regional Conference on Geosynthetics. Bangkok: IGS. - Jacobs, F. (2015): Verzögerung der Scherfugenbildung im Vorbruchbereich, Auswertung von biaxialen Druckversuchen. Persönliche Kommunikation vom 19.06.2015. Aachen. - Jacobs, F. (2016): Interaktionsmodell zur Bemessung von Verankerungsgräben mit Geogittern. Dissertation RWTH Aachen, 2016. - Lees, A. (2014): Measurement of the geogrid conﬁng effect. 10th International Conference on Geosynthetics (10ICG). Berlin, Germany: DGGT, IGS. - Mollenhauer, K. (2008): Dimensionierungsrelevante Prognose des Ermüdungs¬verhaltens von Asphalt mittels einaxialer Zug-Schwellversuche. Dissertation. Fakultät Architektur, Bauingenieurwesen und Umweltwissenschaften der Technischen Universität Carolo-Wilhelmina, Braunschweig. - Numrich, R. (2003): Modellierung des nichtlinear-elastischen Verformungsverhaltens von Tragschichten ohne Bindemittel. Disser¬tation. Fakultät Bauingenieurwesen der Te c h n i s c h e n U n i v e r s i t ä t D re s d e n , D re s d e n . - Ruiken, A. (2013): Zum Spannungs- Dehnungsverhalten des Verbundbaustoffs "geogitterbewehrter Boden". Dissertation. Rheinisch-Westfälische Technische Hochschule (RWTH), Aachen. - Ruiken, A. & Ziegler, M. (2009): Materialverhalten des Verbundbaustoffs "geogitterbewehrter Boden" aus großen triaxialen Druckversuchen. geotechnik 32 (2009) Nr. 3), 148 - 155. - Vollmert, L. (2016): Zur Gebrauchstauglichkeit geogitter-bewehrter Tragschichten unter zyklisch-dynamischen Beanspruchungen. Dissertation. TU Clausthal, 2016. - Zander, U. (2007): Grundlagen einer rechnerischen Dimensionierung des Straßenoberbaus aus Asphalt. Straße und Autobahn, 9.2007, 6. Figuur 14 - Ontwikkeling van de permanente vervorming in de ondergrond vak 1.1 Kwast Consult beschikt over specialistische geotechnische kennis van: - Evenwichtconstructies: wegconstructies met lichte ophoogmaterialen (EPS, Schuimbeton, Bims, e.d.) - Aardebanen en kunstwerken spoorwegen: ontwerp volgens OVS en beïnvloeding spoorbaan - Geokunststoffen: ontwerp van folieconstructies, paalmatrassen en grondconstructies met funderings- en stabiliteitswapening - Omgevingsbeïnvloeding: geotechnische risicoanalyses, trillingsanalyses en grondvervormingen (Plaxis) - Primaire en regionale waterkeringen: ontwerpen dijkversterkingen volgens ENW-Leidraden Kwast Consult te Houten | tel: 06 – 29 27 28 01 info@kwastconsult.nl | www.kwastconsult.nl geotechniek _Dec._2017_v7.indd 83 20/11/17 12:26 61 GEOTECHNIEK - December 2017 Omgevingsonderzoek schademonitoring ing. (Brian) B.W. Wehrmann Geotechnisch adviseur CRUX Engineering BV In dit artikel wordt de meerwaarde getoond van een goed omgevingsonderzoek in relatie tot schademonitoring bij projecten waar geotechniek en omgevingsbeïnvloeding een prominente rol speelt. Voor de projecten “Dijkversterking Krachtige IJsseldijken Krimpenerwaard (KIJK)” en “Beheersplan gasleidingen Noord Zuid-lijn tracé” heeft CRUX Engineering een omgevingsonderzoek van belendingen en zakkingsmonitoring van leidingen uitgevoerd en uitgewerkt in GIS. Voor beide cases geldt dat het efﬁciënt verzamelen van omgevingsinformatie van groot belang is voor het effectief doorlopen van een ontwerpproces of het beheer van (leiding) assets. KIJK Het project KIJK betreft een dijkversterking in opdracht van Hoogheemraadschap Schieland en de Krimpenerwaard van ca. 10km vanaf Krimpen aan den IJssel tot aan Gouderak. Langs dit tracé bevinden zich ca. 800 panden en 500 bijgebou - wen. Het project bevindt zich in de verkenningsfa - se waarin tot het Voorkeursalternatief (VKA) moet worden gekomen. Dit is een intensief ontwerp- traject waarbij in korte tijd veel (ontwerp)infor - matie wordt verzameld, gegenereerd, geanaly - seerd en gepresenteerd. Aanpak omgevingsonderzoek Werkzaamheden ten behoeve van de dijkverster - king kunnen resulteren in trillingen en vervor - mingen van de ondergrond door het aanbrengen van damwanden en ophogingen. Deze kunnen leiden tot schade aan de panden. Om de invloed rekenkundig vast te kunnen stellen zijn speciﬁeke uitgangpunten benodigd. Deze uitgangspunten zijn deels afhankelijk van het ontwerp en deels van gegevens omtrent de panden. De aanpak van het verzamelen van deze gegevens is in ﬁguur 1 samengevat. De gegevens zijn in een database verzameld dat gekoppeld is aan een GIS. Correlaties Van de panden waarvan geen gegevens beschik - baar zijn is door het leggen van correlaties tussen verschillende informatiebronnen mogelijk om onderbouwde aannamen te doen. Dit is gedaan voor het type fundering en vervolgens het type paalfundering. - Voor het funderingstype is een correlatie ge - maakt tussen het bekende funderingstype en de zettingsnelheid afkomstig van de InSAR satellietmetingen, zie graﬁek 1. - Voor het type paalfundering is een correla - tie gemaakt tussen het bouwjaar en het type paalfundering, zie graﬁek 2 Interactief De feitelijke informatie verkregen uit de verschil - lende bronnen zijn uitgewisseld met de eigenaren van de panden. Gevraagd is om gegevens waar - over zij beschikken ook aan de projectorganisa - tie beschikbaar te stellen om de database aan te vullen en de randvoorwaarden van de technische Figuur 1 - Aanpak van het omgevingsonderzoek KIJK Graﬁek 1 - Beoordelen van panden zonder gegevens van het funde - ringstype op basis van correlatie tussen bekende funderingstypen en zettingsnelheid (InSAR satellietmetingen) Graﬁek 2 - Beoordelen van panden zonder gegevens van het type paalfundering op basis van correlatie tussen bekende funderingstype en het bouwjaar. GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 61 20/11/17 12:26 62 GEOTECHNIEK - December 2017 Het versterken van een zeer complex stuk dijk en het beheren van gas - leidingen in de binnenstad van Amsterdam zijn bijzondere projecten. Voor beide projecten zijn op grote schaal onderzoeken uitgevoerd in relatie tot geotechniek en omgevingsbeïnvloeding. Met de onderzoeksgegevens zijn analyses ten behoeve van schademonitoring voor gebouwen en leidingen uitgevoerd. Met behulp van een project speciﬁeke database en de visuali - satie in een GIS omgeving kan efﬁciënt en effectief het ontwerpproces of beheer van (leiding) assets doorlopen worden. Samenvatting oplossingen scherper te stellen. In het kader van omgevingsmanagement en de communicatie met bewoners is dit als positief ervaren. Dit heeft uiteindelijk geresulteerd in één factsheet per pand, zie ﬁguur 2. Analyse Om de voorkeursalternatieven te kunnen be - oordelen zijn de gegevens geanalyseerd en is eerst een inschatting gedaan van het risico op schade in relatie tot trillingen (SBR-A) en grond - vervormingen (methode der grensrekken). Hierbij zijn scores toegekend aan de uit - gangspunten die invloed hebben op de schade gevoeligheid van de panden in relatie tot trillingen en grondvervormingen en gevisualiseerd in GIS. De scores zijn afgeleid van rekenkundige analysen. In ﬁguur 3 is het toekennen van de scores afgebeeld. Bij een hogere score is een hoger risico op schade te verwachten. Hiermee kan het ontwerp van het VKA gestuurd worden. In het ontwerp- en afwegingsproces ten behoeve van het VKA (type en lengte dam - wand, grootte van de ophoging/verbreding) wordt de database gebruikt om effectief de rekenkundige schadepredicties over de gehele dijk te projecteren en daarmee efficiënt de verkenningsfase te kunnen doorlopen. Figuur 2 - Factsheet is een geautomatiseerde uitdraai van de database met feitelijke informatie Figuur 3 - Eerste inschatting van schade - gevoeligheid van panden op basis van de onderzoeksgegevens GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 62 20/11/17 12:26 63 GEOTECHNIEK - December 2017 Beheersplan gasleidingen Om de zakkingsrisico’s van leidingen door grondroerende werkzaamheden proactief te kunnen bewaken is een beheersplan op - gesteld voor Liander. Voor alle gasleidin - gen langs het Noord Zuid-metrolijn tracé in Amsterdam is onderzoek gedaan naar signaal- en interventiewaarden voor verschil - zakkingen van verschillende type leidingen en is een meetprogramma ontworpen voor de toekomstige bewaking van zakkingen van de leidingen. Het project richt zich op de beheer- en onderhoudsfase en zal zich voor nieuwe projecten, die langs bestaande leidingen worden uitgevoerd, ook lenen als een uit - gangspunt voor ontwerp en uitvoering. Vervormingscapaciteit leidingen Allereerst is rekenkundig onderzoek uitge - voerd naar de vervormingscapaciteit van de verschillende typen gasleidingen ten gevolge van grondverplaatsingen. De modellen zoals weergegeven in Figuur 4 zijn in het kader van een gevoeligheidsanalyse beschouwd. Dit on - derzoek is uitgevoerd in samenwerking met Liander en KIWA. Als voorbeeld zijn in tabel 1 exemplarisch de resultaten voor toelaatbare zakkingen weer - gegeven voor een tweetal type leidingen. Het wordt benadrukt dat de waarden in de tabel van toepassing zijn voor een nieuwe leiding. Om de restcapaciteit van de bestaande gas - leiding te bepalen is onderzocht aan welke (verschil) vervormingen deze mogelijk reeds in het verleden aan onderhevig zijn geweest. De volgende verschilvervormingen zijn hierin beschouwd: - Vervormingen door autonome bodemdaling (nu en tot einde levensduur) - Vervorming door realisatie Noord/Zuidlijn Met de restcapaciteit is vervolgens te bepalen wat de leidingen gedurende de restlevensduur nog mogen vervormen voordat deze schade ondergaan. Op basis van deze uitkomsten zijn signaal- en interventiewaarden voor monito - ring opgesteld. Door middel van regelmatige monitoring wordt het zakkingsgedrag in de komende 5 jaren bewaakt en getoetst aan de signaal-en interventiewaarden voor de restcapaciteit. Monitoring Voor de monitoring zijn meetpunten aange - bracht op de gasleidingen en worden de gasaf - sluiters ingemeten. Om autonome bodemda - Figuur 4 - Interactie model beschouwd door KIWA Tabel 1 - Maximaal toegestane zakkingen voor een nieuwe leiding. Maximaal toelaatbare trogzak - king van een nieuwe leiding Stalen leiding diameter 324 wanddikte 5,6mm Nodulair gietijzer leiding Diameter 326 wanddikte 7,2mm Breedte zakkingstrog 10m 41mm 63mm Breedte zakkingstrog 16m 94mm 144mm GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 63 20/11/17 12:26 64 GEOTECHNIEK - December 2017 ling en de huisaansluiting ook mee te nemen in het beheersplan zijn aanvullend metingen aan het maaiveld en op de belendende pan - den opgenomen in het meetprogramma. Vier keer per jaar worden alle ca. 440 meetpunten ingemeten. Signaal- en interventiewaarden zijn opgesteld voor de zettingssnelheid, abso - lute zettingen van de gasleiding en verschil - vervormingen tussen panden en de leiding. De monitoringspunten worden getoetst op de signaal- en interventiewaarden, dit wordt met een stoplichtmethode gevisualiseerd. Op basis van een actieschema wordt de toetsing van de meetwaarden gebruikt om mogelijke beheersmaatregelen in gang te zetten. GIS omgeving Om de gasleidingen te bewaken wordt moni - toring uitgevoerd. Om deze informatie te be - heersen is een GIS omgeving gemaakt, waarin de gasleidingen en monitoringspunten wor - den gepresenteerd. Bij de monitoringspunten worden alle leiding uitgangspunten (leeftijd, materiaal, wanddikte leidingen) en gemeten resultaten samengevat. In de GIS omgeving wordt ook een foto van het meetpunt en een grafiek met gemeten zetting en zettingssnel - heid om een compleet overzicht te geven van de monitoring. In figuur5 is een voorbeeld van de GIS omgeving gepresenteerd. Efficiënt en effectief Voor de projecten KIJK en beheersplan gas - leidingen Noord Zuid-lijn zijn op grote schaal onderzoeken in relatie tot geotechniek en omgevingsbeïnvloeding uitgevoerd voor scha - demonitoring in verschillende fasen van het bouwproces. Voor beide projecten zijn de ver - zamelde gegevens in een database gebundeld en gepresenteerd in een GIS omgeving met feitelijke, afgeleide en geanalyseerde data. Door het efficiënt verzamelen en presenteren van data kan het ontwerpproces of beheer van (leiding) assets effectief doorlopen worden. Figuur 5 - GIS omgeving beheersplan gasleidingen Noord-Zuid lijn GEOTECHNIEKDAG-SPECIAL 2017 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 64 20/11/17 12:26 SPECIAL Van 't Hek Groep: Alles in de grond geotechniek _Dec._2017_v7.indd 15 20/11/17 12:24 16 GEOTECHNIEK - December 2017 De Van ’t Hek Groep is een grote speler in de funderingswereld. Een gesprek met directeur Ruud van ’t Hek en adjunct-directeur Patrick IJnsen. “We zoeken uitdagingen en willen onszelf blijven prikkelen.” Wie in het landelijke gebied in Zuidoostbeemster het gloednieuwe kan - toorpand van de Van ’t Hek Groep betreedt, moet zijn best doen om zich de begintijd van het bedrijf in 1945 voor te stellen. Het pand is niet al - leen architectonisch fraai, maar de grote glazen buitenwanden staan ook symbool voor de bedrijfsﬁlosoﬁe, die zich in één woord laat samen - vatten: transparantie. Transparantie naar de buitenwereld en openheid in de binnenwereld van het bedrijf, waarin de grote open kantoorruim - ten uitstralen dat communicatie en teamwork sleutelbegrippen zijn bij de Van ’t hek Groep. Voor het begin van het bedrijf moeten we ver terug in de tijd, zegt Ruud van ’t Hek. “Net na de oorlog bouwde mijn opa een graafmachine op een oude vrachtauto en ging er in de Beemster mee aan de slag. Hij maakte gronden bouwrijp voor woningen en wegen. Zo is het begonnen. Het bedrijf groeide, maar nadat mijn vader en oom het in de jaren zeventig overnamen, ging het hard. Zij hadden de drive, het ondernemerschap en de ambitie om het bedrijf uit te bouwen. Zij maak - ten ook de keuze om het te specialiseren in heiwerken, damwanden en funderingsconstructies.” Het bedrijf ﬂoreerde en maakte in de jaren tachtig een sprong voorwaarts met een paar overnames. In de jaren ne - gentig stond het in de frontlinie bij de ontwikkeling van het geluidsarm en trillingsvrij indrukken van damwanden. Omdat opdrachtgevers in die tijd ook engineering begonnen te verwachten van funderingsbedrijven, richtte Gebr. van ‘t Hek in 1995 het ingenieursbureau Hektec op. Marktleider Sinds het nieuwe millennium zorgt de derde generatie Van ’t Hek, naast Ruud twee broers van hem en een neef, voor weer een nieuwe dynamiek. “We hadden allemaal altijd al de ambitie om met het bedrijf verder te gaan”, verklaart Ruud de ruime familieaanwezigheid in het bedrijf. Patrick IJnsen is weliswaar geen familie, maar kent Ruud en zijn broers al tientallen jaren. “Ruud en ik zaten samen op de HTS en ik was al bevriend met zijn jongere broer. Tijdens mijn studie had ik een bijbaantje bij Hektec. Na mijn afstuderen in 2000 kon ik er meteen aan de slag. Ik ben er nooit meer weggegaan, omdat ik bij deze hechte club altijd mijn ambitie heb kunnen verwezenlijken.” Het jaar 2000 werd een beginpunt van een nieuwe fase in het bedrijf, want ook Ruud ging in dat jaar erin aan de slag. Door overnames van onder andere De Waalpaal en Kuipers Funderingstechnieken groeide het bedrijf in volume, maar vergrootte het met het uitvoeren van tril - lingsvrije grondverdringende schroefpalen ook de technische moge - lijkheden. Ruud: “We zijn gespecialiseerd in complete bouwkuipen met alle mogelijke paalsystemen. Daarin zijn we de grootste in Nederland. Ook zijn we qua omzet marktleider in de funderingsbranche. Dat is geen doel op zich geweest, maar onze ambitie is ondernemen. We zoe - ken uitdagingen en willen onszelf blijven prikkelen. Het doel is altijd het verbeteren van het bedrijf op een gezonde risicogestuurde manier.” Met die instelling verbaast het niet dat de Van ’t Hek Groep, dat ruim 300 medewerkers telt, ook over de Nederlandse grens kijkt. Het doet dat met de bedrijfspoot Van ’t Hek International, dat gerund wordt door de twee broers van Ruud. Het is het voordeel van een groot bedrijf, zegt hij. “Iedereen kan hier zijn plek vinden, want er is voldoende ruimte om je te ontwikkelen.” Scherpe blik In de zeventien jaar dat Ruud en Patrick bij de Van ’t Hek Groep werken, hebben zij de funderingsbranche enorm zien veranderen. “De relatie met opdrachtgevers is veranderd. Er zijn andere contractvormen en onderbouwingen. Het gaat niet meer alleen om het uitvoeren van fun - deringswerk, maar ook om het engineeren ervan.” Patrick: “Je krijgt geen tekening meer van de opdrachtgever met het verzoek om die uit te voeren, maar hij zegt hoe diep een kelder moet worden en hoe zwaar het gebouw weegt en vraagt om de beste oplossing.” Ruud: “Of hij zegt: ik heb hier een bouwterrein, zorg jij dat je klaar bent met funderen als ik terugkom om te gaan bouwen? Bij het uitvoeren van zulke opdrach - ten hebben we onze werkmaatschappijen keihard nodig.” Patrick: “In deze opdrachten komen we het beste tot ons recht, omdat iedereen zijn steentje eraan bijdraagt. Niemand hoeft toe te kijken.” De verandering van het takenpakket betekent ook een verschuiving in verantwoordelijkheden. Ruud: “We zijn nu vaker ontwerpverantwoor - delijk. Dat is een uitdaging, want we kunnen tien kilometer de lucht in kijken, maar nog geen centimeter in de grond. Dat zorgt dat je met een extra scherpe blik blijft kijken naar wat er gebeurt.” Patrick: “Je moet de risico’s onderkennen. Willen zien wat er zou kunnen gebeuren. En dat bespreekbaar maken en kwantiﬁceren.” Ruud: “We zijn doorlopend met onze mensen in gesprek om risico’s te beperken en onveilige situ - aties te voorkomen.” Geluid Ook de technische mogelijkheden zijn de laatste vijftien jaar enorm toe - genomen. Ruud: “We kunnen nu complete bouwkuipen maken in dicht - bebouwde gebieden, zoals de Amsterdamse Zuidas. Dat danken we aan onze Octicon combipaal. Dat is een achtkantige betonpaal waarmee we in combinatie met het geschroefde systeem ook in zeer gevoelige ge - bieden trillingsvrij kunnen funderen. Ook in de Amsterdamse Houtha - ven hebben we mooie projecten gefundeerd, zoals de 800 meter lange De Van ’t Hek Groep: Alles in de grond Ruud van 't Hek Patrick IJnsen Interview geotechniek _Dec._2017_v7.indd 16 20/11/17 12:24 17 GEOTECHNIEK - December 2017 Spaarndammertunnel, die door het gebied loopt.” De nieuwe mogelijkheden zijn niet alleen ﬁjn voor opdrachtgevers, maar ook voor bewoners in gebieden waar funderingswerk wordt uit - gevoerd, zegt Patrick. “Het publiek is mondiger geworden. In het nieu - we bouwbesluit staat vrij vertaald dat funderen zonder trillingen kan, dus dat de kopjes van tafel schuiven hoeft niet meer geaccepteerd te worden. Ook accepteren bewoners het niet meer als zij ’s ochtends om zeven uur wakker worden van een hoop geluid. Terecht, want het kan anders, dus waarom niet?” To c h b e t e k e n e n d e n i e u w e m o g e l i j k h e d e n n i e t d a t h e t t r a d i t i o n e l e h e i - en verdwijnt, stelt Ruud. “Er zijn nog steeds locaties waar je gewoon traditioneel kunt funderen. Dat zal blijven bestaan.” Hij ziet er nog een reden voor. “Als er heel diep of zwaar gefundeerd moet worden, kan dat niet met trillingsvrije technieken. Dat moet nog steeds met de conven - tionele methode, door palen met een zwaar tril- of heiblok de grond in te slaan.” De grens tot waar er trillingsvrij gefundeerd kan worden, hangt uiter - aard af van het grondproﬁel. Ruud: “In Rotterdam is dertig meter geen probleem. Als het dieper moet, gaat het nog vaak met de conventione - le methode. Maar ook daarin is een ontwikkeling, want palen kunnen steeds dieper de grond in. In Rotterdam is al trillingsvrij op 65 meter gefundeerd. Dat hebben wij nog niet gedaan, maar het is voor ons wel een uitdaging om er ook mee aan de slag te gaan.” Adrenalinekick Door de economische crisis waren de afgelopen jaren voor funde - ringsbedrijven geen feest. Inmiddels is de situatie weer gezonder, zegt Ruud. “Dat komt vooral door een verlaging van het risicoproﬁel. Tijdens de crisis namen we noodgedwongen werk aan waarvan we de risico’s niet precies konden inschatten. Nu kunnen we weer beter praten over de verdeling van de risico’s.” Al gaan bedrijven, de Van ’t Hek Groep niet uitgezonderd, vaak tot het uiterste om werk binnen te halen, stelt hij. “De bouw is een sector met hoge risico’s en lage marges. We zijn allemaal bereid heel diep te gaan voor werk en om ook intern de kaas - schaaf erover te blijven halen. Je wilt gewoon projecten doen, omdat je bevlogen bent van het vak. Je wilt die bouwput maken. En je materieel er neerzetten als een soort vlag op de maan.” De allermooiste vlag was vorig jaar de aanleg van ruim een kilometer damwand in Strand East, een oud industriegebied in Docks Lands in Oost-Londen. “Dat is het grootste project dat we tot nu toe hebben ge - daan. Het bijzondere zat in de combinatie van het ontwerp en de uitvoe - ring in een wereldstad in een land met andere wetten en regelgeving. Doordat onze mensen er anderhalf jaar zaten, ontstond een enorm hecht team. We hebben als bedrijf er enorm veel van geleerd. Over hoe mensen zich ontplooien en wat we als bedrijf aankunnen.” Patrick: “Het was prachtig om te zien hoe onze mensen zich daar ont - wikkelden. Veel van hun hebben er carrière gemaakt om het maar eens zo te zeggen.” Hun antwoord op de vraag of ze zo’n project weer zouden doen, laat zich raden. Ruud: “We weten nu hoe hoog onze lat ligt.” Patrick: “Als de kans zich voordoet, zullen we hem benutten.” Te k s t : J o s v a n d e r B u rg Interview geotechniek _Dec._2017_v7.indd 17 20/11/17 12:24 18 GEOTECHNIEK - December 2017 Het trillingsvrij inschroeven van ca. 350 HEK-buispalen met groutinjectie 457/560 mm in lengtes tot 21,50 m (waaronder in een buitendienststelling) en het heien van 600 prefab betonpalen vierkant 450 mm in lengtes tot 20 m en schoorstanden tot 4:1 in opdracht van Vobi Beton en Waterbouw. De funderingswerkzaamheden zijn o.a. ten behoeve van een combibrug en treinstation bij het nieuwe verkeersknooppunt Bleiswijk-Zoetermeer. In opdracht van Van Hattum en Blankevoort zijn op het Beursplein in Amsterdam tussen de Beurs van Berlage en de Bijenkorf, stalen damwanden met lengtes tot 20 m en HEK-buispalen met groutinjectie 457/560 mm en 558/680 mm tot ca 34 m trillingsvrij geïnstalleerd. Op dit project mochten een beperkt aantal transporten plaatsvinden. Hierdoor zijn alle vrachten van te voren uitgewerkt en zo efﬁciënt mogelijk ingedeeld. Personenauto’s telden ook als transportbewegingen zodat alle collega’s met het OV of met de ﬁets naar het project toe zijn gekomen. Projecten uitgelicht Paalfundering– vervoersknoop Bleizo Ondergrondse fietsenstalling - centrum Amsterdam geotechniek _Dec._2017_v7.indd 18 20/11/17 12:24 19 GEOTECHNIEK - December 2017 Het aanbrengen (trillingsarm en trillingsvrij) van een in 3D uitgewerkte damwandkuip met ca. 250m1 omtrek. Incl. groutankers en het ontwerpen en aanbrengen van een voorgespannen 2-laags stempelframe. Tevens het trillingsvrij installeren van ca. 550 HEK-combipalen met groutinjectie, type Octicon® en het inbrengen van ankerpalen type GEWI. Door Hektec zijn bezwijk en controleproeven uitgevoerd. De bouwkuip is gemaakt in opdracht van Pleijsier Bouw ten behoeve van het nieuwe RAI hotel. De detail engineering van de bouwkuip, zoals stempelframes en funderingsen ankerpalen zijn uitgevoerd door Hektec. In een viertal rakken van de Nieuwegracht worden walmuren, langs de voor Utrecht karakteristieke werfkelders, vervangen en gerenoveerd. Het project wordt uitgevoerd door aannemers combinatie Van Halteren Infra / H. van Steenwijk. Diverse andere bedrijven van de Van’t Hek Groep dragen op dit project een steentje bij. Zo worden door Gebr. van ’t Hek damwanden ingedrukt met een drukmachine die opereert vanaf een speciaal voor dit project door Hektec ontworpen hefponton. Hektec verzorgt verder de omgevingsmonitoring van trillingen, geluid en deformaties. Daarbij worden de deformaties van de werfkelder wanden gemonitord met behulp van permanent opgestelde robotic total stations. Parkeerkelder - Amsterdam-Zuidas Renovatie kademuur - centrum Utrecht geotechniek _Dec._2017_v7.indd 19 20/11/17 12:24 20 GEOTECHNIEK - December 2017 In opdracht van Van Oord zijn alle benodigde funderingswerkzaamheden uitgevoerd om op diverse eilanden insteekhavens in te richten en aanleg - steigers te bouwen. Hierbij is voorgeboord, zijn stalen damwanden ingetrild en prefab betonpalen geheid. Ook zijn diverse (tijdelijke) hulpconstructies aangelegd. Het trillingsarm en trillingsvrij aanbrengen van ruim 1 kilometer stalen damwand inclusief het (sonisch) installeren van de diagonale ankers, het fabriceren en leggen van de prefab betonnen deksloof alsmede het uitvoe - ren van de laswerkzaamheden onder EN 1090. De werkzaamheden zijn uit - gevoerd ten behoeve van een gebiedsontwikkeling in opdracht van Vastint UK. Voor deze grote landtunnel in het nieuw ontwikkelde deel van Amsterdam West heeft Gebr. van ’t Hek meer dan 1600 m stalen damwand aangebracht in lengtes tot 22 m. De tunnel is gefundeerd op 1000 HEK-combipalen met groutinjectie die zijn geïnstalleerd tot NAP – 23,50 m. Linden Staalbouw heeft de bouwkuipen voorzien van meerdere lagen stempelframes die in eigen huis zijn ontworpen door Hektec. Dit project is uitgevoerd in opdracht van Max Bögl. Insteekhaven en aanlegsteigers - Bahamas Kadevernieuwing - Londen Strand East Spaardammertunnel - Amsterdam Houthavens geotechniek _Dec._2017_v7.indd 20 20/11/17 12:25 21 GEOTECHNIEK - December 2017 Werkmaatschappijen: Gebr. van’t Hek Aanbieder van funderingstechnieken voor Bouw en Infra, gespecialiseerd in complete bouwkuipen uitgevoerd met conventionele en trillingsvrije technieken. Een groot scala aan paalsystemen voor alle denkbare toepassingen. Het bedrijf is gevestigd in de Beemster en heeft een staalwerf in Amsterdam. De Waalpaal Gespecialiseerd in trillingsarm en trillingsvrij funderen in beperkte werkruimte. Bij renovatie en funderingsherstel maar ook bij nieuwbouw en in de Industriebouw is De Waalpaal op haar plek. Kuipers Funderingstechnieken Gespecialiseerd in mortelschroefpalen, vibropa - len en prefab betonpalen voor de Woning- en Utiliteitsbouw. Kuipers is gevestigd in Lemmer en bedient van daar uit het hele land. Van Halteren Infra Gespecialiseerd in hoofdaanneming (UAV-gc) van oeverwerken met stalen damwand. Gevestigd in Bunschoten. Linden Staalbouw Het staalconstructiebedrijf van de Van ’t Hek Groep. De constructie werkplaats en het kan - toor van Linden Staalbouw bevinden zich in Purmerend. Hier worden niet alleen funderings - techniek- gerelateerde staalproducten zoals draglineschotten, buispalen, boor en heibuizen, meerpalen en remmingwerken vervaardigd, maar ook machines, stalen spanten, brugdelen en -leuningen etc. voor externe klanten. • Specialistisch (onder)aannemer in funderingstechnieken • Marktleider in Nederland met ruim ! 100 miljoen omzet • Voorop in trillingsvrije en geluidsarme technieken • Familiebedrijf, opgericht in 1945 door Theo van ’t Hek • 300 FTE in vaste dienst • 1.500 bouwprojecten per jaar in uitvoering • Eigen materieelvloot en staalvoorraad • Allround, met een voorliefde voor werken op het water, langs het spoor en in de binnenstad • Gericht op continue ontwikkeling praktisch funderingsmaterieel en nieuwe funderingssystemen • International actief met recent (2016-2017) uitgevoerde projecten in België, Duitsland, Zwitserland, Engeland, Noorwegen, Bulgarije, Egypte, Kenia, Tanzania, Nigeria, Curaçao, Bahamas • VCA**, EN 1090, ISO 9001:2015 Hektec Het ingenieursbureau van de Van’t Hek Groep. Hektec bedient niet alleen de overige bedrijven van de Van ’t Hek Groep met advies, engineering, monitoring en controle voor zowel bouw als werktuigbouwkundige projecten, maar werkt ook voor andere (onder-)aannemers, ingenieursbureaus en overheden. Advies en engineering voor geo- en funderings - techniek , hierbij valt te denken aan het ontwer - pen van: - Bouwkuipen met bijbehorende stempel-, verankerings en hulpconstructies - Funderingsadviezen en detail engineering van allerhande paalsystemen - Inbrengadviezen en predicties voor verschil - lende funderingssystemen Het ontwerp kan worden uitgewerkt in 3D en BIM om zo het inzicht in de constructie en de samenhang met andere bouwdelen te vergroten. Op het gebied van werktuigbouwkunde kan Hektec met behulp van FEM berekeningen machine (onderdelen) in eigen huis ontwerpen. Ook worden stabiliteitsberekeningen voor bestaande en nieuw te bouwen funderingsmachines en drijvend materieel uitgevoerd. Monitoring en Controle - Monitoring van omgevingsbeïnvloeding door trillingen, geluid, deformatie, stof etc. met behulp van de nieuwste meetapparatuur. Ook continue monitoring met behulp van Robotic total stations wordt door Hektec gedaan. - Controle van funderingssystemen door middel van akoestisch doormeten, proefbelastingen op palen en ankers en het controleren van betonkwaliteit wordt door Hektec uitgevoerd. Van’t Hek Groep: Facts & Figures UITGELICHT geotechniek _Dec._2017_v7.indd 21 20/11/17 12:25 geotechniek _Dec._2017_v7.indd 22 20/11/17 12:25

International - Special 19th ICSMGE

8 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 Hydrodynamic pressures When a liquid storage structure is dynamically excited, hydrodynamic pressures occur on walls, bottom and possibly on the roof. This ﬁrst has been elaborated for dams by Westergaard [1]. Later, i.a. Housner [2] has developed similar so - lutions for (rigid) liquid storage tanks in which a distinction is made between impulsive and con - vective pressures. i.a. Veletsos and Yang [3] have introduced a third term which takes into account the ﬂexibility of the structure. These three terms of the total (horizontal) hydrodynamic pressure are explained in equation (1). In the these expressions a cylindrical coordinate system (r,z, θ) is used with the origin at the cen - tre of the tank bottom and the positive z-axis in the direction of the ﬂuid. Rigid and ﬂexible impulsive pressures The impulsive pressure is the result of the ﬂuid mass which moves with the container wall. A distinction is made between the mass that moves with the ground acceleration (rigid) and the mass that moves with the acceleration dif - ference between ground and wall acceleration (ﬂexible). The rigid impulsive pressure distri - bution has the shape of a parabola, the ﬂexible impulsive pressure distribution depends on the mode shapes of the structure. Figure 1 shows normalized impulsive pressure distributions calculated with equation (2) which can be found in EN 1998-4 and [3]. In case of a rigid tank ( ψ(z) = 1), the expression for the ﬂexible impulsive pressure will result in the expressions for rigid impulsive pressure. For liquid storage containers the ratio H/R (ﬂuid height / radius) is the most important geometri - cal parameter that determines the seismic load level. This is because the opposing walls inﬂu - ence each other. In the case of navigation locks and dams it can be shown that when the cham - ber or reservoir length is more than 4 times the water depth, the pressure is independent of the geometry besides the water depth [1,6]. Convective pressures The convective pressure results from the slos - hing of the ﬂuid in standing waves. Figure 2 shows the pressure distribution over the height of the container which is calculated according to equation (3). Because the fundamental eigen-period of the convective mass is in most cases for ground- supported structures much larger than the fun - Added value of advanced methods for seismic veriﬁcation of existing vertical cylindrical liquid storage tanks and their foundations F. Besseling MSc Team leader Earthquake engineering & Structural dynamics at Witteveen+Bos M. Versluis MSc Structural engineer Hydraulic structures at Witteveen+Bos A. Bougioukos MSc Structural engineer Earthquake engi - neering & Structural dynamics at Witteveen+Bos (1) (2) (3) geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 8 26/07/17 11:18 9 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 damental eigen-period of the impulsive mass, dynamic coupling between the modes can be neglected. In literature the convective pressure is therefore calculated based on the geometry (H/R) and independent of the ﬂexibility of the ﬂuid container. In case of elevated tanks the fun - damental periods can be much closer to each other and dynamic coupling can only be disre - garded if the fundamental periods are at least a factor 2.5 separated [7]. For ground-suppor - ted tanks of common H/R ratios the convective pressure contributions from higher order modes are negligible and can be sufﬁced with conside - ring only the fundamental convective mode. The eigen-periods follow equation 4. (4) The compressibility of the ﬂuid can also result in hydrodynamic pressures, but this is mainly relevant for high head dams and not for liquid storage tanks of common dimensions [1,6]. The resultant of the hydrodynamic pressure on the walls and tank bottom causes an overturning moment and a base shear. It is important to realize that the vertical ex - citation of the earthquake also causes hydro - dynamic pressures. Although these are axi- symmetric (and therefore do not result in an overturning moment), they cause an increase/ decrease of the total internal pressure. Be - cause the internal pressures inﬂuences the buckling resistance in steel tanks, the vertical excitation direction should be included in the analysis. Failure mechanisms The following sections describe some of the most critical failure modes observed for liquid storage tanks subjected to earthquake moti - ons. It is not intended to provide a complete list of possible failure modes here. Instead, we ad - dress some failure modes of speciﬁc interest in relation to analysis methods described in other sections of this paper. Overturning In case of horizontal earthquake excitation, mass inertia of the tank structure and the li - quid product of hydrodynamic pressures result in global overturning. Anchored and unancho - red tanks can be distinguished. For anchored tanks specific anchor elements mount the tank superstructure to the foundation. These anchors should be designed to resist overtur - ning action. For unanchored tanks overturning stability is provided by the weight of the fluid on the bottom plate and more specifically on the annular ring. This annular ring is a streng - thened ring plate that should have sufficient width to accommodate plastic rotations and li - mit uplift of the tank. Post earthquake obser - vations of tank failures in some cases shown poor performance for tanks without a properly designed or constructed annular ring configu - ration. Moreover, meridional (axial) compres - sion stresses at the compressed side of unan - chored tanks increase in case of uplift at the tension side. This should be accounted for in the design. Earthquakes cause (hydro)dynamic actions on (steel) liquid storage tanks. In static conditions the tank shell of a vertical cylindrical liquid storage tank is mainly subjected to circumferential (ring) forces. Earth - quake excitation results an additional horizontal load component to the tank structure, disturbing the axi-symmetric stress state. This can cause damage if tanks are not properly designed for this speciﬁc type of load. Designs of new to be built tanks are often easily adjusted at some spe - ciﬁc aspects in order to increase seismic resistance. Typically, simpli - ﬁed design codes that cover these important structural aspects are used for design. More advanced veriﬁcation/design analysis speciﬁcally have signiﬁcant added value for existing storage tanks not designed to resist seismic loads or for design optimizations in general. This paper focuses on these advanced seismic veriﬁcation methods and relates them to the behaviour of tanks under seismic response and relevant failure mecha - nisms. In addition this paper focuses on speciﬁc issues that are relevant in relation to seismic design of tank foundations and liquefaction ha - zard and soil-structure interaction effects. Special focus is put on the shortcomings and limitations of simpliﬁed methods and the beneﬁts that more advanced additional veriﬁcations can have for clients that develop or exploit tank storage facilities. Abstract Figure 1 - Horizontal impulsive pressure distributions on tank wall for H/R = 0.8 and θ = 0 Figure 2 - Convective impulsive pressure distributions on tank wall for H/R = 0.8 and θ = 0 geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 9 26/07/17 11:18 10 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 Shell buckling Overturning moment action results in increa - sing meridional membrane stresses. Two main dominant failure mechanisms can be observed, namely the elastic shell buckling (diamond sha - pe buckling mode) and the elastic-plastic shell buckling (elephant’s foot buckling shape). In addition, in the area of the shell perpendicular to the direction of loading, shear buckling can occur. The three shell buckling modes are illus - trated by ﬁgure 3. The internal hydrostatic and hydrodynamic pressures form an important parameter for shell buckling behaviour. Compared to empty tanks, increasing internal ﬂuid pressure initially stabilizes the tank shell. However, with increa - sing internal pressure at some point the thres - hold level of allowable meridional stress drops rapidly as the hoop stress reaches the Von Mi - ses yield stress. This is illustrated by ﬁgure 4, in which the horizontal axis shows a dimensionless coefﬁcient of internal pressure (hoop stress ver - sus yield stress) and the vertical axis shows the elastic αxpe and elastic-plastic αxpp pressurized reduction factors from EN 1993-1-6. The same principle holds for shear buckling. In - ternal pressures stabilizes the shell and when the hoop stress is 30% of the yield stress or larger, shear buckling does not occur [8]. In practice this means that lower shell courses of ﬁlled tanks are generally not susceptible to shear buckling tanks. Annular ring failure The annular ring forms a strengthened segment of the bottom plate of a tank. Other portions of the bottom plate are typically constructed of steel plates with less thickness and lower weld capacities. Any plastic rotations should concen - trate in the annular ring in order to prevent fai - lures due to insufﬁcient rotation capacity of the bottom plate. The width and welding detailing of the annular ring therefore are essential for the seismic resistance of unanchored tanks. Foundation failure Seismic foundation failure of storage tanks on shallow pad or plate foundations can relate to overturning resistance, liquefaction effects, or a combination of both. When during a design phase of a tank facility potentially liqueﬁable deposits are encountered, often piled foundati - ons are constructed or liquefaction mitigation measures are taken during construction (e.g. dynamic compaction or stone columns). Howe - ver, these measures have high consequences in terms of costs and impact on operations for existing tanks that would need measures to achieve sufﬁcient safety against liquefaction. In this perspective detailed investigation of tank foundation stability in relation to liquefaction is worthwhile. Analysis and design methods Simpliﬁed methods In Europe, the Eurocodes EN 1993-4-2 and EN 1998-4 are the main standards available for the (seismic) design and veriﬁcation of liquid stora - ge tanks. Speciﬁc rules for design and manufac - Figure 3 - Typical buckling modes of tank a) Elastic local buckling due to Livermore earthquake, 1979 b) Elastic-plastic local buckling (elephant-foot) due to the San Fernando earthquake, 1971 c) Shear buckling due to Livermore earthquake, 1979 Photo: J. Skogh (a,c) / http://shellbuckling.com/ (a,b,c) Figure 4 - Schematic inﬂuence of tensile hoop stress on the meridional buckling stress [9] geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 10 26/07/17 11:18 11 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 ADDED VALUE OF ADVANCED METHODS FOR SEISMIC VERIFICATION OF EXISTING VERTICAL CYLINDRICAL LIQUID STORAGE TANKS AND THEIR FOUNDATIONS turing of welded steel vertical cylindrical tanks can be found in EN 14015. In addition, buckling of steel shell structures is covered by EN 1993- 1-6. Annex A of EN 1998-4 and annex G of EN 14015 (based on the American API 650) give recom - mendations and design graphs/tables to cal - culate the overturning moment and base shear force with a simple, quasi-static approach of a MDOF system. Based on the H/R ratio, the im - pulsive and convective modal masses, as well as their acting heights, can be calculated. The sum of the impulsive and convective mass is the total ﬂuid mass. The spectral acceleration of these modes follows from the response spectrum or - dinates at the calculated periods. With this simpliﬁed method no distinction is made between the rigid and ﬂexible impulsive mass. Instead, it is assumed that all impulsive mass acts rigid (the parabolic shape), but with the spectral acceleration corresponding to the fundamental eigen-period of the combined tank-ﬂuid system instead of the ground accele - ration. For the considered tanks (0,5 < H/R < 1,0), the resulting base shear and overturning moment from this simpliﬁed method match quite well with the results obtained with a modal analysis where each of the three hydrodynamic compo - nents are summed up. The same conclusion is drawn in [5], which also gives an elaborate ex - planation about these simpliﬁed methods. There are also drawbacks of these preliminary design methods: • The simpliﬁed methods do not always inclu - de the seismic vertically induced pressure, which inﬂuences buckling veriﬁcations for steel tanks; • Shear buckling of steel tanks is not dis - cussed; • Inﬂuence of soil-structure interaction is usually not taken into account; • Although the overall overturning moment may be correct, the ﬂexibility of the tank wall can cause higher pressure at the top shell courses compared to an assumed rigid pres - sure distribution (as shown in ﬁgure 1). De - signing the wall thickness of the upper shell courses with respect to earthquakes propor - tional to the lower shell course thickness and hydrostatic pressure, as mentioned in annex G4.4 of EN 14015, should therefore be treated with caution. Modal analysis and FSI effects Besides the simpliﬁed method, also a FEM mo - dal analysis can be performed, which can be incorporated in more elaborate evaluation me - thods like prescribed by EN 1998-4. This part of Eurocode series addresses coupling between hydrodynamic pressure distributions, eigen-pe - riods and mode shapes. Considering FEM modal analysis, two methods can be identiﬁed: • Using added ﬂuid mass in a structural model for eigen-value analysis. • Using a full ﬂuid-structure interaction (FSI) model for eigen-value analysis. In the ﬁrst method the following steps need to be performed: 1. Assume a mode shape for the tank walls; 2. Calculate the added mass distribution accor - ding to e.g. Veletsos and Yang [3]; 3. Include this added mass with the structural FEM model and perform modal analysis. 4. Extract the mode shape and repeat steps 2 through 4 until convergence is reached. The above procedure can be performed with most FEM software packages. Figure 5 shows the fundamental mode shape for the tank-ﬂuid system. The second method approaches the problem by analysing the coupled system of the ﬂuid and the structure; the so-called ﬂuid-structure interaction. The problem is solved through the ﬁnite element method in which three types of elements are considered simultaneously; the structure, the ﬂuid and the interface elements. In the structure, the discretization is given in the following form: (5) where MS, CS, and KS are the mass, the dam - ping and the stiffness matrices of the structure respectively, whereas u is the unknown displa - cement of the structure. The vector f I represents the interface forces due to interaction between the solid and the ﬂuid, while the vector fSext represents the external load which acts on the structure. In the case of the ﬂuid, the unknown quantity is the pressure variable p and the interface forces are considered for the coupling with the struc - ture. At the interface (with the structure) boundary of the ﬂuid the following equation holds: (6) where, ρF is the ﬂuid density and nF the out - ward normal to the ﬂuid domain. Considering continuity between the normal displacements of the ﬂuid and the structure with the condition üF = ü s, the last equation (6) becomes: (7) The discretization in the ﬂuid is given in the fol - lowing form: (8) Taking into account that in the element level the Figure 5 - Fundamental mode of tank-ﬂuid system geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 11 26/07/17 11:18 12 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 contributions of the interface force is fIe=-ReT pe and rIe=ρF Re üe, the coupled system of equati - ons can be obtained: This system can be solved either in the frequen - cy or in the time domain depending on the type of the external force. Subsequently, an eigen- value analysis is performed in order to identify the dominant eigen-modes. Modal analysis and SSI effects Codes and guidelines for seismic design diffe - rentiate two main categories of soil-structure interaction (SSI) effects, being inertial and kine - matic interaction. For vertical cylindrical steel storage tanks, inertial interaction is most im - portant. The non-rigid based condition for tanks on shallow foundation introduces an additional degree of freedom in the system which results in an increase of the fundamental period and a potential increase of system damping. The change in system conﬁguration can be visuali - zed by considering the equivalent mechanical spring model of the tank with a rigid foundati - on on top of an another equivalent mechanical spring-dashpot model of the soil consisting out of translation and rocking springs and dashpots (illustrated by ﬁgure 7). Aiming at correct prediction of period elongation and increased damping the main challenge is to properly quantify the SSI springs and dash - pots. Design codes and guidelines typically spe - cify SSI coefﬁcients as function of foundation ra - dius, soil shear modulus and soil Poisson’s ratio, with a frequency dependent multiplier [10]. Alt - hough this concept may appear quite simple and straightforward, the actual implementation has a few complicating facets. First of all, there may be a scale effect for moderate to large storage tanks on grade. Moreover, rigid slab assumption is not valid for unanchored tanks or tanks on pad foun - dation which have a relatively ﬂexible bottom con - ﬁguration. Rigid global rocking behaviour of the tank-foundation pad therefore can be unrealistic. Moreover, the simpliﬁed expressions include a single soil shear modulus, for which a constant value is assumed following perfect homogeneous half space conditions. In reality for layered soils shear modulus is not constant and moreover ef - fective shear modulus due to modulus reduction is shear strain dependent and therefore seismic load dependent. The latter implies a non-con - stant shear modulus over the time frame of an earthquake and a varying effective shear modu - lus among different zones below and adjacent to the tank. In order to address these issues a combined approach is suggested in which code based expressions supplemented with ﬁnite element analysis from the basis of determination of SSI effects. An example for a 60 m diameter tank on layered alluvial deposits is shown below. The ﬁrst ﬁgure illustrates measure shear wave velo - city V s (SCPTU) and correlated (from CPT) V s and small-strain shear modulus G 0 depth proﬁles. This information forms the basis for prediction of SSI constants with code based expressions. It can be read that within the inﬂuence depth of the tank the effective equivalent small strain shear modulus is approximately 75 MPa in this case. Figure 6 - left: modelling of ﬂuid-structure interface elements; right: modelling of boundary condition at the surface of the ﬂuid (potential head). Figure 7 - Mechanical model SSI principle. (9) geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 12 26/07/17 11:18 13 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 Subsequently, ﬁgure 9 shows vertical deforma - tion contours of a tank axi-symmetric model due to a 10% foundation load increase and similarly deformation contours for the tank subject to overturning loading. From these FEM calcula - tions the effective global SSI behaviour can be better understood and static SSI constants can be derived. In this speciﬁc case it turned out that the code based formula needed adjusted input values in order to match both horizontal, vertical and rocking response stiffness. With the reported SSI constants the fundamental period of the system for the speciﬁc tank under consideration in this example elongated from ap - proximately 0.37 s to 0.46 s. Linear bifurcation analysis In order to determine the local buckling resis - tance of the shell several types of analyses can be performed, ranging from purely linear ana - lytical expressions (LA stress design) up to full geometrically and physically non-linear analysis with imperfections (GMNIA). Another linear me - thod is the FEM linear bifurcation analysis (LBA), which basically ﬁnds the critical Euler buck - ling force (lowest eigen-value) for the speciﬁc shell. In order to ﬁnd the characteristic buck - ling stress, the knockdown factor from stress design are applied to the elastic buckling stress from the LBA. These knockdown factors include non-linear effects like imperfections and plasti - city. Beneﬁts of a LBA are that the elastic buck - ling stress of a speciﬁc structure can be found, including boundary conditions (e.g. stiffening girders), varying diameter/thickness ratios or asymmetric (hydrodynamic) loading. But also for more standard tanks a higher critical buck - ling stress can be found compared to the clas - sical expression: (10) The eigen-values are dependent of the internal pressure and thus on hydrodynamic loading. Figure 10 shows the ﬁrst relevant eigen-value for shell buckling for a 60 m diameter tank at a maximum hoop stress of 69% of the yield stress. Based on LBA it was substantiated that the ac - tual critical buckling stress of the speciﬁc tank is about 20% higher compared to the basic idea - lized solutions following from LA stress design. Pushover analysis The basic method for performing post-elastic seismic analysis of structural capacity is a non- linear pushover analysis (NLPO). By increasing a load factor on the impulsive load the pusho - ver curve can be calculated. This method can also be used for storage tanks to substantiate the sequencing of the relevant failure modes for a tank. Relevant nonlinearities for unanchored steel vertical cylindrical liquid storage tanks are: • Foundation overturning and sliding bearing capacities; • Uplift (compression-only spring supports); • Plastic material behaviour such that plastic hinges can occur; • Local buckling of the shell. One may differentiate ductile mechanism non - linearities from non-ductile (or brittle) mecha - Figure 8 - Example of SCPT measured Vs-depth proﬁle and Vs- depth and G0-depth proﬁles form CPT + correlations Figure 9 - Vertical deformation contours for a tank subject to seismic differential foundation pressures (left: vertical motion; right: is rocking motion) ADDED VALUE OF ADVANCED METHODS FOR SEISMIC VERIFICATION OF EXISTING VERTICAL CYLINDRICAL LIQUID STORAGE TANKS AND THEIR FOUNDATIONS geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 13 26/07/17 11:18 14 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 nism nonlinearities. Ductile mechanisms, like uplift and - to some extend - plastic material behaviour, limit the seismic capacity but ac - commodate nonlinear response can be obeyed to design a tank structure for lower demand spectra. Pushover response spectrum analy - sis is the tool used for this purpose. As a ﬁrst step, a nonlinear numerical model of the tank structure is developed. Then a unit load vector representing the impulsive pressure compo - nent is calculated. This unit load vector subse - quently is applied to the nonlinear numerical model of the tank by gradually increasing its amplitude by scaling the load vector with some scalar. The pushover load range needs to ex - tend well beyond the design seismic demand. The nonlinear pushover curve that is calcula - ted from this analysis then can be coupled in an acceleration-displacement response spectrum (ADRS) framework to the seismic demand and equivalent nonlinear system damping as illus - trated by ﬁgure 11. Seismic design of tank foundations Tank shallow foundations are characterized by large differential stress levels below and next to the tank. As a result, the zone just next to the tank foundation edge shows high initial static shear stress levels in the soil. Depending on the relative density of the soil this can increase or decrease signiﬁcantly the liquefaction trig - gering potential of the soil. This is illustrated by ﬁgure 12, where on the left hand side shows the static shear stress coefﬁcient for cyclic stress liquefaction triggering analysis according to [11] and on the right hand side shows the im - pact for a speciﬁc tank conﬁguration in terms of calculated excess pore pressure ratio. A three-step approach is used to evaluate the seismic tank foundation integrity including li - quefaction potential. The ﬁrst step follows from the evaluation of hydrodynamic pressures and global overturning response of the tank, based on which the seismic foundation loads can be calculated. Secondly, empirical methods that predict liquefaction triggering potential predict the level of potential excess pore pressure ge - neration as a function of seismic hazard, ground characteristic and tank conﬁguration (e.g. [11]). In these assessments both effects of increased isotropic stress states below the tank and high shear stress zones next to the tank are accoun - ted for. Then as a ﬁnal step, a 3D ﬁnite element model including tank superstructure, pad foun - dation and soil stratigraphy is developed. In the layered soil stratigraphy liquefaction effects can be accounted for by explicit modelling of excess pore pressure generation or by means of equi - valent reduction of effective friction angle. With this model the (reduced) seismic tank founda - tion stability can be assessed. This three-step approach overcomes the need for an effective stress time-dependent ﬁnite element model to evaluate liquefaction risks. Although such effective stress models are no - wadays rapidly being developed we note here that their implementation currently needs really extensive calibration. One of the reasons for this statement is the impact of initial stress state, which can severely corrupt the numerical per - formance of such constitutive models [12]. Conclusions and recommendations The present paper illustrates the added value of integration of simpliﬁed and advanced techni - ques and methods for seismic design/veriﬁca - tion of liquid storage tanks. Although simpliﬁed code based methods are able to capture the main elements important in seismic response and seismic resistant design, we observe that advanced analysis give much more insight and can be very helpful for improved evaluations. This is of speciﬁc interest for tanks not speci - ﬁcally designed for seismic action or tanks in areas subject to changes in seismic code regu - lations. Integrating advanced techniques in the veriﬁcation procedure in this case enhances the quality of veriﬁcations, gives a more complete assessment of potentially critical elements and helps to optimize the design of any required seismic retroﬁtting. References [1]. Westergaard, H.M., ‘Water Pressures on Dams During Earthquakes’, Transactions, Figure 10 - Eigen-vector from LBA for a 60 m diameter tank . Figure 11 - Pushover response spectrum analysis result in ADRS format. geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 14 26/07/17 11:18 15 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 American Society of Civil Engineers 98 (1933), nr. 1835, New York (USA), p. 418- 472. [2]. Housner, G.W., ‘Earthquake Pressures on Fluid Containers’, Eight Technical Report under Ofﬁce of Naval Research, California Institute of Technology, Pasadena (USA) 1954. [3]. Veletsos, A.S., Yang, J.Y., ‘Dynamics of Fixed-Base Liquid-storage Tanks’, Pro - ceedings of U.S.-Japan Seminar on Earth - quake Engineering Research with Empha - sis on Lifeline Systems, Tokyo (JP) 1976, p. 317-341. [4]. Scharf, K., ‘Beiträge zur Erfassung des Verhaltens von erdbebenerregten, oberir - dischen Tankbauwerken’, Fortschritt-Be - richte VDI, Reihe 4. Bauingenieurwesen, nr. 97 (1990), VDI Verlag, Düsseldorf (D). [5]. Malhotra, P.K., Wenk, T., Wieland, M., ‘Simple Procedure for Seismic Analysis of Liquid- Storage Tanks’, Structural En - gineering International 10 (2000), nr. 3, p. 197-201(5). [6]. Versluis, M., (2010), Hydrodynamic pressu - res on large lock structures, Master thesis TU Delft and Witteveen+Bos, 2010. [7]. IITK-GSDMA Guideline for Seismic Design of Liquid Storage Tanks - Provisions with Commentary and Explanatory Examples (2007), National Information Center of Ea - rthquake Engineering, Indian Institute of Technology Kanpur. [8]. Design Recommendation for Storage Tanks and Their Supports With Emphasis on Seis - mic Design, Architectural Institute of Japan 2010, Tokyo (JP) 2010. [9]. Rotter, J.M., Schmidt, H., Buckling of Steel Shells - European Design Recommendati - ons, (5th edition), ECCS 125, ECCS, Brussel (BE) 2013. [10]. Gazetas, G., Analysis of Machine Founda - tion Vibrations: State-of-the-Art. Soil Dy - namics and Earthquake Engineering. 1983, 2(1), 2-43. [11]. Idriss, I.M., Boulanger, R.W., Soil liquefac - tion during earthquakes, Monograph EERI MNO-12, Earthquake Engineering Re - search Institute, 2008. [12]. Elsäcker, W.A., Evaluation of seismic in - duced liquefaction and related effects on dynamic behaviour of anchored quay walls - using UBC3D-PLM constitutive model, Master thesis TU Delft and Witteveen+Bos, 2016. Figure 12 - Left: example of static shear stress ratio near a tank foundation; right: corresponding concentrating excess pore pressure ratios calculated based on [11] Figure 13 - Changing foundation failure modes as a result of liquefaction effects (ﬁgure shows shear strain contours plots close to failure) ADDED VALUE OF ADVANCED METHODS FOR SEISMIC VERIFICATION OF EXISTING VERTICAL CYLINDRICAL LIQUID STORAGE TANKS AND THEIR FOUNDATIONS geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 15 26/07/17 11:18 ELGIP vision on reduction of geotechnical uncertainties for infrastructure Joost Breedeveld Deltares Mike Woning Deltares Introduction Transport infrastructure, including connecting hubs that enable intermodal transport, are ei - ther built on or in the subsoil, and often use soil as construction material. Consequently, the subsoil plays a critical role in transport in - frastructure design, construction, maintenance and demolition. However, the natural formation and (sub)base materials that support the actual surface or structure (e.g. tunnel) are often very much overlooked as an important part of the in - frastructure system, as can be seen in ﬁgure 1. With occasionally disastrous consequences… A strong group of 13 European research orga - nisations in geotechnical engineering, the Eu - ropean Large Geotechnical Institutes Platform (ELGIP, see ﬁgure 2), aims to promote the pro - fession internationally and has taken matters in its own hands. With over 2000 of professional staff, its members are committed to show that geotechnical engineering is essential in dea - ling with many pressing societal challenges associated with the built environment including transport infrastructure. ELGIP members representing Norway (Norwe - gian Geotechnical Institute), Sweden (Swedish Geotechnical Institute), the Czech Republic (Technical University of Prague) and the Ne - therlands (Deltares) have formulated a vision document ‘Reduction of geotechnical uncer - tainties for transport infrastructure’. This vi - sion describes the challenges concerning the use and complete life cycle of transport infra - structure, and explains how geotechnical engi - neering plays a prominent role in solving these. The ELGIP vision on future transport infra - structure aims at highly optimized, risk ma - nagement-driven geotechnical (re)design, maintenance and operation. This article will highlight the main components of this vision document. The impact of geotechnical engineering First, two examples of transport infrastructure disasters are given, to underpin the importance of the natural formation and supporting subsoil materials: • On December 6th 2006, during the con - struction of a new part of road E6 in a quick clay area at Munkedal in Sweden, a lands - lide occurred affecting the old road (see ﬁ - gure 3). Several cars were drawn into the landslide. About 500m of road and 200m of the adjacent railway were destroyed. For - tunately, no one died. The costs for recon - struction alone were about !52 million. The landslide occurred due to incorrectly stored masses of subbase materials that triggered the slide [1]. • On March 20th 2012 a retaining structure along motorway A13 in Austria between Innsbruck and Brenner to Schönberg sud - Figure 1 - One solution in “Forever Open Roads” vision by FEHRL Figure 2 - ELGIP (www.elgip.net). 3 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 Abstract Transport infrastructure, including its connecting hubs that enable in - termodal transport, are either built on or in the subsoil, and often use soil as construction material. Consequently, the subsoil plays a critical role in the complete life cycle of transport infrastructure. However, the natural formation and (sub)base materials that support the actual surf - ace or structure are often very much overlooked as an important part of the infrastructure system, with occasionally disastrous consequences. This article summarizes the ELGIP vision on future transport infrastruc - ture which aims at highly optimized, risk management-driven geotech - nical (re)design, construction, maintenance and operation. geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 3 26/07/17 11:18 4 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 denly collapsed. This 40 year old concrete structure was designed according to the standards that had to be met at that time. It was regularly inspected, but failed only weeks after the last inspection (see ﬁgure 4). The retaining wall failed extremely rapid due to a combination of unexpected loading (by water accumulation behind the wall due to exceptionally high snow melt), structural problems and brittle behavior. As a result a truck driver was killed. Also potential risk led to the control of other similar retaining walls, and after the evaluation some parts were reconstructed. To put this in perspective, in the years 2000- 2006 the European Union (EU) invested !859 billion in its transport infrastructure [2], cor - responding to !122 billion annually. Based on collected examples of similar disasters, it seems fair to assume that the failure costs equal at least 10% of the investment costs. Extrapolated to the EU, total failure costs may amount to !12.2 billion. And a conservative es - timation of subsoil-related failures (about 1/3 of total failure costs) then amounts to about !4 billion annually for the EU. Hence, geotechnical engineering plays an im - portant role in one of the greatest challenges of modern society: continuing to provide a safe, secure, efﬁcient and affordable transportation network for people and goods. The resulting (geo)technical challenge is twofold: 1. New transport infrastructure and hubs need to be built in a more resilient, more durable and more affordable manner; 2. Existing transport infrastructure need to be maintained, retroﬁtted and repurposed to meet societal demands. Policy challenges As mentioned in policy documents from the Eu - ropean Commission (EC), transport is a key fac - tor in modern economies [3]. Infrastructure is essential for the European quality of life, see ﬁ - gure 5, and vital for the EU’s competitiveness [4]. The required infrastructure network enables links between the different stages of produc - tion chains and allows service industries to re - ach their clients. Moreover, mobility is a signi - ﬁcant employer in its own right. According to EC policy documents challenges for transport networks focus on the availabi - lity, affordability and sustainability of the infra - structure. An inﬁnitely available infrastructure network The 2001 EU Transport White Paper [3] also ad - dresses the permanent contradiction between society demanding ever more mobility, and pu - blic opinion becoming increasingly intolerant of chronic delays and poor quality transport servi - ces. When transport systems are efﬁcient, they provide economic and social opportunities: e.g. better accessibility to markets, employment and additional investments. Conversely, when transport systems are deﬁcient in terms of ca - pacity or reliability (and thus not available), they can have an economic cost such as reduced or missed opportunities and lower quality of life. Figure 3 - Road damaged by landslide at E6, Munkedal, Sweden Figure 4 - Schematics of retaining wall (a) and scene of failure (b) Source: SGI. geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 4 26/07/17 11:18 5 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 ELGIP VISION ON REDUCTION OF GEOTECHNICAL UNCERTAINTIES FOR INFRASTRUCTURE In that respect congestion is a major concern. Research has shown that in Utrecht, Manches - ter and Paris drivers spend more than 70 hours per year in road trafﬁc jams [5]. And congestion costs Europe about 1% of gross domestic pro - duct (GDP) every year [6], which represented approximately !14.5 trillion in 2015 [7]. Unequal development of transport infrastruc - ture between neighboring regions also has a negative inﬂuence on their interconnectivity. For example the Trans-European Transport Networks (TEN-T), which represent 800 km of key European corridors, have 9 north-south connections linking the continent, but only 4 east-west ones. And knowing that building a motorway, from planning to construction, can take up to 20 years, improvements of in - frastructure networks have to be planned far ahead. With regard to infrastructure planning, in 2006 a list of EC policy actions [8] addressed the need to ensure a balanced approach to land-use planning. By decreasing uncertainties in the natural forma - tion and of subsoil materials through innovations in geotechnical engineering, signiﬁcant gains may be achieved for infrastructure availability. Better understanding of local subsoil behavior and soil-structure interaction enable more efﬁ - cient and timely maintenance strategies and less disruptive maintenance techniques. Moreover, improvements in geotechnical risk management and monitoring, also during the infrastructure’s lifetime, will lead to less conservative observati - on-based design and construction. An affordable infrastructure network A well-performing transport network requires substantial resources. In 2011 the cost of EU infrastructure development to match transport demand has been estimated [9] at over !1.5 trillion for 2010-2030. And the completion of the TEN-T network (see ﬁgure 6) would require about !550 billion by 2020. Obviously, there is an increased pressure on public resources for infrastructure funding. User pay for the transport infrastructure net - work. However, not all costs related to the net - work are fully covered by the individual transport users (e.g. congestion, environmental damage and accidents). And the degree to which infra - structure costs are covered varies signiﬁcantly both within and across modes. New approaches to funding and pricing of transport is required that reﬂect all costs of infrastructure. The af - fordability of transport infrastructure is clearly Figure 5 - Infrastructure shapes mobility. Figure 6 - Tr a n s - E u ro p e a n Tr a n s p o r t N et w o r k ( T E N - T ) . Source: Chennai sustainable transportation network geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 5 26/07/17 11:18 6 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 linked to a reduction of its life cycle costs. This includes extending the life span of existing in - frastructure and increasing its resilience, see ﬁgure 7. Additionally, new infrastructure needs to be steadfast to maintain its long term functi - onality under changing conditions. Knowing that at least one-third of infrastructure failure costs are subsoil-related, geotechni - cal innovations will have a signiﬁcant impact on the affordability of infrastructure. These cover, amongst others, the development of reliable ear - ly warning systems for network parts vulnerable to hazards and methods to assess the condition of existing geotechnical structure (e.g. embank - ments, slopes). A sustainable infrastructure network Preferably, transport infrastructure invest - ments are planned to maximize positive impact on economic growth and minimize negative impact on the environment, see ﬁgure 8. The importance of sustainability is emphasized in Europe2020, the EU’s ten-year growth and jobs strategy launched in 2010. It addresses the shortcomings of our growth model and aims to create the conditions for smart, sustainable and inclusive growth. The Europe2020 Resource-efﬁcient Europe ﬂagship initiative supports the shift towards a resource-efﬁcient, low-carbon economy to achieve sustainable growth. And in alignment with this strategy, the 2011 Transport White Paper of the EC adopted a roadmap of 40 con - crete initiatives for a competitive and resource efﬁcient transport system (e.g. dramatically reducing GHG emissions in transport by 2050). Innovations in geotechnical engineering boost sustainable infrastructure through capacity in - creasement of (existing) transport infrastructure, while at the same time a lower energy demand (during construction), lower raw material inputs and a smaller spatial footprint are required. It enables a sustainable transport infrastructure network that reduces health and safety risks during natural disasters, accidents and unwanted events and supplies (geothermal) energy. What geotechnical engineering has to offer… The ELGIP Vision Document illustrates that in - novations in geotechnical engineering will have a signiﬁcant positive impact on the availability, affordability and sustainability of transport in - frastructure networks. The main difference between subsoil materials (e.g. sand, gravel) and other building materials (i.e. steel, concrete, and to a lesser extent tim - ber) is that subsoil materials are a natural ma - terial with much larger spatial variability, de - termined both by the environment at the time of deposition and the following geological history (see ﬁgure 9). This is accompanied by a much larger variability of subsoil characteristics. As a conservative estimate, earth structures may show uncertainties about 50% in the ﬁnal re - quired speciﬁcations whereas timber, concrete and steel structures show uncertainties in the range of 3-20%. In addition, determination of soil parameters for geotechnical design is inﬂuenced by the type and extent of ground investigations, and the subsequent interpretation made by the geotechnical engineer. This results in a com - plex interaction that makes a reliable choice of geotechnical design parameters challenging. In this context, the geotechnical community currently handles inherent subsoil variability in two ways: • By increasing the extent of ground investi - gations in an attempt to model the subsoil with more detail. • By implementing an (over)-conservative de - sign with the use of safety factors. This may lead to unnecessarily expensive and less sustainable design of geotechnical struc - tures that demand too many natural resources. The ELGIP vision for sustainable, available and affordable transport infrastructure focus - ses, amongst others, on optimal observati - on-based geotechnical design. Leaner, less Figure 7 - Wash-out of road and railway embankment at Ånn, Sweden. Figure 8 - Result of Boston’s Big Dig tunnel project. Source: SGI Source: Boston Globe geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 6 26/07/17 11:18 7 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 ELGIP VISION ON REDUCTION OF GEOTECHNICAL UNCERTAINTIES FOR INFRASTRUCTURE conservative designs would result in substan - tial savings in construction costs and environ - mental impact, without affecting its stability and durability. In addition, the identification, assessment and prioritization of geotechnical risks for existing and newly built infrastruc - ture will help to coordinate and economically apply the resources to minimize, monitor and control potential geotechnical hazards that could affect them. This is known as geotechni - cal risk management. Example The Waardse Alliance (the Netherlands) was related to the construction of part of the Be - tuweroute railway line, in which the subsoil- related risks were fully shared by client and contractor. The client asked for effective and cost-efﬁcient solutions for building in challen - ging soft soil conditions. As part of the project, systematic instrumentation (based on risk ma - nagement) was used for monitoring the con - struction process, aiming at achieving savings and increasing in the efﬁciency of it. The sustainability impact of the project dealt with the optimization of land and resources (i.e. sand) used, resulting in minimized constructi - on time and barriers for the surroundings. The availability impact of the project was reﬂected in the completion of the project within the ex - pected time frame, enabling the operations to start on time. This directly links to the ‘availabi - lity’ ambitions. Due to the innovative approach, a positive ﬁnancial project result of !25 million was achieved. Conclusion The ELGIP vision document shows that the ap - plication of risk management in geotechnical engineering in general, and monitoring or con - tinuous control of subsoil conditions in particu - lar, has great potential in leading to signiﬁcant advantages for our society. Currently, the lack of sufﬁcient research and innovation prevents us from using this potential, gaining the advan - tages for society. Table 1 below shows the ELGIP objectives for the future of highly optimized, risk manage - ment-driven geotechnical (re)design, construc - tion, maintenance and operation for infrastruc - ture networks. Reference [1] “Skadekostnader i byggprocessen– En litte - ratur genomgång”, SGI Varia 642, Linkoping 2012; [2] Steer Davies Gleave, 2009, "Ex Post Evalua - tion of Cohesion Policy Programmes 2000- 2006, Work Package 5A: Transport", First Intermediate Report; [3] COM(2001) 370 ﬁnal, WHITE PAPER EU transport policy for 2010: time to decide, Brussels, 12.9.2001; [4] COM(2008) 433 ﬁnal, Greening Transport, Brussels, 8.7.2008; [5] INRIX European National Trafﬁc Scorecard 2010; [6] Transport 2050: The major challenges, the key measures, EC memo/11/197, Brussels, 28.3.2011; [7] see www.statista.com/statistics/279447/ gross-domestic-product-gdp-in-the-euro - pean-union-eu/; [8] COM(2006) 314 ﬁnal, Keep Europe moving - Mid-term review of the European Commis - sion’s 2001 Transport White Paper, Brus - sels, 22.06.2006; [9] EC calculations based on TENtec Informa - tion System and the Impact Assessment accompanying the White Paper, SEC(2011) 358; Figure 10 - Betuweroute railway line Tabel 1 - ELGIP objectives for future risk management-driven transport infrastructure (re)design, maintenance and operation Indicator Guiding objective Availability Failure frequency, e.g. due to man-made and natural disasters -25% Delay duration due to infrastructure repair, maintenance, reconstruction -25% Fatalities and severe injuries due to man-made and natural disasters -25% Affordability Travel time of persons / goods -20% Total Cost of Ownership -20% Sustainability Land use for infrastructure network -30% Use of raw materials -30% Use of secondary materials +30% Figuur 9 - Variability of soil proﬁles over short distances. Source: Brady & Weil, 2002. geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 7 26/07/17 11:18 16 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 Introduction A vast number of computational methods is being developed to simulate large deformation problems involving soil-water-structure inter - action. Here, the material point method (MPM) is used that was developed to simulate large deformations in history-dependent materials. It combines the advantages of mesh-based and point-based approaches: mesh distortion is eliminated and history is stored in material points. Generally speaking, MPM is an advance - ment of the ﬁnite element method (FEM) where the continuum body is represented by a set of Lagrangian points, so-called material points (MPs). The MPs are moving through an Eulerian background mesh. The MPs carry all physical properties of the continuum such as stresses, strains, density, momentum, material parame - ters and other state parameters, whereas the background mesh is used to solve the balance equations without storing any permanent infor - mation. Additional beneﬁt of MPM is the continuum des - cription of the material for which well-known constitutive relations to describe the material’s stress-strain behaviour can be applied. Further - more, the application of engineering boundary conditions is easily facilitated, i.e. stresses and displacements or their rates can directly be ap - plied on any boundary or material point. Short - comings of MPM are its mesh-dependency which is inherent to any ﬁnite element formulation, computational costs and stability caused by ma - terial points crossing element boundaries. An overview of the historical development and ap - plications of MPM can be found in several con - tributions of the proceedings of the ﬁrst interna - tional conference on the material point method (Procedia Engineering, 2017). They provide a state-of-the-art overview of currently active groups developing MPM and recent advance - ments in applications for geotechnical and hy - draulic engineering. The material point method is implemented into the Anura3D MPM Software of the Anura3D MPM Research Community (www.anura3d.com). This is a collaboration of the Universitat Politècnica de Catalunya (UPC Barcelona), University of Ca - lifornia Berkeley, University of Cambridge UK, Delft University of Technology, Deltares, Univer - sità degli Studi di Padova, Technische Univer - sität Hamburg-Harburg (TUHH) and associated partner Università degli Studi di Salerno. Concept of Material Point Method (MPM) In MPM the computational domain is spatially discretised in two frames. First, the continuum body is divided into a set of material points (MPs). Each MP represents an initially deﬁned volume of the domain with associated mass. One of the basic and most important features of MPM is that the mass of each MP strictly remains constant which implies that mass con - servation is automatically satisﬁed, whilst the volume of the MP can change enabling material compression or extension. The second frame is the computational background mesh which is equivalent to a conventional ﬁnite element mesh. It is constructed to cover the full domain of the problem, i.e. also areas where material is expected to move into during computation. The discretised momentum balance equations are solved at the nodes of this computational mesh, whereas mass conservation and constitutive equations are solved at the MPs. The MPM algorithm for a single calculation step is illustrated in Figure 1. At the beginning of each step, the components of the momentum balance equations are deﬁned by mapping information from the MPs to the nodes of the computational mesh by means of interpolation or shape functi - ons (Fig. 1a). The equations of motion are solved for the primary unknown variables, i.e. the nodal accelerations (Fig. 1b). These nodal values are used to update acceleration, velocity and posi - tion of MPs, as well as to compute strains and stresses at the MPs (Fig. 1c). The assignment of MPs to elements is updated after mesh adjust - ment (Fig. 1d). For technical details the reader is referred to e.g. Rohe & Martinelli (2017). Soil, in general, is a mixture of three constitu - ents (solid, liquid and gas) which interact with each other determining the mechanical and hy - draulic response of the material. However, ta - king rigorously into account these interactions Material Point Method and Applications in Geotechnical Engineering Alexander Rohe Deltares Mario Martinelli Deltares Figure 1 - Computational scheme of MPM. Adapted from MPM Research Community, 2017 geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 16 26/07/17 11:18 17 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 Abstract The concept of the material point method (MPM) is brieﬂy introduced for the numerical modelling of large deformations and soil-water-structure interaction for applications in geotechnical and hydraulic engineering. The formulation of MPM for a fully-coupled two-phase porous material in con - tact and interaction with free surface water is used. The concept of multi - ple sets of material points is introduced which enables modelling of free surface water, groundwater ﬂow, liquefaction and erosion problems. The numerical framework is implemented in the Anura3D MPM Software. Two application examples are presented, i.e. slope failure due to inﬁltration and due to seepage ﬂow. may be in many cases unnecessarily complica - ted, computationally expensive, and even un - feasible for engineering applications. In Figure 2 the concept of multiple constituents as used in the MPM formulation of Anura3D is shown. The rows represent the number of phases of the continuum, the columns represent the number of material point sets to describe each phase. The grey shaded combinations are currently available in the MPM implementation of Anu - ra3D and are described below. Modelling of dry soil, pure liquid and saturated soil in drained and undrained conditions are the ﬁelds of applicability of the 1-phase 1-point for - mulation. In this case only one set of material points is needed to carry all required informa - tion of the material. Typical applications are undrained slope failure, collapse of dry granu - lar materials, silo discharge problems, water reservoirs, shallow foundations in undrained conditions, undrained cone penetration tests (CPTs) and submerged slope failure in highly permeable sandy soils. The full formulation of the 1-phase 1-point approach can be found in e.g. MPM Research Community (2017). In the 2-phase 1-point approach each material point describes a representative volume ele - ment of fully saturated soil, carrying the infor - mation of both phases, liquid and solid together. While the material points are attached to the solid skeleton giving a Lagrangian description of its movement, an Eulerian approach with res - pect to the solid represents the motion of the liquid phase. Typical applications are consolida - tion, pile installation (jacking, driving, vibrating) with generation and dissipation of excess pore pressures, CPTs in partially drained conditions and failure of saturated slopes due to inﬁltra - tion or loading. A full formulation of the 2-phase 1-point approach can be found in MPM Research Community (2017). In the 3-phase 1-point approach, the soil is un - derstood as a material composed of three dis - tinct constituents, i.e. solid, liquid and gas. The solid phase constitutes the soil skeleton of the media while liquid and gas phases ﬁll the voids. All phases are combined in a single material point and balance and momentum equations are formulated and numerically solved as above. No independent motion of the water and air is ex - pected in the applications envisaged. Typical ap - plications are rainfall and drought effects in slo - pe failure and collapse analyses for unsaturated soils, collapse behaviour of low-density soils and unrestrained swelling of expansive clays. The full formulation of the 3-phase 1-point ap - proach can be found in Yerro et al. (2015). In the 2-phase 2-point approach the solid-liquid mixture is modelled using two distinct sets of Figure 2 - Concept of multiple constituents in MPM approaches depending on number of phases and number of material point sets as used in Anura3D. Figure 3 - Example of the 2-point MPM schematisation of a partly saturated slope in contact and interaction with free surface water. Adapted from Yerro et al., 2015 Adapted from Martinelli, 2016 geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 17 26/07/17 11:18 18 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 material points, one for each constituent res - pectively. Figure 3 shows an example of a slope which is characterised by two materials: soil (dry and saturated parts) and free surface water. The soil is a porous material composed of two constituents, the solid skeleton and groundwa - ter respectively, whereas the free surface water is a pure liquid. In general, the water can ﬂow out of the soil body into the water reservoir or vice-versa, and interacts with the solid skeleton through drag forces. The soil can behave as a so - lid porous material with liquid in its pores (solid- like response) or as a liqueﬁed material in which soil grains ﬂoat in the liquid (liquid-like res - ponse). The material can also change between these states. Application examples are transient seepage ﬂow through a porous material or the free-fall of a poro-elastic body under water (e.g. dropping of geocontainers). Advanced examples involving state transition are the free-fall of a coarse-grained soil under water, collapse of a submerged sand column (liquefaction and bre - aching), collapse of a slope due to seepage ﬂow with subsequent sediment transport, internal instability (suffusion), piping, erosion problems, slurry and debris ﬂows including separation. The full formulation of the 2-phase 2-point ap - proach can be found in Martinelli (2016). Application 1: Slope failure due to inﬁltration The 2-phase 1-point formulation is used to analyse the failure of a slope due to water in - ﬁltration below the dike. The Selborne slope failure experiment (Cooper, 1998) is simulated in which progressive failure in overconsolidated clays was investigated in nearly fully saturated conditions. The instability process is illustrated in Figure 4. The evolution of equivalent plastic strain and excess pore water pressures is shown at ﬁve normalised times t*=t/T failure . Note that the plastic shear strain scale varies in order to capture the results properly. The calculated total displacements and velocity of four points along the slope are shown. The progressive nature of the slope failure can be observed. The slope remains stable until t*=1. When the failure mechanism develops those material points located above the shear band (1, 2, 3) accelerate quickly and a peak ve - locity is attained at t*=1.1. At t*=1.2 the slope tends to stabilise. Point 4 remains motionless and point 3 at the toe moves only a small dis - tance. The development of failure starting at the toe and crest of the slope, geometry of the failure surface, measured displacements of the slope and the time history of pore pres - sures are successfully simulated using the 2-phase 1-point MPM formulation in Anura3D. It is shown that MPM can adequately simulate the problem, and results compare well with ﬁeld measurements of the Selborne experi - ment. Further details can be found in Soga et al. (2016). Application 2: Slope failure due to seepage ﬂow The 2-phase 2-point formulation is used to analyse the failure of a dike slope due to seepa - ge ﬂow. During the calculation the water head in the upstream reservoir (left) drops and wa - ter ﬂows through the slope towards the down - stream reservoir. Figure 5 shows the soil poro - sity at the location of the solid material points together with the position of the liquid material points at four time steps. The porosity varies between 40% (initial value) and 100% (pure wa - ter) but is only shown in the range below the maximum soil porosity of 52%. During the si - mulation the pore pressure at the toe increases and the drag forces by the ﬂowing water move the solid material points rightwards. Plastic shear strains are induced in the soil and the po - rosity increases accordingly, which is due to the positive dilatancy angle assumed in the elasto- plastic Mohr-Coulomb soil constitutive model. Figure 4 - Anura3D results for modelling slope failure due to inﬁltration. Evolution of a) equivalent plastic shear strain; b) excess pore water pressures [kPa ]; for time t* in whole slope. Evolution of c) total displacements [m]; d) velocity [m/s]; in four points of the slope. Adapted from Soga et al., 2016 geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 18 26/07/17 11:18 19 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 At the beginning (t=6s), the porosity increases only at the toe whereas, as the simulation pro - ceeds (t=8s), the change in porosity propagates also along the shear plane. At the toe the poro - sity increases until it exceeds the limit porosity and ﬂuidises. As the time progresses (t=14s), the ﬂuidised zone increases, moving upwards towards the crest, and the ﬂuidised material lo - cated at the toe is moving into the downstream reservoir. A large increase in porosity is also ob - served along the failure surface (t=23s), where some solid material points exhibit a ﬂuid-like behaviour. This evidence is related to the basic constitutive model which has a constant dila - tancy angle independent of the plastic strains. Therefore, along the failure surface where most of the shear strains are concentrated, the res - ponse of the constitutive model produces a progressive increase in volume which leads to ﬂuidisation of the soil. In future analyses a more advanced critical state constitutive model is ne - cessary for modelling more realistic soil beha - viour. Conclusion The material point method (MPM) is introduced and used for simulating large deformation pro - blems, and there seems an opportunity to uti - lise this technique to assess the risk of damage after progressing failure. MPM was selected as preferred choice, primarily because: (a) the im - plementation is intuitive for users of FEM; (b) it can incorporate advanced history-dependent soil constitutive models; (c) its application of boundary conditions is more straightforward than other mesh-free methods owing to the presence of the background grid; and (d) fully coupled behaviour of soil, pore water and free surface water can be included in the formula - tion. The example applications demonstrate the potential opportunities of MPM for large-defor - mation soil-water-structure interaction analysis to predict both pre- and post-failure behaviour. The authors would like to thank Jurjen van Deen (Deltares) for his assistance in editing this paper. References - Cooper M.R., Bromhead E.N., Petley D.J., Grant D.I. (1998): The Selborne cutting stabi - lity experiment. Géotechnique 48(1):83-101. DOI: 10.1680/geot.1998.48.1.83. - Martinelli M. (2016): Soil-water interaction with material point method - Double-point formulation. Deltares report, MPM-DREDGE (PIAP-GA-2012-324522). - Martinelli M., Rohe A., Soga K. (2017): Mode - ling dike failure using the material point me - thod. Procedia Engineering 175:341-348. DOI: 10.1016/j.proeng.2017.01.042. - MPM Research Community (2017): Anura3D MPM Software, Scientiﬁc Manual, v2017.1. Eds.: Martinelli M. - Procedia Engineering (2017): Proceedings of the 1st International Conference on the Ma - terial Point Method, MPM2017, 10-13 January 2017, Delft, The Netherlands. Eds.: Rohe A., Soga K., Teunissen H., Zuada Coelho B., Vo - lume 175, Pages 1-372. - Rohe A., Martinelli M. (2017): Material point method and applications in geotechnical engineering. In: Proceedings of the Work - shop on Numerical Methods in Geotechnics (NMG2017). Hamburg University of Techno - logy. - Soga K., Alonso E., Yerro A., Kumar K., Bandara S. (2016): Trends in large-deformation analy - sis of landslide mass movements with parti - cular emphasis on the material point method. Géotechnique 66(3):248-273. DOI: 10.1680/ jgeot.15.LM.005. - Yerro A., Alonso E.E., Pinyol N.M. (2015): The material point method for unsaturated soils. Géotechnique, 65(3):201-217. DOI: 10.1680/ geot.14.P.163. MATERIAL POINT METHOD AND APPLICATIONS IN GEOTECHNICAL ENGINEERING Figure 5 - Anura3D results for modelling slope failure due to seepage ﬂow. Position of liquid material points (blue coloured) and soil porosity of solid material points (colour legend) is shown for several time steps. Adapted from Martinelli et al., 2017 geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 19 26/07/17 11:18 20 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 New Large Diameter Sampler for soft soils Dr. ir. Cor Zwanenburg Deltares, The Netherlands Sophia Luijendijk, M.Sc. Deltares, The Netherlands Introduction Since 2017 a new large diameter sampler is operable. The sampler is developed for retrie - ving high quality soft soil samples with a diame - ter of 0.4 m and a height of 0.5 or 1.0 m. This article discusses the reasons for developing the sampler, its use and preliminary results. One of the issues when dealing with peat is its ﬁbrous nature. In conventional geotechnical la - boratory testing, the test results are usually in - terpreted by an approach based on continuum mechanics. Such an approach is only allowed when the dimensions of individual particles are smaller than the dimensions of the tested spe - cimen. As a rule of thumb it is assumed that the largest dimensions of the individual particles are at least 10-times smaller than the smallest dimension of the specimen. Most conventional laboratory tests are axial symmetric with a dia - meter of 3.8, 5.0 or 6.5 cm. This is in the same order of magnitude as the length of peat ﬁbres. As a consequence size effects are to be expec - ted when testing peat samples. The results of laboratory testing often are used in geotechnical design of water retaining structures and road improvements. When the parameters are more accurate and reliable, this can save money by optimizing the geotechnical designs. In earlier studies (Zwanenburg & Van (2015)) sample size effects are found for failure and post failure behaviour. Failure of the ﬁbres, ei - ther by slippage or rupture occur after some displacement. Although the strain levels in con - ventional and large sized samples are the same, the actual displacement is different, leading to different failure behaviour. In order to test this behaviour from undisturbed peat samples large dimensions are required. To facilitate large sized testing a large sized sampler is required. This paper discusses the development of Deltares Large Diameter Sampler, DLDS, which is ca - pable of retrieving samples with a diameter of 0.40 m and a height of 0.50 or 1.00 m. Besides the use for retrieving large diameter samples, the sampler can also be used as an alternative for block sampling of soft clays. Than the large diameter sample is trimmed in the laboratory to the required dimensions. Start of design The design of the large diameter sampler is started with a literature study. The study aims for ﬁnding the state of the art in understanding sample disturbance. The available literature can be roughly divided into two groups. One group discusses numerical studies on sampling and sample disturbance (a.o. Mohsen et al 1987, Clayton et al 1998). This group studies the dis - turbance of an idealized material behaviour by an idealized sampling method. A second group discusses ﬁeld experiences (a.o. Long et al 2009, Santagata et al 2006, Tanaka et al. 1996). In this group often the total disturbance, due to sam - pling, transportation and laboratory handling is Figure 1 - Components of the DLDS. Figure 2 - Detail of DLDS: Ring with cutting knives, red rings are for transportation purpose only. ﬁx top cap ﬁx knives (inside) cutting shoe plunger Sample tube geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 20 26/07/17 11:18 21 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 A new large diameter sampler, DLDS, has been developed and is operable since 2017. This sampler can retrieve undisturbed samples with 0.4 m in diameter and 0.5 or 1.0 m in height. The large sampler has two purposes. First it facilitates laboratory testing on large volumes; for ﬁbrous peats it is shown that size effects play a role in laboratory testing. A large triaxial device and a large direct simple shear device have been developed to study the behaviour of large samples in comparison to conventional sized sam - ples. The sampler is developed to facilitate these large scale tests. Second, the sampler can be used to retrieve high quality samples in soft, organic clay and peat for conventional laboratory testing as an alternative for block sampling. In establishing the quality of the samples a comparison is made to samples retrieved with the well-known Sherbrooke sampler. Abstract discussed by comparing laboratory test results. Literature speciﬁc on sampling peat is limited (a.o. Helenelund et al 1972, Long 2006, Math - ijssen et al 2008). For sampling peats, a sharp cutting edge, to make clear cuts through the ﬁ - bres is important. Dragging ﬁbres down with the sampler should be avoided. Lunne et al (1997, 2006) presents a sample disturbance index for clays based on the void ratio change by reloading the sample to ﬁeld stress conditions. A low void ratio change during reloading indicates little disturbance. It is questionable if this index can also be used for peats. Due to the high compressibility of peat in combination due to high permeability the sam - ple easily compresses during sampling and a low void ratio change during reloading to ﬁeld stress conditions might not necessarily indi - cate little sample disturbance. Sampler equipment From the beginning the purpose was to design a sampler for sampling large diameter peat and soft clays in high quality environment. Without lateral support the sample might bul - ge when bringing the sample from sampling depth to ground level. For this reason it was decided to design the new sampler as a tube sampler. During lifting of the sample, trans - portation and further handling of the sample, the tube provides the required lateral support. The sampler is also designed as a down-hole sampler, meaning that first a boring is reali - zed to the desired sampling depth. Collapse of the borehole walls is prevented by a casing. From this basic idea, a down-hole tube sam - pler, a design is made containing the following items, see Figure 1: - Cutting shoe - Knives, to cut the sample after the required depth is reached, see Figure 2. - The tube, to collect the sample, see Figure 3. - Top cap which includes a suction valve and the connection to the plunger, see Figure 4 - The plunger that pushes the sampler down, see Figure 4. The samples are taken from a pre-drilled borehole. At two elevations along the plunger, three struts, six in total, can be pushed against the casing, fixing the position of the sampler. Sample handling Due to its dimensions and weight, the large samples are not easy to handle by manpower without disturbing the sample. Therefore, a special procedure and required tools are de - veloped for further sample handling. After the sampler is pushed into the soil, the suction valve is closed. The struts, for verti - cal fix, are released and the sampler is lifted to ground level. Experience shows that for soft soils the cutting shoe is empty, no soil is stuck inside. The sample rests on the knives. In case of an empty cutting shoe a pedestal is constructed. The sampler and cutting shoe are placed over the pedestal, such that after releasing the suction valve the soft sample is supported by the pedestal. Then the plun - ger and top cap are removed and the top of the sample is inspected. The recovery ratio is measured and the space between the top of the sample and top of the sample tube is filled with soft light weight material. The top of the sampling tube is carefully, water tight, closed by a lid. The sampler is lifted again and carefully tur - ned upside down. To make lifting possible, lif - ting rings can be screwed onto the sides of the sampler. Next the cutting shoe and ring with knives are removed. A lid is placed at the, new, top. Finally, the sample can be transported to the laboratory for further handling and testing. Application in the ﬁeld To test the sampler, samples are retrieved from the Uitdam test site, near Amsterdam, located in the north of the Netherlands, Wiertsema (2016). There a large, rather homogenous peat layer is easily accessible, to retrieve samples. At the Uit - dam test site a series of ﬁeld trials are conducted to test the operational shear strength of peat, for details see Zwanenburg & Jardine, (2015). At the site also Sherbrooke samples were retrieved, which gives the option to compare the quality of the samples obtained by both methods. The subsoil at the Uitdam site consists of a 4 to 5 m thick peat layer which overlays a 4 to 5 m thick clay deposit followed by a Pleistocene sand lay - er. The samples were taken from the peat layer at a depth, top sample, of 1.39 m below ground level. The peat comprises mainly Phragmites, with sedge and sphagnum inclusions, with minor vegetal decomposition. The peat is characteri - zed with a von Post classiﬁcation of H2 to H3, indicating minor decomposition, a water content ranging between 650 and 1250 %, an organic content ranging from 75 to 92% and a particle density of 1.53 ± 1.6% Mg/m 3. The undrained shear strength, s u ranges between 5 to 10 kPa. After careful inspection some improvements are made, but there was no indication that ﬁbres were dragged through sample during sampling and the ﬁbres at the outer radius of the sample were clear cut by the sampler. There are more sites in the Netherlands where the large diameter sampler is applied for re - search purposes. The results are not available yet, but will be published soon. Laboratory testing To further study sample quality a series of oe - Figure 3 - Detail of DLDS: Sample tube. protection tube sample tube Cutting shoe knives geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 21 26/07/17 11:18 22 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 dometer tests is conducted on specimen taken from the DLDS samples and compared to re - sults from tests on specimen from samples ta - ken by the Sherbrooke sampler. Figure 5 shows preliminary results comparing classical oedo - meter tests on 4 specimen from DLDS samples and 2 specimen from Sherbrooke samples. The oedometer curves, see ﬁgure below, show good agreement. The differences between the different sampled specimens seem small. Ta - ble 1 gives further details on water content, w, dry density, γd, pre-consolidation stress, σ’vy, stiffness parameter CR and ratio between re - loading and normally consolidated stiffness, CR/RR. Although it should be noted that the number of tests are too small to draw ﬁnal conclusions, there seems to be a difference between the DLDS and the Sherbrooke sam - ples. The DLDS specimens have a higher water content, lower density a lower normally conso - lidated stiffness and larger CR/RR ratio. There seems no clear difference in pre-consolidation stress. Differences in w, γd and ratio CR/RR can be ex - plained by differences in sampling techniques in which some compression of the peat sam - ples might have occurred. During sampling and bringing the Sherbrooke samples to ground le - vel, the samples are not supported and water from the large pores can leave the samples ea - sily. Some of the Sherbrooke samples showed some deformation, bulging or bending directly after sampling. However, the differences in CR and the lack of difference in σ’vy cannot be ex - plained by sample disturbance. Alternatively, heterogeneity in the peat layer might also ex - plain the differences between the test results. It should be noted that the samples were ta - ken at close distance, centre to centre distance between the borings is 8.6 m. From visual in - spection there was no indication for geological or biological differences in the peat layer. More test results are needed for ﬁnal conclusions. Conclusions The new large diameter sampler, for soft soils, is designed, built and applied successfully in the ﬁeld. Retrieved peat samples from this large diameter sampler are tested in the labo - ratory. The preliminary results show that the peat samples have less sample disturbance (so slightly higher quality) than the retrieved sam - ples with conventional sample techniques (with a diameter of about 63mm) and the Sherbrooke sampler. Especially for peat the large diameter sampler seems to give high quality samples. Figure 4 - Detail of DLDS: Plunger and top cap. geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 22 26/07/17 11:18 23 GEOTECHNIEK SPECIAL 19TH ICSMGE - September 2017 NEW LARGE DIAMETER SAMPLER FOR SOFT SOILS The purpose of the sampler is twofold. First it aims to retrieve samples for large volume tes - ting. Second, the sampler forms an alternative for block sampling, giving less sample distur - bance. The sampler is applied in the Nether - lands at the Uitdam test ﬁeld, but could be ap - plied on more sites. The sampler is well suited for sampling soft soils, such as peat and soft clay. A large triaxial device and a large direct simple shear device have been developed to stu - dy the behaviour of large samples in comparison to conventional sized samples. The sampler is developed to facilitate these large scale tests. Further research and comparison of the Uitdam peat sample in the large direct simple shear de - vice is being planned for the coming period. References - Clayton C.R.I. Siddique A., Hopper R.J. (1998) Effects of design on tube sampling disturban - ce – numerical and analytical investigations Géotechnique 48 no 6. p 847-867 - Henelund K.V., Lindqist L-O, Sundman C. (1972) inﬂuence of sampling disturbance on the engineering properties of peat samples Proc of the international peat congress, Ota - niemi - Long M. (2006) Use of a downhole block sam - pler for very soft organic soils Geotechnical testing journal 29 no 5 p 426-438 - Long M., El Hadj N., Hagberg K. (2009) Quality of conventional ﬁxed piston samples of Nor - wegian soft clay Journal of geotechnical and geoenvironmental engineering 135 no 2 p 185- 198 - Lunne T., Berre T., Strandvik S. (1997) Sample disturbance effects in soft low plastic Norwe - gian clay in: Recent developments in soil and pavement mechanics Almeida (ed.) Balkema Rotterdam ISBN 90 54 10 885 1 - Lunne T., Berre T., Andersen K.H., Strandvik S., Sjursen M. (2006) Effects of sample distur - bance and consolidation procedures on mea - sured shear strength of soft marine Norwe - gian clays Canadian Geotechnical Journal 43 p 726-750 - Mathijssen F.A.J.M., Boylan N., Long M., Mo - lenkamp F. (2008) Sample disturbance of or - ganic soils geotechnical and geophysical site characterization, Huang & Mayne (eds) Taylor & Francis group, London, ISBN 978-0-415- 46936-4 - Mohsen M., Baligh M., Azzouz S., Chin C-T (1987) Disturbances due to “ideal” tube sam - pling journal of geotechnical engineering vol 113 no 7 p739-757 - Santagate M., Sinﬁeld J.V., Germaine J.T. (2006) Laboratory simulation of ﬁeld sampling: comparison with ideal sampling and ﬁeld data Journal of geotechnical and geoenvironmental engineering 132 no 3 p351-362 - Tanaka H. Sharma P., Tsuchida T, Tanaka M. (1996) comparative study on sample qua - lity using several types of samplers Soils and Foundations 36 no 2 p57-68 - Wiertsema (2016) Sherbrooke Sam - pler vs DLDS < https://www.youtube.com/ watch?v=LHslW_iRAPg > (June 30th , 2017) - Zwanenburg C. Jardine R.J. (2015) Laboratory, in situ and full-scale load tests to assess ﬂood embankment stability on peat Géotechnique 65 no 4 p 309-326 - Zwanenburg C., Van M.A., (2015) Comparison between conventional and large scale triaxial tests on peat 15th Pan American Conference on Soil Mechanics and Geotechnical enginee - ring (Manzanal D., Sfriso A.O. eds) Buenos Ai - res, IOS Amsterdam Tabel 1 - Comparison between the DLDS and Sherbrooke samples. test ID w[%] γd [kN/m 3] σ’vy [kN/m 2] CR[-] CR/RR[-] DLDS 8a 1164 0,74 12,71 0,65 12,45 DLDS-8b 1186 0,73 7,49 0,56 9,19 DLDS-8c 1130 0,79 8,68 0,57 9,12 DLDS-8d 1154 0,75 10,48 0,61 9,76 Sher-10a 950 0,89 9,77 0,54 7,40 Sher-10b 976 0,87 8,69 0,49 7,07 Figure 5 - Comparison between classical oedometer test results for tests on samples retrieved by large diameter sampler (DLDS) and Sherbrooke (SHER). geotechniek _KOREA_Special_2017_v2.indd 23 26/07/17 11:18

Jaargang 21, 2017 - nummer 3

GEOKUNST - Augustus 2017 56 Inleiding Gewapende grondconstructies zijn in de infrastructuur een geaccepteerde en volwassen toepassing geworden. Het toepassen van gewapende grondconstructie als gronddruk ontlasting heeft de meeste (positieve) invloed heeft op kunstwerken. Hierdoor kan de betonconstructie geoptimaliseerd worden waardoor er winst kan zijn, zowel in geld als in uitvoeringstijd. In de afgelopen 10 jaar zijn de nodige ontlast- constructies uitgevoerd. Dit artikel geeft voorbeelden van enkele uitgevoerde projecten die tot de verbeelding kunnen spreken voor ontwerpers van kunstwerken. Het principe van gronddruk ontlasting Het principe van een ontlastconstructie is simpel. Middels gewapende grond wordt de horizontale gronddruk van de wand afgehaald waardoor het aansluitend grondlichaam op circa 20 cm van de betonconstructie staat. Vlak onder de stootplaat wordt er een verbinding gemaakt zodat de kier aan de bovenzijde gesloten wordt. Ook aan de zijkant moet deze kier gesloten worden en deze afsluiting dient gedurende de levensduur van de constructie aanwezig te blijven. Figuur 1 geeft principe weer. Bij een laag gefundeerd integraal viaduct is het echter noodzakelijk om juist over de bovenste 2 tot 3 m een gronddruk te hebben. Lager in de wand kan deze gronddruk weer verminderd worden zodat de betonconstructie geoptimaliseerd kan worden. Figuur 2 geeft dit principe weer zoals het is uitgevoerd bij de kunstwerken 29, 30, 31 en 43 in het project A73. Doorgaans is de kier niet gevuld maar leeg. Wanneer om de een of andere reden de kier gevuld moet zijn dan mag dit materiaal geen gronddruk doorgeven wanneer de kop van de gewapende grond uitbuikt. Dit uitbuiken van enkele centimeters is reëel omdat geogrids kruipgedrag vertonen. Daarnaast zal dit Ontlastingsconstructies met gewapende grond kans voor ontwerp kunstwerken Ing Constant Brok Huesker Synthetic BV Figuur 1 - Principe gronddruk ontlasting. Figuur 2 - Ontlasting bij project A73. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 56 05/08/17 23:08 Samenvatting 57 GEOKUNST - Augustus 2017 vulmateriaal ook een levensduur van 100 jaar moeten hebben. Ontlastingsconstructies bij schuine kruising In het project Rondweg A2 Eindhoven zijn zes kunstwerken waarbij de wegen in een ongelijkvloerse kruising een scherpe hoek met elkaar maken (zie ﬁguur 3). Het betreft de kunstwerken 1, 5, 6, 7, 21 en 34A/B die op palen gefundeerd worden. Als gevolg van deze scherpe hoek zijn de grondaanvullingen voor het talud tegen de betonconstructie ongelijkmatig. Deze ongelijkmatige horizontale gronddruk leverd een torsiekracht op in de constructie die men wil vermijden. Door de grondaanvulling nu uit te voeren in gewapende grond en deze op circa 0,10 m vanaf de betonconstructie te bouwen wordt deze torsiekracht nagenoeg opgeheven (zie ﬁguur 4). Er wordt meer evenwicht gecreerd wat het kunstwerk veel eenvoudiger maakt. In de praktijk blijkt de kier van 0,10 m met Gewapende grondconstructies zijn momenteel in de infrastructuur een geaccepteerde en volwassen toepassing geworden. De gewapende grondconstructie met de meeste (positieve) invloed op kunstwerken betreft de toepassing als gronddruk ontlasting. Hierdoor kan de betonconstructie geoptimaliseerd worden waardoor de winst zowel in geld als in uitvoeringstijd kan zijn. In de afgelopen 10 jaar zijn de nodige ontlast constructies uitgevoerd. Figuur 3 - Schuine ongelijk vloerse kruising). Figuur 4 - Doorsnede eenzijdige ontlasting. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 57 05/08/17 23:08 GEOKUNST - Augustus 2017 58 een glijbekisting niet realiseerbaar en is de gewapende grond op 0,20 m van de betonwand gezet. Innovatieve ontlasting Gewapende grond wordt doorgaans gebouwd tot een maximale helling van 90 graden. Bij Ecoduct Groote Heide over de A2 heeft vanuit landschapsarchitectuur de aansluitende wand op het Ecoduct een helling van 110 graden. Om deze wand zo slank mogelijk te maken is het aansluitend grondlichaam in gewapende grond gebouwd op 20 cm van de wand af onder dezelfde helling. Figuur 5 en 6 geven dit weer. De constructie is eerst berekend als een 90 graden wand zodat er een indicatie van geogrid lengtes en sterktes verkregen werd. Daarna is de 110 graden wand in PLAXIS doorgerekend en zijn de sterktes en lengtes van de geogrids aangepast omdat vervormingen van de wand hier essentieel is voor het ontwerp. De toegepaste wapening is in sterkte en lengte naar boven hoger en langer. De wand wordt als het ware achterover getrokken. Het toegepaste aanvulmateriaal was Vandolith G. Vandolith G is een cementgebonden vormgegeven bouwstof en wordt vaak als een vervanger gebruikt voor zand- cement stabilisatie, meng- en betongranulaat. Omdat dit de eerste 110 graden wand is is gekozen voor een extra zekerheid in het aanvulmateriaal om meer vormvastheid te creeeren. Maximale ontlasting Een maximale ontlasting is een constructie waarbij het kunstwerk en de ontlastconstructie elkaar minimaal beinvloeden. Een op palen laag gefundeerd kunstwerk wordt aangesloten op een ontlastconstructie van gewapende grond welke op een paalmatras staat. Er worden 2 constructies gemaakt die praktisch naast elkaar staan maar elkaar zeer weinig beïnvloeden. Voorbeeld hiervan is de kruising van de Hanzelijn en de spoorlijn Amersfoort-Zwolle, waarover GeoKunst eerder publiceerde (van der Stoel et al, 2011). Figuur 7 geeft luchtfoto van het kunstwerk KW540 in de Hanzelijn weer. Een schuine ongelijkvloerse kruising met een slappe ondergrond waarbij de bestaande sporen niet verlegd konden worden, waarvoor de voorbelastings tijd te beperkt bleek te zijn. Hierdoor zouden de effecten op koker constructie groot zijn en zou er een groot restzettingsprobleem ontstaan van het aansluitende grondlichaam op het kunstwerk. Met een maatwerkoplossing met een volledige ontlasting, is het probleem van omgevingsbeïnvloeding van de palen van de tunnelbakconstructie en wanden volledig opgelost. Bovendien heeft deze volledige ontlasting ervoor gezorgd dat ook de lastige detaillering bij de (immers niet-haakse) aansluiting op de tunnel, oplosbaar was. Het aantal palen kon gereduceerd worden en de dikte van de wanden is met circa 50 % gereduceerd ten opzichte van het oorspronkelijke ontwerp. Daarnaast is het probleem met de aansluiting, wat betreft de zettingen en de restzettingen, compleet opgelost en is de uitvoeringstijd zeer verkort. Deze gecombineerde constructie van een paalmatras met een gewapende Figuur 5 - De wand die ontlast wordt. Figuur 6 - De uitgevoerde ontlasting. Figuur 7 - Luchtfoto KW540. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 58 05/08/17 23:08 ONTLASTINGSCONSTRUCTIES MET GEWAPENDE GROND KANS VOOR ONTWERP KUNSTWERKEN grondconstructie als ontlasting heeft daarna al meerdere malen een vervolg gehad in de praktijk. Uitvoering gewapende grond Omdat de gewapende grond vormvast moet zijn, is de kwaliteit van het aanvulmateriaal in de kop van de gewapende grond van groot belang. Menggranulaat van goede kwaliteit volstaat. Bij twijfel geeft een gebonden materiaal echter meer zekerheid. Daarnaast is het van belang om vooraf te weten of het mogelijk is dat de tijdelijke bekisting voor de bouw van de gewapende grond afgestempeld mag worden op de betonwand. Optimaal is een (glij)bekisting die zo ontworpen is dat er 2 lagen in 1 keer gebouwd kan worden. Steeds wordt de bekisting 1 laag omhoog getrokken, zodat de laatste gebouwde laag nog steeds steundruk ondervindt wanneer een nieuwe laag wordt opgebouwd. Indien afsteunen op het beton niet mogelijk is, dan moet er gewerkt worden met een bekisting van verloren gebogen wapeningsstaal. Conclusie Zowel in deﬁnitieve als tijdelijke situaties kunnen ontlastingsconstructies met gewapende grond een interessante en kostenbesparende oplossing zijn voor kunstwerken die door hoge horizontale gronddrukken belast worden. De praktijk heeft dit in de laatste 10 jaar bewezen. Figuur 8 - De paalmatrasconstructie. Figuur 9 - De uitgevoerde ontlasting. De Nederlandse Geotextielorganisatie (NGO): - bevordert kennis en toepassing van geokunststoffen. - is de vereniging voor leveranciers, inspectie- en ingenieursbureaus en aannemersbedrijven op het vakgebied. - geeft toegang tot een wereldwijd netwerk van deskundigen. Lid worden? Mail het secretariaat: mail@ngo.nl geotechniek _Aug._2017_v2.indd 59 05/08/17 23:08 32 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Het effect van een slepend anker op een bodembescherming van stortsteen S. Crum Tideway; Research & Development Engineer M.L.E.B. van der Hoeven The Weather Makers; Founder & Creative Director L.P.H.C. Krouwel Arcadis; Senior Hydraulic Engineer H.J. Verhagen TUDelft; Associate Professor in Hydraulic Engineering Introductie Naar aanleiding van het project “Verbreding van het Julianakanaal" in Nederlands Limburg, was het de uitdaging aan de aannemer De Vries & van de Wiel (onderdeel van de DEME-groep) om een nieuwe bodembescherming te ontwerpen en vervolgens te construeren. In het voorgesteld ontwerp van de aannemer (Figuur 1) wordt een bentonietmat gebruikt om de waterdichtheid van het kanaal te garanderen, met daar bovenop een toplaag van stortsteen, gescheiden door een ﬁlterlaag. De hoeveelheid literatuur over dit onderwerp bleek onvoldoende te zijn om de hoeveelheid schade door slepende ankers te voorspellen en daarmee de laagdikte boven op de bentonietmat in het Julianakanaal te bepalen. Ankerindrin - ging is voornamelijk onderzocht in zand en klei en dan met name in de context van ankerkracht en (efﬁciënt) ankerontwerp. Beschikbaar onder - zoek naar ankers in dergelijke lagen neigt zich te concentreren op de bescherming van (pijp) leidingen, waarbij de ankers dus relatief smalle breedtes overbruggen. Ons onderzoek is nieuw in dit opzicht; het anker wordt namelijk continu door een laag stenen gesleept. Crum (2015) presenteert de resultaten van een serie modeltesten op prototype schaal die zijn uitgevoerd om een ontwerp voor de bodembe - scherming van het Julianakanaal te valideren. De proeven zijn uitgevoerd met een Flipper Delta anker (Figuur 2), wat op het toegewezen traject het meest voorkomende anker was. Op basis van deze testen wordt een duidelijk beeld van ankergedrag in stortsteen beschreven. Een semi-empirische formule is opgesteld om an - kerpenetratiediepte te voorspellen. Deze for - mule concentreert zich op de relatie tussen de afstand van de punt van het maximaal uitgeklap - te ankerbladelement tot de hartlijn van de scha - cht (gedeﬁnieerd als ankerbladafstand: dﬂuke) en het formaat steen gebruikt in de bodembe - scherming (d50). Naar aanleiding van de veelbelovende resulta - ten van deze studie besloten De Vries & Van de Wiel en de TUDelft extra modeltesten uit te voeren. Met een gevalideerd schaalmodel wordt toekomstig onderzoek naar ankers in bo - dembescherming uit stortsteen gefaciliteerd. Analyse Slepend Anker door Crum (2015) Een visueel uitgevoerde analyse van de testen bij het Julianakanaal toont dat het Figuur 1 - Opbouw bodembescherming Figuur 2 - Schets Flipper Delta anker TOPLAA GS TO RT STEEN FIL TERLAA G ONDERGROND SAND Y GRA VEL WA TER AFST OTENDE GRIND BENT ONIE T MA T ankerbladafstand: d!uke geotechniek _Aug._2017_v2.indd 32 05/08/17 23:07 33 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Samenvatting Slepende ankers door stortsteen zijn vooral onderzocht voor bescher - mingen met een kleine breedte. Sleeptesten uitgevoerd voor een kanaal - verbredingsproject (Julianakanaal) laten zien dat de penetratiediepte van een anker afneemt bij de toename van de steengrootte. Aanvullende mo - deltesten op schaal laten zien dat het slepen van een anker verschaald kan worden zolang aandacht besteedt wordt aan het juist verschalen van de afmetingen, dichtheid en hoekigheid van de stenen. Het gebruik van de ontwerprichtlijn (Crum, 2015) samen met een (schaal) model kan een zeer efﬁciënte manier zijn om ontwerpen van bijvoorbeeld rivierbodembescherming op waterremmende lagen, tunnelbescherming - slagen en erosiebescherming te optimaliseren in gebieden waar slepen - de ankers een risico zijn. traject van een slepend anker door stortsteen opgedeeld kan worden in twee fasen (Figuur 3): De kantelfase en de stationaire fase. De kantelfase is de beginfase waarin het anker start met gesleept te worden en vervolgens zijn bladelementen opent om zich in te graven. De penetratiediepte evolueert naar een maximum terwijl de hoop voor het anker groeit, hierna kantelt het anker en komt weer deels omhoog. De maximale penetratiediepte wordt binnen twee ankerbladlengtes bereikt. Wanneer het anker gestegen en gestabiliseerd is, begint de tweede fase waarin de penetratiediepte en het volume van de hoop constant blijven. De facto - ren die bijdragen aan dit gedrag kunnen worden samengevat door de volgende observaties: - Als de steengrootte toeneemt, neemt de pene - tratiediepte van het anker af - Als de penetratiediepte afneemt, neemt ook de ankerhoudkracht af - Het volume (gewicht) van de hoop is een bepa - lende factor voor de ankerhoudkracht in stort - steen Er is een duidelijke relatie tussen deze drie waarnemingen aangezien een kleinere ingraaf - diepte resulteert in een kleinere passieve grond - wig voor het anker uit. Samen met het volume van de hoop op deze wig, is dit gewicht verant - woordelijk voor de (uiteindelijk kleinere) houd - kracht van het anker (Crum, 2015) De penetratiediepte van een 1 ton Flipper Del - ta anker kan voorspeld worden met de richtlijn die afgeleid is van de resultaten in de prototype - proeven (Figuur 4) en de formule: dpen =(2.4 d ﬂuke /d50 -2)/(1.75 d ﬂuke /d50 +11) waarin: dﬂuke = ankerblad afstand d50 = steendiameter Testopstelling De prototypetesten uitgevoerd voor het Juli - anakanaalproject worden gebruikt als referen - tieproef voor de schaaltesten. Verschaling naar een werkbaar formaat voor deze nieuwe proe - ven leverde een schaal niveau op van s L = 7. De originele testen bij het Julianakanaal wa - ren uitgevoerd in een op maat gemaakt bassin, welke het ontwerpscenario simuleerde. Global Maritime Vryhof stelde hun testfaciliteit ter be - schikking voor de schaalproeven. Afmetingen van de bassins zijn terug te vinden in Figuur 5 en Figuur 6. Er zijn drie verschillende types stort - steen gebruikt in de prototype- en de verschaal - de testen: - PROTOTYPE: 60-90mm | SCHAAL: 9-17mm - PROTOTYPE: 80-200mm | SCHAAL: 16-25mm - PROTOTYPE: 130-300mm | SCHAAL: 25-40mm De afmetingen van het anker en de laagdikte zijn ook lineair geschaald. De relatieve dichtheid van het anker ten opzichte van de stortsteen is gelijk, alleen de 80-200mm stortsteen heeft een lagere dichtheid in de schaalproef. De ﬁlterlaag die aanwezig was tijdens de prototype proeven is in de schaalproef achterwege gelaten. Leidend voor de ingraving is het gedrag in de toplaag. Beide scenario’s gebruiken een mat om het bed van de ondergrond te scheiden. Deze fysie - ke barriere dient ook gemodelleerd te worden. Aangezien een bentonietmat op de verschaalde grootte niet geproduceerd wordt, is een grond - doek gebruikt tijdens de schaalproef. Dit textiel is net als de bentonietmat aan de bovenkant ge - woven en kan ook scheuren zoals dat in de pro - totypeproeven met de bentonietmat gebeurde. Er is besloten om geen water in de schaalop - stelling te gebruiken. Bij een ontwerp van stort - steen zijn de korrelgrootte en het formaat van de Figuur 3 - Fasedeﬁnitie voor slepende ankers in stortsteen. Figuur 4 - Richtlijn voor afschatten indringingsdiepte. Fase 1F ase 2 afgelegde weg ankerpun t referentie niveau hoop kanteling stationair dpen d!uke /d50 [-] 02468 10 dpen [m] 0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 dpen 1 Ton Flipper Delta dpen inschattings formul e 60-90mm80-200mm130-300mm d!uke ANKE R geotechniek _Aug._2017_v2.indd 33 05/08/17 23:07 34 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 poriën relatief groot. De permeabiliteit is hoog; water kan zich gemakkelijk verplaatsen en ef - fecten zoals dilatantie treden niet op. Het effec - tieve gewicht van zowel de stenen als het anker is minder wanneer het materiaal zich onder wa - ter bevindt wat effect heeft op, onder andere, de anker houdkracht. Uit de Julianakanaal-proe - ven bleek dat de aanwezigheid van water weinig invloed uitoefent op de penetratiediepte en het gedrag van het anker in de stortsteen. Ten op - zichte van de verhouding d ﬂuke /d50 speelt water geen rol. Resultaten Om de schaalproeven met de prototypeproeven te kunnen vergelijken, wordt het ankergedrag visueel getoetst, gevolgd door een kwantitatieve controle van de penetratiediepte. Vergelijking ankergedrag Om een methode op te zetten voor het vergelij - ken van het ankergedrag wordt een standaard prototypegedrag gedeﬁnieerd. Vanuit de Juli - anakanaal-proeven is geconcludeerd dat het in - graven van een Flipper Delta anker in stortsteen als volgt gebeurt: 1. Het anker begint met ingraven 2. Een hoop vormt zich voor het anker, waarbij stenen vanaf de zij- en voorkant naar bene - den rollen 3. Na het bereiken van een locaal maximale penetratiediepte komt het anker licht om - hoogwaarna de punt een constante penetra - tiediepte aanhoudt ofwel het anker uitbreekt en over de bestorting rolt. De laatstgenoemde constante pentratiediepte is waar naar gerefereerd wordt wanneer gespro - ken wordt over de penetratie diepte van het an - ker (d pen ), zie ook Figuur 3. Deze diepte is repre - sentatief over het traject van het slepende anker. 60-90mm [Figuur 7 vs. Figuur 8] In het kleinere, rondere type stortsteen, wordt de hoop onmiddellijk gevormd als de sleep wordt gestart en de ankerbladelementen zich ingra - ven. Het globale gedrag lijkt gelijk aan dat wat zich voordoet in de prototypetesten. Het anker graaft zich in tot de punten van het ankerblad de mat aanraken (diepte: 9cm). Na elf testen is de mat gescheurd en graaft het anker tot 13cm diep totdat de test afgebroken wordt. Wanneer deze diepte verschaald wordt, is dit een grote - re diepte dan uiteindelijk bij het Julianakanaal gevonden werd. In zowel de prototype- als de schaalproef zien we dat de mat scheurt, maar de ondergrond die zich onder de bentonietmat bevond bij het Julianakanaal was signiﬁcant harder (zand met grind) dan het zand in het schaal basin. Dit kan mede bepalend zijn in de uiteindelijke kleinere penetratiediepte gevonden op prototypeniveau. 80-200mm [Figuur 9 vs. Figuur 10] Hoewel de penetratiediepte op schaalniveau naar verwachting is, verschilt het ankergedrag zeer met de prototypeproef. Het vormen van de hoop geschiedt niet bij het merendeel van de schaaltesten. Tijdens de schaalproeven breekt het anker snel uit waarna het op z'n kant draait en zijn ingraaftraject niet meer herstelt. De be - weging van het anker door de stortsteen gaat schokkerig en de stenen rollen niet van de hoop wanneer er een klein hoopje ontstaat. 130-300mm [Figuur 11 vs. Figuur 12] Het ankergedrag op schaalniveau 130-300mm is soortgelijk aan het gedrag tijdens 80- 200mm schaaltesten. Het anker breekt snel uit en rolt behoorlijk op zijn kant waarna het zich niet meer herstelt. Dit gedrag ziet men ook bij de prototype testen. Echter, het gerol van het anker is minder extreem op prototype schaal. De penetratiediep - te blijkt bij beide testen minimaal. Vergelijking penetratiediepte De gemiddelde waarde van de gemeten pe - Figuur 5 - Afmetingen bassin Julianakanaal. Figuur 6 - Afmetingen test bassin Vryhof. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 34 05/08/17 23:07 35 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 netratiediepten samen met de grootste en de kleinst gemeten waarden zijn geplot in Figuur 13. Kleinste en grootst gemeten waarden wor - den getoond omdat niet alle testen een dusdani - ge steekproefgrootte hebben om met een distri - butie geëvalueerd te worden. 60-90mm (3 prototype-, 11 schaal-datapunten) De penetratiediepte gemeten in de schaalproe - ven valt binnen het bereik van de metingen op prototypeniveau, behalve voor de maximale penetratiediepte. Dit kan mogelijk verklaard worden, zoals eerder vermeld, door de ver - schillende samenstelling van de onderlaag. De laag begint op dezelfde diepte voor beide testen, maar de meer ﬁjnkorrelige ondergrond in de schaaltesten geeft een groter maximum voor de ingraafdiepte zodra de mat gescheurd is. 80-200mm (8 prototype-, 18 schaal-datapunten). In Figuur 13 wordt getoond dat de penetratie - diepte van de 80-200mm tests een goede match geven tussen verkleinde schaal en prototype schaal met slechts een 10% kleinere geschaal - de penetratiediepte. Echter, er moet in acht genomen worden dat het gedrag tussen beide schaal niveaus wezenlijk verschilde. 130-300mm (4 prototype-, 3 schaal-datapunten) De penetratiediepte in de grootste stortsteen laat, ondanks dat de waarden voor penetratie - diepte vrij sterk verschillen, wel dezelfde trend zien die wij eerder zagen: grotere stortsteen komt overeen met een kleinere ingraafdiepte. Met dit type stortsteen zijn slechts drie schaal - proeven uitgevoerd, dus het is moeilijk om con - clusies te trekken over de exacte penetratie - diepte. Dit wordt versterkt doordat bij een deel van de schaalproeven helemaal geen ingraving voorkomt. Bij het uitsluiten van deze proeven komt de gemiddelde waarde voor penetratie diepte van de schaalproef op 3.4cm, wat beter overeenkomt met de prototype data. Over het geheel gezien komen de penetratie - diepten gemeten op schaalniveau goed overeen met de verwachte waarden afgeleid van de pro - totypetesten. De trend waarin grotere stortsteen HET EFFECT VAN EEN SLEPEND ANKER OP EEN BODEMBESCHERMING VAN STORTSTEEN Figuur 7 - PROTOTYPE:60-90mm . Figuur 9 - PROTOTYPE:80-200mm. Figuur 11 - PROTOTYPE:130-300mm. Figuur 8 - SCHAAL:60-90mm. Figuur 10 - SCHAAL:80-200mm. Figuur 12 - SCHAAL:130-300mm . geotechniek _Aug._2017_v2.indd 35 05/08/17 23:07 36 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 leidt tot een kleinere ingraving blijkt uit beide scenario’s. De range van de resultaten is groter op schaalniveau, wat naar verwachting is omdat de foutmarge bij de meetapparatuur ook relatief groter is op kleine schaal. Op kleinere schaal blijken uitschieters extremer te zijn. In Figuur 14 zijn de normale verdeling van zowel de schaal als de protoype modelproeven tegen elkaar uitgezet voor de 80-200mm case. Het blijkt dat alle gevonden dieptes op prototypeniveau bin - nen het bereik van µ ± 2 σ (2.5% overschrijdings kans) liggen. Dit kan betekenen dat door middel van het uitvoeren van een redelijke hoeveelheid schaaltesten voldoende data wordt bemach - tigd een ontwerp waarde voor anker penetratie diepte te bepalen. In dat geval wordt aanbevelon uit te gaan van de grootst gevonden penetratie diepte (of 2.5% overschrijdingswaarde), wat een conservatief resultaat geeft. Vergelijking van stortsteentypes Verschillend gedrag in de schaaltesten kan ver - klaard worden door de eigenschappen van de types stortsteen tegen elkaar uit te zetten. De eigenschappen met de grootste invloed op pe - netratiediepte zijn: - Steendiameter (d 50) - Hoekigheid, welke samen met de relatieve dichtheid van de storsteen effect heeft op de inwendige wrijving Diameter De relatieve diameters (uitgedrukt als zeef - krommen) worden getoond in Figuur 15. De diameter van de 60-90mm stortsteen is netjes verschaald, voornamelijk rond het gemiddelde. Dit is een verklaring voor het gelijkaardige an - kergedrag. De verschaalde 80-200mm stortsteen heeft een kleinere diameter dan de prototypemaat. Dit verklaart echter niet dat het anker meer moeite heeft met ingraven onder de aanname dat hoe groter de steen, hoe minder diep het anker zich zal ingraven. De 130-300mm stortsteen in de schaaltesten is groter dan ware grootte. Dit zou de kleinere penetratiediepte in de schaaltesten kunnen ver - klaren. Hoekigheid De stenen gebruikt bij het Julianakanaal worden geclassiﬁceerd als ‘riviergrind’. Ook al zijn de stenen niet rond, ze hebben wel afgeronde hoe - ken dankzij erosieprocessen. Het materiaal ge - bruikt bij de schaalproeven voor de 80-200mm en de 130-300mm is hoekiger. Figuur 13 - Evaluatie van penetratie diepte. Figuur 15 - Vergelijking zeefkrommen. Figuur 14 - Normale verdeling van resultaten. -140 14 28 42 56 70 84 98 -2.0 0.02 .0 4.06 .0 8.01 0.01 2.01 4.0 Prot otype [60-90mm] Schaal [60-90mm] Prot otype [80-200mm] Schaal [80-200mm] Prot otype [130-300mm] Schaal [130-300mm] pen[cm] Dpen[cm] D 0% 20% 40% 60% 80% 100% 05 10 15 20 25 30 35 40 45 50 Cumulative Diameter [mm] Zeefkrommen JK(60-90) Schaal(60-90) JK(80-200) Schaal(80-200) JK(130-300 ) Schaal(130-300 ) penetratie diepte (80-200mm) [cm] 012345678 91 01 1 JK dat a Schaal dat a µ ± ! µ ± 2! geotechniek _Aug._2017_v2.indd 36 05/08/17 23:07 37 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Het is aannemelijk dat de interne wrijving van de laag stortsteen groter is bij hogere hoekig - heid. De individuele stenen kunnen beter in elkaar kunnen grijpen en de laag als geheel blijkt moeilijker te penetreren. Dit kan verklaren waarom het anker snel op z'n kant rolt na ingra - ving en er nauwelijks een hoop gevormd wordt. Een visuele vergelijking van de hoekigheid wordt gegeven in Figuur 16. (“S” voor schaal proeven en “P” voor prototype proeven). Her-evaluatie van de penetratiediepte-richtlijn De schattingsformule voor ankeringraafdiepte is opgesteld om de gemiddelde verwachtings - waarde van de indringing van een slepend anker in stortsteen te voorspellen door (Crum, 2015), waarbij gebruik is gemaakt van de proeven uit - gevoerd op het Julianakanaal. Deze formule is gebaseerd op een hyperbolische ﬁt door de gevonden data en getoestst aan de hand van twee randvoorwaarden. Deze randvoorwaarden hangen af van de verhouding tussen de anker - bladafstand en de steendiameter en geven zo - wel een minimum als een maximum voor de penetratiediepte. De minimale penetratiediepte wordt geacht nul (geen ingraving) te zijn. Het ab - soluut fysische minimum voor ingraving bevindt zich op d ﬂuke /d50 < 0.5, waarbij de steengrootte tweemaal de ankerbladafstand is. De penetra - tiediepte zal toenemen zolang de steengrootte afneemt. Wanneer de kleinst mogelijke korrel genomen wordt die in structuur nog overeen - komt met stortsteen, komen wij bij zand uit. De theoretische ingraving in zand is gerapporteerd als 1 ankerbladlengte (Flipper Delta, (API,1996)). Deze twee grenzen worden dicht benaderd met de in Figuur 4 getekende afschattingsformule die gebaseerd is op de datapunten van het Ju - lianakanaal. Om de schaaldata en testresultaten van aanvul - lende ankertypes toe te voegen wordt de pene - tratiediepte dimensieloos gemaakt door te de - len door de ankerbladafstand. In de 130-300mm stortsteen zijn ook enkele tes - ten met een StevinMk3 anker uitgevoerd. De an - kerbladen van dit type kunnen zowel onder een hoek van 50˚ als onder een hoek 32˚ ten opzich - te van de anker schacht geplaatst worden. Alle resultaten tezamen zijn geplot in Figuur 17. Er kan geconcludeerd worden dat een grotere ankerbladafstand niet per deﬁnitie ook meer ingraving in stortsteen garandeert als blijkt dat de grotere hoek van 50˚, met de daarbij horen - de relatief grote ankerbladafstand, nauwelijks een ingraafdiepte oplevert. Zoals ook vermeld in The Anchor Manual (2010) zal de penetratie - diepte van een anker in een bepaald type grond ten zeerste beïnvloed worden door de gekozen ankerbladhoek. In harde grond, als het anker op een hoek van 50˚ geﬁxeerd wordt, zal het onmo - gelijk zijn om het bed te penetreren, zoals nu ook bevestigd wordt in stortsteen. De testen met het StevinMk3 anker en de hoek van 32˚ leveren een ingraafdiepte op die niet extreem afwijkt van de originele schattingsfor - mule. Een nieuwe ﬁt door de data van de Flipper Delta anker proeven (zowel schaal als prototype), geeft een prognose voor d pen = 0 bij d ﬂuke /d50 < 1.5. Eerder is beredeneerd dat de limiet voor mo - gelijke ingraving op dﬂuke/d50 = 0.5 zou liggen. Het is echter ook mogelijk dat het omslag - punt voor wel of geen ingraving op een hogere dﬂuke /d50 ligt. Meer testen in het gebied dﬂuke /d50 < 4 zouden kunnen leiden tot een be - tere idee van dit kritieke punt waarbij het anker zich niet kan ingraven. De waarde uit de litera - tuur voor maximale ingraving ligt op 1 anker - bladlengte L Fluke(1tonne,FD) =1.56m, vertaald naar dpen /dﬂuke =1.56/0.55=2.8 (Figuur 18) voor een Flipper Delta anker. Zowel de oude als de nieuw ﬁt voor de formule geven een bovengrens dicht - bij deze waarde. Bij de nieuwe ﬁt dient opgemerkt te worden, dat binnen de datapunten, belangrijke factoren zo - als de hoekigheid varieren. De punten van 60- 90mm en 130-300mm geven dus niet per deﬁni - tie een optimalisatie van de ﬁt. Conclusie Testobservaties in een geschaald bassin beves - tigen wat ook geconcludeerd is tijdens de proto - typeproeven bij het Julianakanaal (Crum(2015)): een grotere (kleinere) korrelgrootte komt over - een met een kleinere (grotere) anker ingraaf - diepte en een kleinere (hogere) ankerhoud - kracht. Een groot aantal van de schaalproeven volgen eenzelfde ankerpad als deﬁnieerd in Fi - guur 3. Het al dan niet vormen van de hoop voor het anker en de mate van ingraving blijkt sterk te correleren met de hoekigheid van de stort - steen korrel. Wat betreft de ingraafdiepte zelf geven de schaaltesten resultaten in dezelfde orde van grootte als de prototypeproeven. Gemiddeldes van de schaalproeven liggen binnen 10% van de gemeten waarden bij het Julianakanaal. Verder zijn de resultaten van de 80-200mm schaalproe - ven zodanig verdeeld dat met een normale ver - deling de 2.5% overschrijdings grens overeen komt met een grotere indringdiepte dan bij de prototype proeven voorkwam. Gezien de gelijk - aardige trends in ankergedrag kan geconclu - HET EFFECT VAN EEN SLEPEND ANKER OP EEN BODEMBESCHERMING VAN STORTSTEEN Figuur 16 - Vergelijking hoekigheid. d!uke /d50 [-] 02468 10 dpen/d!uke [-] 0 0.25 0.5 0.75 1 1.25 1.5 dpen Slepend Anker in Stortsteen Originele formuleToegevoegde schaal dat a Flipper Delta [JK]Flipper Delta [Schaal] StevinMk3 [3 2] StevinMk3 [5 0] d!uke ANKER geotechniek _Aug._2017_v2.indd 37 05/08/17 23:07 38 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 deerd worden dat het beschouwde proces met een redelijke nauwkeurigheid verschaald kan worden. In het geval men vanuit een schaalproef een ontwerpwaarde wil halen, wordt aanbevelen uit te gaan van de grootst gevonden penetratie diepte (of 2.5% overschrijdingswaarde), wat een conservatief resultaat geeft. Het toevoegen van de schaaltesten met het Flipper Delta anker aan de afschattingsformule geeft een nieuwe ﬁt die nagenoeg binnen de fy - sieke grenzen valt die al eerder aan de formule gesteld zijn. Maximale indringing ligt na de toe - voeging iets boven eenmaal de ankerbladlengte bij het gebruik van de uitgebreide dataset. De dataset blijft echter klein en binnen de datapun - ten varieert ook de hoekigheid, welke een grote invloed op de ingraving van de steen heeft. Meer meetpunten met verschillende steengroottes en hoekigheid zouden toegevoegd kunnen worden om de voorspellings formule verder uit te brei - den. Een grotere data set met betrekking tot een ander ankertype, zoals de StevinMk3 kan ons vertellen of de formule wel of niet doorgetrok - ken kan worden naar alle ankers met soortge - lijke vorm. Het gebruik van de ontwerprichtlijn (Crum, 2015) samen met een (schaal)model kan een zeer efﬁciënte manier zijn om ontwerpen van bijvoorbeeld rivierbodembescherming op wa - terremmende lagen, tunnelbeschermingslagen en erosiebescherming te optimaliseren in ge - bieden waar slepende ankers een risico zijn. Referenties - (2010). Anchor Manual. Vryhof Anchors. The Guide to Anchoring. - API (1996). Recommended practice for design and analysis of stationkeeping systems for ﬂoating structures. Technical report, Ameri - can Petroleum Institute Exploration and Pro - duction Department. - Crum, S. (2015). The effect of a dragging an - chor on a horizontal layer of rockﬁll. Technical report, Delft University of Technology, De Vries and van de Wiel. http://resolver.tudelft.nl/ uuid:0f14aa4d-efe5-4c3f-8086-ad876f3e0025. Figuur 17 - Nieuwe schaaldata geﬁt in model. 0 50 100 150 200 0 0.5 1 1.5 2 2.5 3 3.5 dpen Slepend Anker in Stortsteen dpen /d!uke [" ] d!uke /d50 [" ] Originele formule Toegevoegde schaal data Literatuur waarde max. penetratie in zand Figuur 18 - Penetratiegrenzen. Zeer Hoekig Hoekig Sub- Hoekig Sub- Afgerond Afgerond Zeer Afgerond Hoge Sfericiteit Lage Sfericiteit 60-90mm 80-200mm 130-300mm S P P S geotechniek _Aug._2017_v2.indd 38 05/08/17 23:07 GEOKUNST - Augustus 2017 60 Aardbevingen in Noord-Nederland: de nieuwe realiteit In december 1986 schrok Assen op van de eerste aardbeving ten gevolge van de gaswinning. Sindsdien beeft Noord-Nederland, net als Zuid Nederland al veel langer doet. Op 16 augustus 2012 was er in Loppersum een geïnduceerde aardbeving van 3,6 op de schaal van Richter. Deze aardbeving duurde langer en was sterker dan eerdere bevingen. Daarom besloot het kabinet om de gevolgen van de aardbevingen te onderzoeken en waar nodig in te grijpen. Hierbij spelen vragen als: Zijn onze civiele constructies aardbevingsbestendig en veilig: dijken, wegen, spoorwegen, gebouwen? Blijven leidingen op hun plek en heel tijdens een aardbeving? Welke oplossingsrichtingen zien we om burgers en bedrijfsleven een veilige leefomgeving te bieden? Internationaal is er veel ervaring met aardbeving bestendig bouwen. Maar Nederland is een nieuwkomer. Wat is het verschil tussen onze aardbevingen en die elders? Wat zijn de gevolgen van een aardbeving? Wat zijn de risico’s precies? Wat kunnen we doen om de veiligheid van onder andere Noord-Nederland te verhogen? Aardbevingen: een basis Siefko Slob, ingenieursgeoloog, trapte af met het bijspijkeren van onze basiskennis over aardbevingen. Hij vertelde over de gevolgen van de aardbeving in oktober 2005 in Pakistan. Hij was er enkele maanden later en het maakte diepe indruk. Er vielen ongeveer 72.000 slachtoffers. Zo kwamen er veel kinderen om in scholen die instortten. Daarnaast was er enorm veel materiële schade. Om dit te illustreren toonde Siefko een foto van een brug die 1,5 meter was verschoven op zijn pijlers. De brug was nog intact. Evident is dat er heel slecht gebouwd was. Beton was meer een soort sterk zand, met veel te weinig wapening. Stenen waren gewoon op elkaar gestapeld, zonder of met heel slecht cement. Pleisterwerk moest de slechte kwaliteit van de bouwsels verhullen. Siefko vertelde over de oorzaak van aardbevingen: meestal plaattektoniek en soms vulkanische activiteit of menselijk handelen. In Zuid-Nederland hebben we te maken met natuurlijke aardbevingen door plaattektoniek: het op elkaar botsen van aardplaten. In Noord-Nederland, vooral Groningen, hebben we aardbevingen door menselijk handelen: door gaswinning veroorzaakte compactie in het diepe zandsteen reservoirgesteente. Figuur 1 - Aardbevingsbestendig bouwen: modellen getest op een triltafel. Spelen met geokunststof 6; NGO-workshop 13 april 2017: aardbevingsbestendig bouwen met geokunststoffen dr. ir. Siefko Slob Witteveen en Bos ir. Wim Voskamp Voskamp Business Consultancy drs. ing. Erik W. Vastenburg Hoogheemraadschap Hollands Noorderkwartier ir. Joris van den Berg Low en Bonar ing. Piet van Duijnen Lid NGO Commissie: Innovatie en Kennisoverdracht, Geotec Solutions dr. ir. Suzanne van Eekelen Voorzitter NGO Commissie: Innovatie en Kennisoverdracht, Deltares geotechniek _Aug._2017_v2.indd 60 05/08/17 23:08 Samenvatting 61 GEOKUNST - Augustus 2017 Siefko liet zien hoe er P-, S-, Love- en Rayleigh- golven bestaan en dat je in een accelerogram deze golven kan herkennen, en hoe je daarmee de afstand tot een epicentrum kan bepalen. Er zijn verschillende methoden om de zwaarte van een aardbeving vast te leggen. Bijvoorbeeld met de schaal van Richter, die een maat geeft voor de energie die tijdens de aardbeving vrijkomt. Of met de intensiteit- schaal van EMS-98. Hoe groter de schade, hoe hoger de intensiteitsschaal. Bovendien vertelde Siefko hoe grondbewegingen worden voorspeld. Gevolgen van aardbevingen Door een aardbeving beweegt de grond en kan zand of silt verweken. Als er verweking optreedt, dan loopt de waterspanning op, waardoor de schuifsterkte van het zand afneemt. Er ontstaat drijfzand. Hierdoor kan de stabiliteit van een (grond-)constructie in gevaar komen. Een dijk kan falen of een damwandconstructie kan overbelast raken. Aardbevingsbestendig bouwen Hoe kan schade door aardbevingen worden voorkomen? Dat kan door de kans op verweking te verkleinen en de constructies te wapenen of stabieler te maken, zodat ze beter bestand zijn tegen het versnellingssignaal. De kans op verweking kan worden verkleind door grondverbetering, bijvoorbeeld het verdichten van losgepakte zanden of het toepassen van bijvoorbeeld mixed-in-place technieken. Ook wordt drainage toegepast zodat wateroverspanning door de aardbeving zo snel mogelijk wordt gereduceerd. Voorbeelden hiervan zijn met geotextiel omhulde grind kolommen, drainpijpen of verticale drainage. Wim Voskamp liet zien hoe geokunststoffen internationaal worden toegepast bij aardbevingsbestendig bouwen. Ontspannen of wapenen zijn de twee hoofdtoepassingen van geokunststof bij aardbevingsbestendig bouwen. Dus wateroverspanning afvoeren door drainage- voorzieningen of horizontale versnellingen opvangen met wapening. Wim liet zien hoe in Japan het denken over aardbevingsbestendig bouwen is ontwikkeld. Gewapende betonnen L-muren zijn vervangen door gewapende grond met een daaraan verankerde, ter plaatse gestorte, betonnen wand. Gewapende grond is verplicht in Japan bij de bouw van kunstwerken of steile hellingen in de spoorwegenbouw. Honderden kilometers gewapende wanden zijn al gebouwd. Inmiddels experimenteren de Japanners met integraalbruggen, waarbij het brugdek is verankerd aan de landhoofden. Dat kost meer inspanning om de thermische werking op te vangen, maar het resultaat is betere aardbevings- en tsunamibestendigheid. Voor het afvoeren van wateroverspanningen die tijdens het beven ontstaan, wordt gewerkt met verschillende typen drainage. Hierbij valt te denken aan normale verticale drainage, maar ook grind- en zandkolommen, al dan niet met geokunststof omhuld. Om de kennis over de geokunststoffen bij het aardbevingsbestendig bouwen te delen, organiseerde het NGO haar zesde creatieve sessie op een mooie zonnige dag in april. Bijna veertig creatievelingen van opdrachtgevers, aannemers, ingenieursbureaus en kennisinstituten gingen op zoek naar geokunststof-oplossingen voor het aardbevingsbestendig bouwen. Nadat een tweetal sprekers een theoretisch ondergrondje hadden gelegd, voerden de deelnemers proefjes uit en werden vernieuwende geokunststofconstructies bedacht. Ontspannen of wapenen, dat zijn de twee hoofdtoepassingen van geokunststof bij aardbevingsbestendig bouwen. Dus wateroverspanning afvoeren door drainage voorzieningen of horizontale versnellingen opvangen met wapening. In aardbevingsgevoelige landen zoals Japan dagelijkse praktijk, in Nederland moet dat nog komen. Figuur 2 - De paalmatrasmodellen voor en na het belasten: aardbeving tijdens een bovenbelasting! geotechniek _Aug._2017_v2.indd 61 05/08/17 23:08 GEOKUNST - Augustus 2017 62 Creatief aardbevingsbestendig bouwen Het op papier verzinnen van aardbevingsbestendige oplossingen is één, de praktische toepassing is twee. De zes groepen werden uitgedaagd om zelf aardbevingsbestendig te bouwen. Hiervoor hadden Piet van Duijnen en Ron Voets van tevoren een triltafel en zes proefopstellingen in elkaar geklust. Twee groepen moesten een paalmatras bouwen, twee groepen een steilwand en twee groepen een grondlichaam met steile taluds van 45 graden. Steilwanden en grondlichamen moesten minimaal 30 cm hoog zijn en blijven. Na het bouwen zouden de modellen op een speciale triltafel worden belast, ook door Piet en Ron gebouwd van een trilmotor, een houten plank en het geheel opgelegd op autobanden. De groepen moesten hun bouwmaterialen, zoals damwanden of geokunststoffen, kopen voor speciale NGO-euro’s: hoe meer CO 2 belasting, hoe duurder de bouwmaterialen. Bij elk constructietype zou het goedkoopste model dat door de jury werd goedgekeurd de winnaar zijn. Figuur 2 laat de paalmatrassen zien. Stevig gewapend met plastic zakken en papier en nog eens extra gezekerd met stevige tape. De voorste paalmatras zakte wat rond zijn palen, maar beide bleven heel, ondanks de dubbele belasting door het beven en een bovenbelasting. De steilwand van Figuur 3 werd afgekeurd vanwege onvoldoende hoogte, en bovendien was de wand niet aardbevingsbestendig. Blijkbaar is vochtig papier geen optimale wapening. De steilwand gewapend met een oud laken, gevonden in de bus van Ron Voets, hield het ook niet. Onvoldoende verankeringslengte en te dikke grondlagen waren de oorzaak van het falen. Je zou bijna denken dat steilwanden van gewapende grond geen goed idee zijn om aardbevingsbestendig bouwen. In Japan voldoen ze echter uitstekend. Daar zijn heel spectaculaire voorbeelden van zeer hoge gewapende wanden die heel bleven terwijl de omgeving totaal werd verwoest tijdens aardbevingen. Figuur 4 - Een steilwand met wapening van laken, voor en na de aardbeving. De verankeringslengte van het laken was onvoldoende. Figuur 3 - Een steilwand met wapening van papier, voor en na de aardbeving. Vochtig papier is niet zo een beste wapening. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 62 05/08/17 23:08 63 GEOKUNST - Augustus 2017 SPELEN MET GEOKUNSTSTOF 6; NGO-WORKSHOP 13 APRIL 2017: AARDBEVINGSBESTENDIG BOUWEN MET GEOKUNSTSTOFFEN De grondlichamen met de steile taluds van 45 graden gaven allebei geen krimp tijdens de aardbeving. Hier voldeed de wapening uitstekend. Omdat we toch wel graag alle modellen stuk wilden maken, hebben we ze nogmaals belast nadat de zijwanden waren weggehaald. Toen gingen ze gelukkig fatsoenlijk kapot. Voor elk type bouwsel werd een van de twee groepjes tot winnaar uitgeroepen. Bij de paalmatrassen werd groep 1, onder leiding van Adriaan Kastelijn, de winnaar, omdat groep 2 meer gehavend uit de aardbeving kwam. Bij de gewapende grond stond de jury voor een uitdaging. De steilwand van groep 3 voldeed niet aan de eisen speciﬁcatie, maar de steilwand van groep 4 wist de aardbeving niet te overleven. Uiteindelijk won groep 4 op basis van bouwkosten de Zilveren Paashaas. Blijkbaar is de beste constructie een gewapend 45-graden talud. Opvallend was dat beide groepen, ondanks de 45-graden helling, toch de terugslag methode hadden toegepast. Bedrijfsspionage is niet helemaal uit te sluiten, want toevallig hadden beide groepen drie lagen wapening toegepast. Groep 5 had wel heel creatief de bovenste laag uitgevoerd; deze bestond uit de plastic zak waarin het zand is aangevoerd. De constructie van groep 6 was net even mooier om te zien, en het oog wil ook wat. Groep 6 onder de bezielende leiding van Martjan Bodegom heeft gewonnen. De uiteindelijke overall winnaar was groep 6. Naast horizontale wapening had deze groep ook verticale wapeningsstaven toegepast. Uit de hoek van de groep met de meeste leveranciers is natuurlijk protest aangetekend. Gelukkig waren 4 prijzen beschikbaar, zodat deze groep omgekocht is met een troostprijs. Cases Er moest meer gebeuren dan spelen met zand, water en wapening. Joris van den Berg en Erik Vastenburg legde de zes teams twee cases voor. Na een uitgebreide lunch en het uitvoeren van de proeven zijn de zes teams intensief gaan discussiëren over deze cases. Onder leiding van cases-voorbereider Joris van den Berg en dagvoorzitter Wim Voskamp zijn de cases tenslotte met de hele groep bediscussieerd. Voor iedere case moesten de groepjes de faalmechanismen beschrijven en vervolgens maatregelen bedenken om de aardbevingsbestendigheid van de bestaande constructie te verbeteren, dan wel hoe een nieuwbouw constructie kan worden opgebouwd. Case 1 Verankerde damwand In een havengebied staat een damwand. Deze is verankerd in een relatief losgepakte laag zand die gevoelig is voor verweking als gevolg van een aardbeving. Het gevolg hiervan is dat de damwand tijdens een aardbeving niet stabiel is. Gevraagd werd oplossingen te bedenken voor aardbevingen van (1) hoge en (2) lage magnitude. De volgende faalmechanismen werden genoemd: vervormingen van de damwand door het bezwijken van het anker of te hoge buigende momenten in de damwand. Verweking van zand, gevolgd door zakking, sand boils of het opbarsten van de toplaag. Verweking van de diepe zandlaag kan bovendien leiden tot een diep glijvlak. Voor het verbeteren van de bestaande situatie zijn allerlei creatieve oplossingen bedacht: verbeteren van de losgepakte zandlaag, door bijvoorbeeld verdichten of het toepassen van geotextiel omhulde zand- of grindpalen, die zouden de zandlaag veel stijver maken en bovendien ontspannend werken: de wateroverspanning wordt verminderd. Voor de hogere amplitudes zouden de grindkolommen dieper kunnen worden doorgezet. Dan kan meteen het overspannen water ook naar beneden afvloeien, en de kleilaag stijver worden. Er kunnen ankers worden aangebracht tot in de diepe zandlaag, of er kan een ballastblok in geotextiel aan het anker worden aangebracht. Bemaling kan helpen, net als een geotube voor de damwand, of een zanddicht ﬁlterdoek. Verschillende drainagevoorzieningen werden genoemd, zoals; zand grind palen, verticale kunststof drainage en een grindkoffer met een scheidingsvlies. Tenslotte kan de losgepakte zandlaag geheel worden vervangen door een goed verdichte laag, die dan ook meteen wordt gewapend met geokunststof. Voor een volledige nieuwbouw damwand werden de volgende creatieve oplossingen bedacht: een Figuur 6 - Zes groepjes aan het bouwen. Figuur 5 - De beide grondlichamen met steile taluds van 45 graden waren aardbevingsbestendig, de zijwand moest er af om ze stuk te krijgen tijdens een aardbeving. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 63 05/08/17 23:08 GEOKUNST - Augustus 2017 64 blok gewapende grond, met een damwand of andere kademuur ervoor. De gewapende grond kan worden uitgevoerd als een ontlastconstructie of kan integraal aan de voorzetwand worden vastgemaakt. Zeer creatief bedacht is het aanbrengen van kleppen in de damwand, met een geotextiel, waardoor wateroverspanning wel maar zand niet kan ontsnappen. Als geokunststof wordt verbonden aan de damwand, dan kan de geokunststof dienen als anker.. Andere creatieve oplossingen waren: een kistdam in plaats van het anker, een zware onverankerde damwand, een paalmatras om de vloer te ontlasten en een buis om het anker om zakkende grond op te vangen. Case 2 Woonboerderij In een dorp in het Groningse aardbevingsgebied staat een woonboerderij uit 1832. Deze is gefundeerd op staal. Tijdens aanleg is de fundatiepoer aangebracht op een kleine strook verdicht rivierzand, ofwel grondverbetering. Weer werd gevraagd om oplossingen voor de bestaande situatie voor een aardbeving met (1) hoge magnitude en (2) een lage magnitude. De volgende faalmechanismen worden genoemd: verweking van het zandpakket en daardoor verlies van het draagvermogen van de ondergrond, ongelijkmatige vervormingen, te weinig stijfheid, sterkte en stabiliteit van de woonboerderij en daardoor schade aan metselwerk, afschuiven naar de sloot, squeezing van de losgepakte zandlaag. Voor het verbeteren van de bestaande situatie zijn allerlei creatieve verbeteringen bedacht om de ondergrond of de omgeving van het huis te verbeteren: het aanbrengen van een paalfundering tot in de diepere zandlaag en die koppelen aan de vloer. Een damwand aanbrengen langs de sloot, of de sloot dempen en verplaatsen. De sloot kan ook gedempt worden met een zware geotube, waardoor de woning stabieler komt te staan. Drainage van de losgepakte zandlaag. Het huis staat op een talud van klei, dat kan worden vervangen door gewapende grond om zijdelings afschuiven tegen te gaan. Het injecteren van de fundaties van het huis met cementmortel of kunsthars. De woning kan zelf ook worden verbeterd door hem stabieler te maken, het metselwerk zijn constructieve functie ontnemen of te wapenen, bijvoorbeeld met carbon staafjes. Huis weer recht zetten door het op te vijzelen. De schoorsteen inpakken in geotextiel of zelfs de hele woning inpakken in geotextiel, al dan niet met een baksteenprint er op. Glasvezel behang aanbrengen voor de lage amplitude-belasting. Als de bewoners het huis voor langere tijd kunnen verlaten kan de houten oude vloer worden vervangen door een lichtgewicht funderingsvloer met EPS, die wordt afgestort met schuimbeton met een wapening die integraal wordt verbonden met de funderingsbalken aan de buitenkant. Hierdoor wordt de hele woning op een grote plaat gezet. De daken van deze woonboerderijen zijn vaak zwaar. Dat is meestal een probleem. Die daken kunnen vervangen worden door kunststof daken. Voor een volledige nieuwbouwhuis werden de volgende creatieve oplossingen bedacht: een stabiel huis bouwen op een paalfundering die tot in een diepere zandlaag wordt gefundeerd, het huis op een geokunststof matras zetten, al dan niet op palen en het huis in Amerikaanse stijl bouwen, met een houtskelet en verstevigingen. Een kuip bouwen waarvan de randen bestaan uit gewapende grond, met erin twee EPS lagen met daartussen teﬂon folie. Zo komt het huis los te staan van de ondergrond die beweegt. De toegang tot het huis wordt een loopbrug. Er zijn trouwens ook nog andere glijconstructies mogelijk. Het bouwen van een lichtgewicht huis, of een drijvend huis in de sloot. Disclaimer Dit artikel doet verslag van een creatieve sessie, waarbij creatief is gebrainstormd. De oplossingen die worden genoemd zijn niet allemaal haalbaar of praktisch. Dankwoord De bestuursleden van het NGO willen Piet van Duijnen van Geotec Solutions en Ron Voets van Voets Gewapende Grond bedanken voor het op maat maken en ter beschikking stellen van een triltafel, houten mallen en andere hulpstukken om de modellen te kunnen bouwen en het transport daarvan. Figuur 7 - Case 1: verankerde damwand. Figuur 8 - Case 2: woonboerderij. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 64 05/08/17 23:08 8 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Monitoring Sluizen IJmuiden levert verrassende resultaten Ir. H.R. Havinga Senior adviseur Deltares, Delft Ir. J. Brinkman Expert geotechniek Deltares, Delft Ir. E.C.A.N. Valckenier von Geusau Projectleider GeoMonitoring, Iv-Infra B.V., Sliedrecht Introductie Achtergrond Na bijna honderd jaar wordt de Noordersluis in IJmuiden vervangen om ook grotere schepen door te laten. De nieuwe zeesluis wordt 70 m breed, 500 m lang en 18 m diep. De bouw is be - gin 2016 gestart. Eind 2019 moeten de eerste schepen door de nieuwe sluis varen. Door Rijkswaterstaat is jarenlang gewerkt aan de voorbereiding van de aanleg van de nieuwe zeesluis bij IJmuiden. Het project is op de markt gebracht als Design, Build, Finance and Main - tain (DBFM)-contract. OpenIJ (een consortium van BAM-PGGM en Volker Wessels-DIF) heeft van Rijkswaterstaat de opdracht gekregen voor de bouw van de nieuwe zeesluis bij IJmuiden. De nieuwe sluis wordt gebouwd tussen de be - staande Noordersluis en Middensluis (zie Fi - guur 1). Deze twee sluizen moeten blijven functione - ren gedurende de bouw van de nieuwe sluis. In dit kader zijn door de expertgroep Ondergrond Constructie, bestaande uit prof. ir. A.F. van Tol, prof. dr. ir. J.C. Walraven en ir. F.J. Remeij, voor onderdelen van de Noordersluis en de Midden - sluis grenswaarden voor horizontale en vertica - le verplaatsing opgesteld die niet mogen worden overschreden tijdens de bouw. Om inzicht te krijgen in de bandbreedte van de horizontale en verticale verplaatsingen van de Noordersluis en Middensluis als gevolg van het reguliere schutbedrijf en mogelijke andere in - vloeden is door Deltares voor RWS een monito - ringsplan opgezet voor de twee bestaande slui - zen. Deltares heeft de monitoring van de sluizen voorbereid en begeleid. De monitoring is gedu - rende de periode december 2014 – november 2015 uitgevoerd door de monitoringsaannemer Advin / Iv-Infra v.o.f. De meetresultaten zijn op - geleverd in een rapportage die als meet-infor - matie aan het contract is toegevoegd. Monitoringsplan In Figuur 1 is de huidige situatie van het slui - zencomplex in IJmuiden weergegeven. De Nieu - we Zeesluis (NZS) zal tussen de Noordersluis (NS) en de Middensluis (MS) worden aangelegd. Hierbij wordt het Middensluiseiland (MSE) door - sneden en wordt een deel van het Zuidersluisei - land verwijderd. Door de expertgroep Ondergrond en Construc - ties was eerder, in periode 2012-2013, uitge - zocht op welke wijze de bestaande construc - ties kunnen worden beïnvloed door de aanleg van de nieuwe sluis. Hierbij zijn aan te houden grenswaarden (raakvlakeisen) voor de defor - matie van constructieonderdelen van de Noor - dersluis en Middensluis bepaald (zie tabel 1). Om de grootte van de huidige natuurlijke be - weging van de Noordersluis en Middensluis te Figuur 1 - Situatie voor aanleg nieuwe zeesluis. Tabel 1 - Raakvlakeisen (grenswaarden) constructies voor bouwperiode nieuwe sluis (uitvraag DBFM-contract). Raakvlakeis Constructieonderdeel Zuidelijke kolkwand Noordersluis Sluishoofd Noordersluis Cassetteblok Noordersluis Middensluis (wand en sluishoofd) Horizontale verplaatsing 30 mm (naar noorden) 15 mm (naar zuiden) 10 mm 30 mm 20 mm Verticale verplaatsing 5 mm 5 mm 10 mm 10 mm geotechniek _Aug._2017_v2.indd 8 05/08/17 23:07 9 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 bepalen zijn de volgende objecten gedurende een jaar gemonitord: • Noordersluis: - Kolkwanden. - Cassetteblokken. - Binnen- en buitenhoofd. • Middensluis: - Kolkwanden. - Binnen- tussen- en buitenhoofd. - Bewegingswerkkelders. - Vleugelwanden. De beweging van deze objecten zal hoogst - waarschijnlijk een relatie hebben met water - standen en weersinvloeden. Daarom zijn de volgende gegevens gemeten: - De waterstanden op de Noordzee, het Noordzeekanaal en in de sluiskolken - Meteo: Dit betreft de luchtdruk, luchttem - peratuur, windsnelheid en -richting en neerslag - Watertemperatuur - Grondwaterstanden en stijghoogten. Eisen aan opstelpunten en nauwkeurigheid metingen De verplaatsingsmetingen zijn vanwege de ver - eiste meetfrequente en nauwkeurigheidseisen uitgevoerd met behulp van total stations. De meetnauwkeurigheid bij een total station op - stelling is afhankelijk van de meetapparatuur en de posities van de meetapparatuur t.o.v. meetpunten en referenties. Aan de monitoringsaannemer zijn daarbij door Deltares de volgende eisen gesteld: 1 De opstelpunten van de total stations zijn vast verankerd en onveranderlijk geduren - de de looptijd van het project 2 De opstelpunten van de total stations zijn geschikt om een zogenaamde dwangcentre - ring uit te voeren; hierbij kan op de positie van een Total Station ook een prisma worden bevestigd opdat de onderlinge posities van Total Station en prisma gevalideerd kunnen worden; eventueel kan er ook onder of boven het Total Station een prisma (360° prisma) worden gemonteerd voor deze veriﬁcatie 3 De nauwkeurigheid van de meetopstelling wordt berekend. Uit deze berekening volgen: - De standaardafwijking per meetpunt in x, y en z-richting. - De maximale coördinaatverandering t.g.v. een fout ter grootte van de grens - waarde. De grenswaarde is de maxima - le fout die met een kans van 80% kan worden gevonden door de geometrische structuur van de meetopzet. 4 De bewegingen van meetpunten moeten worden berekend en vastgelegd t.o.v. de re - ferentie. Als referentie geldt het midden van het Noordersluiseiland voor de metingen aan de Noordersluis en het midden van het Zuidersluiseiland voor de metingen aan de Middensluis. Dit zijn voor beide sluizen de meest “vaste” locaties aan de zijde van de sluizen waar niet wordt gebouwd. Op deze referentielijnen moeten minimaal 3 meet - punten op vaste referenties worden gemon - teerd. Als referentie kunnen gefundeerde gebouwen of in de grond geïnstalleerde pa - len worden gebruikt. Samenvatting In IJmuiden wordt tussen de bestaande Noordersluis en Middensluis een nieuwe zeesluis ge - bouwd. Tijdens de bouw moeten de bestaande sluizen blijven functioneren. Daarom zijn eisen aan de verplaatsingen van deze sluizen gesteld. Om inzicht te krijgen in de verplaatsingen als gevolg van het reguliere schutbedrijf en andere invloeden zijn de sluizen een jaar lang gemonitored. Dit artikel gaat in op de inrichting en resultaten van de monitoring. De uit de metingen volgende verplaatsingen zijn verrassend groot. In een correlatiestudie is naar verbanden tussen actoren (waterstanden, meteo) en verplaatsingen gezocht. De nauwkeurigheid van de gebruikte meet - systemen is geanalyseerd. Tabel 2 - Eisen aan continu meting Monitoring parameter Aantal Meetfrequentie Nauwkeurigheidseis Door Horizontale deformatie 71 1* per uur Max. standaardafwijking 1,0 mm MonitoringAannemer Verticale deformatie 71 1* per uur Max. standaardafwijking 1,0 mm Monitoring aannemer Waterstand Noorzeekanaal 1 1*per uur 0,01 m RWS Waterstand kolk Noordersluis 1 1*per uur 0,01 m Monitoring aannemer Waterstand kolk Middensluis 1 1*per uur 0,01 m Monitoring aannemer Waterstand Noordzee 1 1*per uur 0,01 m RWS Camera opname Middensluis 1 1*per uur Full HD 1920*1080 pixels Monitoring aannemer Camera opname Noordersluis 1 1*per uur Full HD 1920*1080 pixels Monitoring aannemer Meteo (luchttemperatuur, luchtdruk, wind, neerslag) 1 1* per uur Resolutie: - Temp: 0,1 graad- Barometer: 0,1 hPa - Wind: 0,5 m/s- Neerslag: 0,2 mm Monitoring aannemer Peilbuizen 4 (2 per kolk) 1* per uur 0,01 m Monitoring aannemer Watertemperatuur kolk Middensluis en Noordersluis 2 (1 per kolk) 1* per uur 0,5 graad Monitoring aannemer vanaf eind 2014 geotechniek _Aug._2017_v2.indd 9 05/08/17 23:07 10 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 In tabel 2 is een overzicht van de monitoring gegeven. Figuur 2 is de constructietekening van de Noor - dersluis, met daarin aangegeven de locatie van de meetpunten. Naast de continu meting zijn eisen gesteld aan metingen op speciale meetdagen. Op deze da - gen wordt met een hogere frequentie van één - maal per kwartier gemeten. Aanleg Monitoring Eind oktober 2014 is door Advin / Iv-Infra v.o.f. begonnen met de opbouw van de monitorings - systemen voor de Noorder- en de Middensluis. De tachymetrische meetsystemen bestonden uit respectievelijk 7 en 4 Total Stations. De Total Stations waren op de sluisplateau’s opgesteld op meetpalen en waren voorzien van een pris - ma bovenop, om de Total Stations elkaars posi - tie te kunnen laten inmeten. Tevens werden er koppelpunten tussen de Total Stations voorzien, om een nog betere onderlinge relatie tussen de Total Stations te krijgen. Op beide sluizen stond een centrale PC, waaruit de Total Stations mid - dels radiomodems werden aangestuurd door middel van het softwarepakket GeoMoS. Elk uur voerden de Total Stations een meetronde uit, waarbij de data werd opgeslagen op de centrale PC. De geregistreerde meetdata werden vervol - gens per meetronde vereffend met de geodeti - sche netwerkvereffeningssoftware Move3. Door de resultaten van al deze vereffeningen te ver - gelijken met de coördinaten van de nulmeting, konden de verplaatsingen ten opzichte van de nulmeting in beeld worden gebracht. De meteogegevens werden verzameld door een datalogger, waar de verschillende meteo-sen - soren op waren aangesloten. De verschillende waterstandsmetingen werden uitgevoerd met behulp van divers en met door RWS verzamelde data. Tevens werd op beide sluiscomplexen een aan het internet verbonden camera geïnstal - leerd, welke elk uur op een aantal voorgepro - grammeerde posities foto’s namen. Zodoende was inzichtelijk of er extra belastingen op de sluisplateau’s aanwezig waren, ten tijde van de meetrondes. Monitoringsresultaten Verplaatsingen cassetteblok Figuur 3 geeft een voorbeeld van de gemeten verplaatsingen gedurende de maand augustus. Het betreft de verplaatsing in X-richting paral - lel met de sluis (ongeveer richting oost) van de punten op het zuidelijk cassetteblok aan de zij - de van het Noordzeekanaal. Figuur 4 en 5 tonen de verplaatsing in Y loodrecht op de sluis (on - geveer richting noord) en Z-richting (verticaal) van deze zelfde punten. De verplaatsingen zijn gerelateerd aan de nulmeting. De nulmeting is de gemiddelde locatie (x,y,z) op 28 novem - ber 2014. Uit de meting blijkt dat er binnen de maand augustus een variatie van X-richting van +/- 3 mm op kan optreden. In de Y-richting zijn de variaties vergelijkbaar. In de Z-richting lij - ken de variaties iets kleiner. Figuur 3 - Verplaatsing in X-richting op het zuidelijke cassetteblok bij het binnenhoofd. Figuur 2 - Constructie Noordersluis met locatie meetpunten. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 10 05/08/17 23:07 11 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Voor andere meetpunten op de Noordersluis zijn vergelijkbare variaties gevonden. De varia - ties van de verplaatsing in de meetpunten op de Middensluis zijn vaak iets kleiner. Door de expertgroep is op basis van haar analy - ses van te voren een veel kleinere variatie inge - schat. Het cassetteblok is een stijve constructie op veel palen. De constructie wordt niet door sterk wisselende waterstanden belast. De ge - meten variaties in de verplaatsingen zijn daar - om verrassend groot. De vraag is of er een verklaring gevonden kan worden voor de variaties in de verplaatsingen van de meetpunten. Hiervoor zijn de volgende mogelijke verklaringen onderzocht: - Fysieke verklaringen (invloed van water - standen, meteo) - Meetkundige verklaringen (nauwkeurigheid van metingen) Onderzoek verplaatsingen Correlaties Om de relatie tussen verplaatsingen en de me - teogegevens en waterstanden te analyseren is een rekentool (excel-sheet) gebouwd. Met deze tool is de correlatie tussen de verplaatsing van een meetpunt en een meteogegeven of water - stand berekend. Voor de meetperiode december 2014- februari 2015 en voor de meetdag 27 februari zijn alle correlaties berekend. Op de meetdag zijn de metingen met een hogere frequentie, namelijk 4 maal per uur, uitgevoerd. Het doel van deze analyses is om eventuele verbanden tussen actoren (meteo,waterstan - den, grondwaterstanden) en verplaatsingen op te sporen. De correlatie is berekend voor de verplaatsin - gen van de meetpunten en standplaatsen in re - latie tot de volgende actoren: - Gemiddelde luchttemperatuur (GLT) - Gemiddelde luchtdruk (GLD) - Gemiddelde luchtvochtigheid (GLV) - Minimale windsnelheid - Maximale windsnelheid - Gemiddelde windsnelheid MONITORING SLUIZEN IJMUIDEN LEVERT VERRASSENDE RESULTATEN Figuur 4 - Verplaatsing in Y-richting op het zuidelijke cassetteblok bij het binnenhoofd. Figuur 5 - Verplaatsing in Z-richting op het zuidelijke cassetteblok bij het binnenhoofd Tabel 3 - Sterke correlaties Noordersluis periode december 2014 t/m februari 2015 (meetfrequentie verplaatsingen 1x per uur). Meetpunt Verplaatsing in Richting Temperatuur Noor - dersluis Temperatuur Middensluis N02 X -0,62 -0,65 N03 X -0,67 -0,67 N12 Z -0,62 -0,66 N13 X 0,61 N17 Z 0,67 0,67 N22 X 0,64 0,66 N22 Z 0,65 0,63 N35 X 0,67 0,64 N36 X 0,63 N37 X 0,78 0,80 N37 Y -0,66 -0,68 N38 Z -0,81 -0,82 1001 Y 0,62 0,63 1001 Z -0,80 -0,79 1003 Z -0,62 -0,62 1005 Y -0,61 geotechniek _Aug._2017_v2.indd 11 05/08/17 23:07 12 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 - Overheersende windrichting - Neerslag - Cumulatieve neerslag - Waterstand Noordersluis-Oost(kanaalwa - terstand) - Waterstand Noordersluis-West(buitenwa - terstand) - Buitenwaterstand - Waterstand Noordersluis - Waterstand Middensluis - Temperatuur (water) Noordersluis - Temperatuur (water) Middensluis - Grondwaterstanden of stijghoogten in peil - buizen B16.1 t/m B16.4 en B28.1 t/m B28.3 N.B. de buitenwaterstand is op 2 verschillende locaties gemeten. Het volgende onderscheid is gemaakt naar de sterkte van de correlatie: Voor de periode december 2014 t/m februa - ri 2015 Noordersluis is een sterke correlatie gevonden tussen de verplaatsing (x of y) en de watertemperatuur in de Noordersluis of Mid - densluis (tabel 3). Ook bij de Middensluis zijn sterke correlaties gevonden met de actoren temperatuur (water) van de Noordersluis en Middensluis. De sterke correlatie wordt veroorzaakt doordat de tempe - ratuur van het water in deze maanden zakt, ter - wijl de verplaatsingen van de punten in tabel 2 een duidelijke richting (toe of afname) vertonen. Wiskundig gezien is er dan een sterke correla - tie. Omdat de correlatie zowel positief als nega - tief is en er bij andere meetpunten geen sterke correlatie is gevonden is er geen fysische bete - kenis voor deze gevonden sterke correlaties. Bij de HoogFrequente meting op 27 februa - ri 2015 zijn voor de Noordersluis de in tabel 3 vermelde sterke correlaties gevonden. Opvallend is het groot aantal sterke correlaties dat bij de HF-meting wordt gevonden tussen de verplaatsingen en GLT(luchttemperatuur), GLV (luchtvochtigheid) en GLD(luchtdruk). De correlaties zijn echter niet eenduidig en niet bij alle meetpunten aanwezig. Daarom hebben ze geen fysische betekenis. De enige sterke correlatie die wel een fysische betekenis heeft bij de HF-meting is de corre - latie tussen de verplaatsing in y-richting van de meetpunten N07 en N08 en de buitenwater - stand en waterstand Noordersluis west. N07 heeft in y-richting ook een sterke correlatie met de waterstand in de Noordersluis. Deze correlaties zijn te verklaren doordat een hoge waterstand in de kolk een hogere druk tegen de kolkwanden geeft en daarmee een verplaat - sing in y –richting (van de kolk af). Bij andere meetpunten worden deze sterke correlaties niet gevonden. Het correlatieonderzoek bij de Middensluis le - vert vergelijkbare resultaten. Conclusies correlatieonderzoek Er zijn verschillende sterke correlaties gevon - den. De meeste gevonden sterke correlaties zijn niet eenduidig en/of hebben geen fysische betekenis. De enige sterke correlatie met een fysische betekenis is de verplaatsing in y-rich - ting tijdens de HF-meting van de meetpunten N7 en N8 op de noordelijke wand van de noor - dersluis en de buitenwaterstand, waterstand in Noordersluis en Noordersluis West. Driedimensionale vervorming kolkwanden Van de verplaatsingen die in de eerste 3 maan - den (ieder uur) zijn gemeten van de Noor - dersluis en Middensluis zijn ﬁlms gemaakt, zodat de verplaatsing in de tijd gevolgd kan worden. Deze ﬁlms zijn geanalyseerd met het doel of er een patroon in de verplaatsingen te herkennen is. De verplaatsingen zijn als ver - plaatsingsvectoren van de meetpunten van de Tabel 4 - Sterke correlaties bij de Noordersluis op speciale meetdag 27 februari 2015 (Hoog - frequent meting). Meet - punt Verplaatsing in Richting GLT GLV GLD Waterstand Noor - dersluis West Waterstand Buiten Waterstand Noordersluis N01 Y 0,66 N02 Y -0,66 0,69 N04 X -0,69 N04 Y -0,61 0,67 N05 X 0,62 0,68 N07 Y 0,73 0,73 0,66 N08 Y 0,66 0,66 N08 Z -0,61 N12 Z 0,65 N13 X 0,73 N13 Y -0,66 N24 Z 0,71 N25 Z -0,61 N31 Z -0,63 N33 Z -0,72 N34 Z -0,67 N35 Z -0,61 N36 Y 0,67 N36 Z -0,67 N37 Z -0,62 geotechniek _Aug._2017_v2.indd 12 05/08/17 23:07 13 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 sluizen uitgezet, zie ﬁguur 6. De grootte van de verplaatsingen zijn uitgezet in relatie tot de grootte van de verplaatsingen in het assen - kruis. De verplaatsingen in het assenkruis zijn 10 mm. Uit de analyse van de ﬁlms bleek het beeld van de metingen per uur vooral "chao - tisch" in de zin dat het niet goed mogelijk is om een patroon te herkennen. Zo is er geen sym - metrie in de verplaatsingen van de kolkwanden en is de verplaatsingsrichting over de lengte van de kolkwand verschillend. De conclusie is dat op basis van de meetronden van circa 15 minuten die één keer per uur werden uit - gevoerd er geen consistente patronen zijn te herkennen. Plaatsvastheid standplaatsen en referentiepunten De standplaatsen van de Total Stations zijn, in een situatie als op de sluizen in IJmuiden, nooit geheel plaatsvast te krijgen. Elke opstel - constructie wordt beïnvloed door meteo-om - standigheden (zonnestraling, wind, etc.) en in deze speciﬁeke situatie stonden de meetop - stellingen maximaal 10m van de kolkwand af. Doordat de Total Stations echter elkaar en een aantal als vast beschouwde referentiepunten in de omgeving inmeten, kan wel elke meetronde met een hoge nauwkeurigheid hun werkelijke positie worden bepaald, waardoor het schijn - bare ‘probleem’ van niet plaatsvastheid wordt opgelost. Ondanks het feit dat de referentiepunten verder van de kolk af waren aangebracht op middellijn van het Noordersluis- en Zuidersluiseiland is ook daar van een aantal punten de vraag ge - rezen of ze wel als volledig plaatsvast konden worden beschouwd. Het betrof hier met name 2 punten bij de Noordersluis, die nogal dicht langs het water waren aangebracht. Deze 2 punten zijn in de analyses als niet-plaatsvast beschouwd. Verband tussen kolkbreedte en waterstand in de kolk Correlatie verschilverplaatsing en waterstand 2013 Voorafgaand aan de jaarmeting zijn op 15 ja - nuari 2013 kolkwandverplaatsingen tijdens het vullen en legen van de klok van de Noordersluis gemeten. Doel van de meting in 2013 was het verkrijgen van een indicatie van de kolkwand - verplaatsing ten behoeve van risicoanalyses en de speciﬁcaties van de jaarmeting. Uit deze metingen is in der tijd geconcludeerd dat er een sterke correlatie was tussen kolkwaterstand en kolkwandverplaatsing. De vraag is hoe deze meting zich ten opzichte van de HF-metingen in 2015 verhoud. De meting is uitgevoerd met een TS30 Total Station en een zeer nauwkeurige meetband (foto 1 en 2) en verder is geregeld de waterstand in de kolk geregistreerd. In ﬁguur 7 staan de locaties van de 2013 meting waarbij, locatie Xn overeenkomt met die van N7, locatie Xz2 overeenkomt met die van N22 en de locatie Figuur 6 - Meetlijn ten noorden van de Noorderlijke Sluiskolkwand Noordersluis. Foto 1 - Meetlijn ten noorden van de Noorderlijke Sluiskolkwand Noordersluis Foto 2 - Aﬂeesunit MONITORING SLUIZEN IJMUIDEN LEVERT VERRASSENDE RESULTATEN geotechniek _Aug._2017_v2.indd 13 05/08/17 23:07 14 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 van Xz1 overeenkomt met die van N24. In 2013 zijn met een total station alleen de ver - schilverplaatsing tussen de punten waargeno - men, in Y richting is dat de verandering van de kolkbreedte. Bij deze meting is de absolute verplaatsing van de punten dus niet vastge - steld. Uit de Total Station metingen in 2013 volgt op basis het halve verplaatsingsverschil dat een gemiddelde kolkwandverplaatsing van circa 2,6/2 =1,3 mm bij het schutpeilverschil van 1,6 m optreedt (0,81 mm/m) zie figuur 8. Bij het schutten rond 18:30 laat de handma - tige meting met de meetband een ongeveer vergelijkbare verplaatsingsverschilamplitude tussen de noordelijke dekzerk (Xn) en het 55 m verderop gelegen vaste punt (Xnvp) zien. Er is een duidelijke correlatie tussen de kolkwater - stand en de verschilverplaatsingen in Y-rich - ting te zien. Correlatie (verschil) verplaatsing en waterstand hoogfrequente meting 2015 Op 27 februari 2015 zijn alle metingen uitge - voerd met een frequentie 15 minuten i.p.v. 1 uur. Dit is de hoogst haalbare meefrequentie omdat een hele meetcyclus afhankelijk van de (weers)omstandigheden gemiddeld 10 tot 15 minuten duurt. In figuur 9 zijn voor de locatie, waar in 2013 is gemeten, het verschil in Y ver - plaatsing over de kolk, tussen de punten N7 en N22 en tussen N7 en N24, de waterstand in de kolk en de buitenwaterstanden weerge - geven. Uit het beeld van figuur 9 lijkt dat er een goede correlatie bestaat tussen de beide verschilverplaatsingen en de waterstanden in de kolk / het getij. Het vullen en legen van de kolk is een rela - tief kortdurend proces (orde enkele minuten). Omdat de meetcyclus langer duurt dan het vullen of legen van de kolk is de relatie tussen de verplaatsingsmetingen en de waterstand in de kolk niet nauwkeurig vast te stellen. Om toch een relatie tussen de verplaatsingsme - tingen en waterstand in de kolk te leggen is ervoor gekozen de maximale bandbreedte in waterstand en verplaatsing over de gehele dag te beschouwen. De bandbreedte in schutpeil was 1,72 m. De bandbreedte van het halve verplaatsingsverschil tussen de punten N7 en N22 was 2,9/2=1,45 mm en tussen N7 en N24 2,5/2=1,25mm, dus gemiddeld 1,35 mm. Door het maximale verplaatsingsverschil te delen door het maximale waterstandverschil wordt een maat voor de relatie tussen verplaatsing en waterstand verkregen: 1,35 mm/ 1,72 m = 0,78 mm/m. Als naar de verplaatsingen van de individuele punten wordt gekeken, zie figuur 10 blijkt ver - plaatsingsbandbreedte over de gehele dag in Y-richting van Punt N7 2,8 mm, en die van de N22 en N24 slechts 1,4 mm. Dit verschil is met de meetopstelling in 2013 niet waargenomen aangezien toen alleen verschilverplaatsingen zijn gemeten. Wanneer naar het beeld in figuur 10 van de punten N7, N22 en N24 wordt gekeken laat het meetpunt aan de Noordzijde (N7) een ster - ke correlatie zien met de waterstanden in de kolk/ het getij De punten aan de Zuidzijde (N22 en N24) laten deze sterke correlatie niet zien. Conclusie Uit de analyse volgt dat de in 2013 gemeten ge - middelde kolkwandverplaatsing overeenkomt met de gemiddelde kolkwandverplaatsing die op die locatie in 2015 tijdens de HF-meting is gemeten. Uit de HF-meting in 2015 blijkt dat er significante verschillen van kolkwandver - plaatsingen optreden tussen de verschillende locaties. Evaluatie De uit de metingen volgende verplaatsingen Figuur 7 - Locaties meting Noordersluis op 15/01/2013 Figuur 8 - Verschilverplaatsing Loodrecht op de kolkwand van de Noordersluis op 15/01/2013. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 14 05/08/17 23:07 15 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 MONITORING SLUIZEN IJMUIDEN LEVERT VERRASSENDE RESULTATEN zijn verrassend groot. Zelfs stijve construc - ties, zoals de cassetteblokken, die niet door sterk wisselende waterstanden belast, tonen relatief grote verplaatsingen. Het onderzoek naar eventuele verbanden tus - sen actoren (meteo, waterstanden, grondwa - terstanden) en de verplaatsingen heeft ver - schillende sterke correlaties opgeleverd. De meeste gevonden sterke correlaties zijn ech - ter niet eenduidig en/of hebben geen fysische betekenis. Doordat het vullen en legen van de kolk binnen enkele minuten plaatsvind moet er hoogfre - quent ongeveer per minuut worden gemeten om een directe relatie tussen kolkwaterstand en kolkwandverplaatsing waar te nemen. De meetfrequentie van de hoogfrequente meting van 15 minuten is daarvoor onvoldoende. Een meetfrequentie van 15 minuten is het hoogst haalbaar omdat een meetcyclus 10 tot 15 mi - nuten duurt. Een bijkomend probleem daarbij is dat de metingen in de meetronde die 15 mi - nuten duurt gesynchroniseerd worden. Daar - mee worden deze weggeschreven alsof alle punten op één tijdstip zijn gemeten. De relatie tussen gemiddelde kolkwandverplaatsing en kolkwaterstand van de meting van 2013 was gemeten (0,81 mm/m) komt goed overeen met die van de hoogfrequente meting in 2015 (0,79 mm/m) op die locatie. Het is bekend dat verplaatsingsverschillen gemeten vanuit 1 meettoestel een signiﬁcant hogere nauwkeurigheid kunnen hebben ten opzichte van meting met meerdere toestellen in een meetnet. Een nadeel van dergelijke pure verschilmetingen is dat er een gemiddelde kolkwandverplaatsing wordt gevonden. Bij de hoogfrequente meting van 2015 is wel het on - derscheid van de verplaatsing van individuele punten vastgesteld en die laat zien dat op die locatie de Noordelijke kolkwand 2 keer zoveel vervormde als de Zuidelijke. Samenvattend Het meetsysteem dat met 1 meting per uur de jaarbandbreedte van de verplaatsingen moest vaststellen was niet geschikt om correlaties met bijvoorbeeld de kolkwaterstand vast te stellen. Op het moment dat er onverwach - te waarnemingen werden gedaan kon met dit meetsysteem niet achterhaald worden wat de oorzaak daarvan was. Figuur 9 - Verschilverplaatsing in Y-richting over de kolk van de Noordersluis op 27/02/2015. Figuur 10 - Verplaatsing in Y-richting Noordersluis op 27/02/2015. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 15 05/08/17 23:07 46 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Geothermische screeningstool Inschatting van de warmtegeleidbaarheid van de Vlaamse ondergrond ir. Gust Van Lysebetten Wetenschappelijk en Technisch Centrum voor het Bouwbedrijf (WTCB), afdeling Geotechniek Ondiepe geothermie De energie uit de ondiepe ondergrond wordt steeds vaker aangewend voor de verwarming en koeling van gebouwen. Courante boordieptes zijn 100 à 150 m. Op dergelijke dieptes is de bo - demtemperatuur beperkt tot 10 à 13 °C. Vanaf circa 10 m diepte is de temperatuur echter sta - biel doorheen het hele jaar. Voor de verwarming van gebouwen wordt ge - bruik gemaakt van een warmtepomp om de grondwarmte op te waarderen tot een bruikba - re temperatuur voor het afgiftesysteem van het gebouw (Figuur 1). Zo kan er bijvoorbeeld 4.5 kW thermische energie worden afgegeven aan het gebouw, terwijl slechts 1 kW aan elektrische energie wordt verbruikt door de compressor van de warmtepomp. Het merendeel (in dit voor - beeld 3.5 kW) wordt aan de ondergrond onttrok - ken. In de zomer is de ondergrond een bron voor koeling. Dit kan passief gebeuren aan een zeer hoog rendement (door enkel een circulatiepomp te laten draaien) of actief wanneer grotere koel - vermogens nodig zijn (door tussenkomst van een reversibele warmtepomp). Aangezien het aandeel van de koelvraag in de thermische energievraag van gebouwen steeds belangrijker wordt, is de goedkope en efﬁciënte manier waarop geothermie de kans biedt om te koelen een grote troef. Koeling via het geother - mische systeem biedt bovendien het voordeel dat de ondergrond actief wordt geregenereerd na het stookseizoen en eventueel zelfs opgela - den voor het volgende stookseizoen. Ondiepe geothermie kan opgedeeld worden in 2 hoofdgroepen: de open systemen (ook wel koude-warmteopslag of KWO genaamd) en de gesloten systemen (ook boorgatenergieopslag of BEO genaamd). Bij de open systemen wordt grondwater uit watervoerende lagen opgepompt en er na energie-uitwisseling met het gebouw weer in geïnjecteerd. Dergelijke systemen zijn eerder geschikt voor grotere gebouwen, aan - gezien de investeringskost relatief hoog is. KWO-systemen halen grote koelvermogens. Bij gesloten systemen worden warmtewisse - laars (meestal U-lussen uit PE-materiaal) in een verticaal boorgat ingebracht (Figuur 2). De ener - gie-uitwisseling met de bodem gebeurt door de circulatie van een dragervloeistof doorheen de buizen (bijv. een mengsel van water en glycol). Het grote voordeel van deze systemen is dat ze nagenoeg overal kunnen worden toegepast (zo - lang de wetgeving het boren toestaat) en dat de aanwezigheid van watervoerende lagen dus niet noodzakelijk is. De Smart Geotherm screeningstool laat toe de haalbaarheid na te gaan van zowel open als ge - sloten systemen. In het geval van de open sys - Figuur 1 - Werkingsprincipe van een grondgekoppelde warmtepomp. Figuur 2 - Foto tijdens de uitvoering van een geothermische boring. Op de voorgrond de warmtewisselaars, op de achtergrond de boortoren. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 46 05/08/17 23:08 47 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 Om toe te laten de haalbaarheid van ondiepe geothermie in een vroeg stadium van een bouwproject na te gaan, werd in het kader van het VLAIO VIS-traject Smart Geotherm een online screeningstool ontwikkeld. Een belangrijke parameter bij het ontwerp van gesloten geothermische sys - temen is de warmtegeleidbaarheid van de ondergrond. In dit artikel wordt dieper ingegaan op de methodologie die gehanteerd werd om deze parameter voor de ondergrond in Vlaanderen nauwkeuriger in kaart te brengen. Samenvatting temen (KWO) wordt op basis van de waterdoor - latendheid van de ondergrond op de gewenste locatie een inschatting gemaakt van het debiet dat kan onttrokken en geïnjecteerd worden per pompput. Voor de gesloten systemen (BEO) speelt de warmtegeleidbaarheid een grote rol. Warmtegeleidbaarheid Eén van de belangrijkste parameters om een BEO-systeem te dimensioneren is de warmte - geleidbaarheid (of λ-waarde) van de ondergrond. In een verzadigde zandgrond met hogere warm - tegeleidbaarheid dan bijv. een kleigrond zullen minder meters moeten worden geboord om aan eenzelfde energievraag te kunnen voldoen. De meest courant toegepaste manier om de warmtegeleidbaarheid van de ondergrond te bepalen, is door een Thermische Respons Test (TRT) uit te voeren. [1] Deze test wordt uitge - voerd op de warmtewisselaar in een verticale boring en laat toe de gemiddelde warmtege - leidbaarheid te bepalen over de volledige diep - te van de boring. De test bestaat erin een con - stant debiet op te leggen aan de U-lus en de warmte-injectie zo te sturen dat een constant temperatuurverschil tussen in- en uitgang van de warmtewisselaar wordt verkregen. Op deze manier wordt gedurende meerdere dagen een constant thermisch vermogen aan de boring op - gelegd, terwijl het debiet en de in- en uitgaande temperatuur continu wordt gelogd. De snelheid waarmee de gemiddelde vloeistoftemperatuur in de lus stijgt gedurende de test, is omgekeerd evenredig met de warmtegeleidbaarheid. In een goed geleidende bodem zal de geïnjecteerde energie immers beter verspreid worden naar de omliggende grond en zal de temperatuur min - der snel oplopen. De kostprijs van een TRT bedraagt grofweg 2000 à 3000 euro. Bij grote projecten met meerdere tientallen boringen kan een nauwkeurige bepa - ling van de warmtegeleidbaarheid door middel van een TRT een belangrijke (kosten-)optima - lisatie opleveren van het totaal aantal boorme - ters. Bij kleinere projecten van enkele boringen zal bij twijfel eerder enkele tientallen meters extra geboord worden. Cartograﬁe van de warmtegeleidbaarheid Bestaande kartering Hoe beter de warmtegeleidbaarheid van de on - dergrond kan ingeschat worden, des te gerich - ter het ontwerp van de BEO-installatie kan ge - beuren. Niet alleen is de kans op een positieve evaluatie van de haalbaarheid groter, ook de in - vesteringskost en de efﬁciëntie van het systeem kan op deze manier geoptimaliseerd worden. In 2011 werden reeds warmtegeleidbaarheids - kaarten (of λ-kaarten) opgesteld voor Vlaande - ren. [2] De gehanteerde methodologie steunde op 25 gericht uitgevoerde TRTs in de meest voor - komende geologische formaties in Vlaanderen op locaties waar deze dagzomen en voldoende dik zijn. Op basis van de verkregen waarden en het hydrogeologisch 3D-model (HCOV-model) werden vervolgens λ-kaarten gegenereerd voor bepaalde boordieptes (gewogen gemiddelde van de λ-waarden volgens de dikte van de verschil - lende, aanwezige lagen). In het kader van Smart Geotherm werd deze methodologie geëvalueerd aan de hand van 14 willekeurige TRT-resultaten verspreid over heel Vlaanderen (aangeduid met de letters A tot N in Figuur 3). Uit deze vergelijking bleek dat deze methodologie de warmtegeleidbaarheid van de ondergrond systematisch overschat. [3] Dat is weergegeven in Figuur 4, waarin voor de 14 TRT-resultaten de verhouding van de gemeten λ-waarde en de voorspelde waarde in een histo - gram is uitgezet. Zo valt op dat de voorspelling van de minimale warmtegeleidbaarheid in 11 van de 14 gevallen hoger is dan de opgemeten λ-waarde tijdens een TRT (verhouding kleiner dan 1). Ook de voorspelde gemiddelde warm - tegeleidbaarheid is systematisch hoger dan de gemeten waarde. Alternatieve methodologie Gezien deze afwijkingen paste WTCB een alter - natieve methodologie toe voor de voorspelling van de warmtegeleidbaarheid gebaseerd op het HCOV-model. [4] Eerst werden alle hydrogeolo - gische lagen op basis van lithologische beschrij - Figuur 3 - De letters A tot N duiden de locaties aan van de 14 beschikbare TRTs voor kalibra - tie. De letters V1 tot V6 tonen de locaties van 6 TRTs verkregen na kalibratie en gebruikt voor veriﬁcatie van de alternatieve methodologie. De kaartlaag op de achtergrond is de Tertiair geologische kaart van Vlaande - ren (bron: Databank Ondergrond Vlaanderen). geotechniek _Aug._2017_v2.indd 47 05/08/17 23:08 48 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 ving onderverdeeld in een van vijf grondcatego - rieën: gaande van zand, kleihoudend zand en leem tot zandhoudende klei en klei (Figuur 5). Aan elke categorie werd vervolgens een mini - male en gemiddelde λ-waarde toegekend. Deze λ-waarden werden verder gekalibreerd door de verhouding te berekenen van de in situ geme - ten λ-waarde (TRT) en de voorspelde minimale en gemiddelde λ-waarde. Voor het geheel aan beschikbare TRTs wordt gestreefd naar een verhouding tussen de gemeten en geschatte λ-waarden die slechts in 5 en 50% van de ge - vallen kleiner is dan 1, respectievelijk voor de geschatte minimale en gemiddelde λ-waarde. Het resultaat van deze kalibratieprocedure is weergegeven in Figuur 6. De voorspelde mini - male λ-waarde is slechts in 8% van de gevallen kleiner dan de gemeten λ-waarde. De voorspel - de gemiddelde λ-waarde is dan weer in 46% van de gevallen kleiner dan de gemeten λ-waarde. Deze percentages werden berekend op basis van de theoretische Gauss-curve met het gemiddel - de en de standaarddeviatie van alle berekende verhoudingen. Ze benaderen bovendien vrij goed de vooropgestelde grenzen van 5 en 50%. In grote lijnen zijn er 2 belangrijke verschillen tussen de alternatieve en de reeds bestaande methodologie: - Het HCOV-model en de onderverdeling vol - gens hydrogeologische eenheden wordt ge - bruikt. Deze onderverdeling stemt beter over - een met de lithologische kenmerken van de lagen. Dit in tegenstelling tot de geologische modellen, bij de welke formaties vaak bestaan uit leden met een zowel eerder kleiig karakter als zanderig. Omdat de warmtegeleidbaarheid van grond afhangt van de mineralogische sa - menstelling – naast de porositeit en waterver - zadigingsgraad – lijkt het logisch een onder - verdeling volgens lithologie te volgen. - (Hydro-)geologische lagen zijn geograﬁsch allesbehalve homogeen qua samenstelling en eigenschappen. Een λ-waarde van een geo - logische laag verkregen op 1 locatie is niet noodzakelijk representatief voor de hele laag. De alternatieve aanpak laat toe in te spelen op deze heterogeniteit. Veriﬁcatie alternatieve methodologie Sinds de opstelling van de alternatieve me - thodologie werden 6 bijkomende willekeurige TRT-resultaten verzameld. Aan de hand van deze resultaten is het mogelijk de betrouwbaar - heid van de voorspelde λ-waarden te veriﬁëren. Zo toont Figuur 7 dat alle 6 voorspelde minimale λ-waarden kleiner zijn dan de in situ gemeten TRT-waarden. 5 van de 6 voorspelde gemiddel - de λ-waarden vallen bovendien binnen de ±10% afwijkingsband van de TRT-waarden. Conclusie De ontwikkelde kaarten werden geïntegreerd in een online geothermische screeningstool (http://tool.smartgeotherm.be). De tool laat toe Figuur 4 - Histogrammen van de verhouding van de gemeten λ-waarde ( λTRT) en de geschatte minima - le en gemiddelde λ-waarde volgens de methodologie uit 2011 (schatting over een diepte gelijk aan de diepte van de boring). Figuur 5 - Schematische weergave van de toegepaste methodologie ter ontwik - keling van de alternatieve λ-kaarten volgens de WTCB-methodologie. Figuur 6 - Histogrammen van de verhouding van de gemeten λ-waarde en de geschatte mini - male en gemiddelde λ-waarde volgens de alternatieve me - thodologie (schatting over een diepte gelijk aan de diepte van de boring). De theoretische Gauss-curve op basis van het gemiddelde en de standaard - deviatie van de verhoudingen is eveneens weergegeven. geotechniek _Aug._2017_v2.indd 48 05/08/17 23:08 49 GEOTECHNIEK - Augustus 2017 GEOTHERMISCHE SCREENINGSTOOL INSCHATTING VAN DE WARMTEGELEIDBAARHEID VAN DE VLAAMSE ONDERGROND om op eenvoudige wijze overal in Vlaanderen de warmtegeleidbaarheid op te vragen voor de gewenste diepte. Bovendien werd alle relevante informatie omtrent de wetgeving in de tool op - genomen (bijv. geldende beperking op de boor - diepte, type vergunning). Daarnaast kan men ook een vereenvoudigde dimensionering van het boorveld uitvoeren op basis van onder meer de energievraag van het gebouw. Merk ten slotte nog op dat men zich er steeds van bewust moet zijn dat de alternatieve methodolo - gie gebaseerd is op een beperkt aantal TRT-re - sultaten voor een relatief groot gebied. De voor - spelde λ-waarden zijn dus enkel richtinggevend en zeker voor grote projecten blijft het aangewe - zen ter plaatse een TRT uit te voeren. Een andere beperking van de gehanteerde methodologie is dat geen rekening werd gehouden met de invloed van de grondwaterstand, terwijl de waterverzadi - gingsgraad een grote invloed heeft op de warm - tegeleidbaarheid van grond. Dit wordt geïllustreerd in Figuur 8a aan de hand van de resultaten van een Enhanced TRT (ETRT). De warmtegeleidbaarheid van de zandlaag tus - sen 20 en 45 m diepte stijgt ter hoogte van het grondwaterniveau aanzienlijk. Bij een Enhan - ced TRT wordt een hybridekabel (combinatie van koperkabels en optische vezelkabels, zie Figuur 8c) samen met de warmtewisselaars in een U-lus in het boorgat geplaatst. Via de ko - perkabels wordt het boorgat aan een constant vermogen opgewarmd, terwijl de evolutie van de temperatuur over de volledige diepte van het boorgat continu wordt gelogd met de optische vezelkabels (Raman-techniek). Deze test laat toe per 0.5 m de warmtegeleidbaarheid van de ondergrond te bepalen en biedt interessante mogelijkheden om in de toekomst de warmte - geleidbaarheid per grondlaag nog nauwkeuriger in kaart te brengen. Dankwoord De screeningstool werd ontwikkeld in het ka - der van het VLAIO VIS-traject Smart Geotherm. WTCB-collega’s Luc François en Noël Huy - brechts waren eveneens van zeer nabij betrok - ken bij de ontwikkeling van de screeningstool. Referenties 1. Sanner, B., Hellström, G., Spitler, J., Gehlin, S., 2005. Thermal response test – current status and world-wide application. Proc. World Geothermal Congress, 2005. 2. Robeyn, N., Hoes, H., 2011. Bepaling van de thermische geleidbaarheid van geologische formaties en het opstellen van een geschikt - heidskaart voor de toepassing van boorgat- energie-onttrekking via sondes, Terra Energy NV, VITO. 3. Van Lysebetten, G., Huybrechts, N., François, L., 2013. Geschiktheidskaarten Geothermie – Thermische Geleidbaarheid Ondergrond Vlaanderen. WTCB. Document opgesteld in het kader van Smart Geotherm (raadpleeg - baar via www.smartgeotherm.be). 4. Van Lysebetten, G., Huybrechts, N., François, L., 2014. Geschiktheidskaarten Geothermie – Thermische Geleidbaarheid Ondergrond Vlaanderen – Methodologie WTCB. WTCB. Document opgesteld in het kader van Smart Geotherm (raadpleegbaar via www.smart - geotherm.be). Figuur 7 - Voorspelde minimale en gemiddelde warmtegeleidbaarheid in functie van de gemeten warmtegeleidbaarheid voor 6 bijkomende TRT-resultaten (aangeduid in het zwart). De 14 TRT-resultaten voor kalibratie zijn in het grijs weergegeven. Figuur 8 - Voorbeeld van de resultaten van een Enhanced TRT (ETRT) uitgevoerd te Limelette: het verloop van (a) de ongestoorde bodem - temperatuur en (b) de warmtegeleidbaarheid in functie van de diepte. (c) Foto van een hybridekabel voor de uitvoering van een ETRT. a b c geotechniek _Aug._2017_v2.indd 49 05/08/17 23:08

Jaargang 21, 2017 - nummer 2

24 GEOTECHNIEK - April 2017 Inleiding Om gronden geotechnisch geschikt te maken, worden ze bij civieltechnische werken vaak be - handeld met kalk en/of cement [1] [2] [3] [4]. Wanneer deze behandelde, verdichte gronden na hun levensduur terug worden uitgegraven, kunnen ze nadien niet meer worden ingezet als ‘bodem’ of als ‘bouwstof’. Grondwerkaannemers worden op die manier met grote hoeveelheden uitgegraven behandelde gronden geconfron - teerd, waar ze moeilijk een waardevolle toe - passing voor vinden. Anderzijds wordt via het OVAM-preventieprogramma: “Duurzaam mate - rialenbeheer in de bouwsector 2014-2020: Ma - teriaalbewust bouwen in kringlopen”, een duur - zaam grondstoffengebruik gestimuleerd [5]. Al het voorgaande, gecombineerd met een beperkte beschikbaarheid van zand voor de bouwsector, resulteert in voldoende drijfveren om op zoek te gaan naar oplossingen die voor de sector van de grondwerken en aanverwanten een toegevoegde waarde leveren voor grondoverschotten. Tevens kan er op zoek gegaan worden naar een strategie om te voldoen aan de eisen van opdrachtgevers zoals rioolbeheerders. In het onderzoeksproject ReLiMoS werden eerst de hindernissen die een ruime toepassing van eerder behandelde en/of gestabiliseerde gron - den in nieuwe werken in de weg staan, in kaart gebracht. Vervolgens werden diverse gronden in functie van de beoogde toepassingen bestu - deerd en de effecten van grondbehandeling met courante en alternatieve bindmiddelen op di - verse grondsamenstellingen geanalyseerd. Met het oog op een economisch rendabele oplossing werd daarbij getracht de bindmiddelendose - ring gelijk te houden aan de courant toegepaste hoeveelheid. In een derde stap werden de op - lossingen verder geoptimaliseerd en werden de mengsels afgestemd op het voorziene gebruik in funderingslagen bij rioleringswerken en wegen - werken. Ten slotte werd de haalbaarheid van de vooropgestelde oplossing afgetoetst via enkele praktische testcases, gevalideerd met laborato - riumproeven. Grondbehandeling Grondbehandelingstechnieken zorgen voor ver - beterde grondeigenschappen waardoor cohe - sieve gronden toch gebruikt kunnen worden voor geotechnische of structurele activiteiten. Chemi - sche grondbehandeling zorgt voor een verande - ring van de materiaaleigenschappen door toe - voeging van bindmiddelen zoals ongebluste kalk (CaO) of cement. Toevoeging van CaO zorgt voor een onmiddellijke daling van het watergehalte in de grond door toe - voeging van de droge stof, waterverbruik door de hydratatie ( CaO+H 2O Ca(OH) 2 + warmte ) en de verdamping van water. Ongebluste kalk (CaO) zorgt eveneens onmiddellijk voor een wijziging van verschillende geotechnische eigenschappen van de grond [6] [7] [8] [9]: - CaO beïnvloedt het kleigehalte van de grond: verminderde methyleenblauwwaarde en re - ductie plasticiteitsindex (PI). - Afvlakking Proctor-kromme, afname van de Behandelde grond als potentiële zandvervanger In zandcement – mengsels ing. G. Strypsteen 1 ir. J. Benoot 1 ing. Z. Sierens 1 ing. M. Joseph 1 ing. L. Boehme 1 Tabel 1 - Grondeigenschappen gebaseerd op laboproeven en classiﬁcatie volgens SB 250. Merk op dat de MB-waarde voor grond 2 niet werd opgenomen.. Grondeigen - schappen Grond 1 Grond 2 Grond 3 Grond 4 Zeefzand Absolute dicht - heid [kg/m!] 2570 2590 2620 2590 2570 Vloeigrens [%] 25,26 26,28 24,02 21,55 23,52 Plasticiteitsgrens [%] 13,63 9,62 10,35 7,45 14,24 Plasticiteitsindex [%] 11,63 16,65 13,67 14,10 9,28 Minimaal kalkge - halte [%M/M] 1,0 1,0 1,5 1,5 1,0 Max. droge dicht - heid [kg/m!] 1840 1828 1810 1826 1801 Optimum water - gehalte [%] 12,88 11,77 9,63 12,81 11,94 pH 9,69 8,75 9,69 8,55 8,78 MBW 11,30 - 8,50 12,50 6,66 Classiﬁcatie Leemhoudend zand Zandhoudend klei Zandhoudend klei Kleihoudend zand Zeefzand met grond geotechniek _April_2017_v1.indd 24 16/03/17 18:43 25 GEOTECHNIEK - April 2017 Samenvatting De Vlaamse bodem is rijk aan klei- en leemmineralen met een relatief laag draagvermogen, maar arm aan bruikbaar zand als bouwmateriaal. Hierdoor is Vlaanderen in grote mate afhankelijk van import van zand uit onze buurlanden. Om kleigronden geschikt te maken voor gebruik in de civiele techniek kunnen ze worden behandeld met een bindmiddel. Vaak worden verbeterde gronden slechts tijdelijk gebruikt en worden ze na - dien terug uitgegraven. In het TETRA-onderzoeksproject ReLiMoS is het de bedoeling om ongeschikte uitgegraven grond door middel van een be - handelingstechniek op te waarderen tot waardevolle zandvervanger voor toepassingen in diverse civiele technieken. optimale Proctor-dichtheid en een verhoogd optimaal watergehalte. - Verhoging van het onmiddellijk draagvermo - gen. De verbeterde geotechnische eigenschappen ko - men tot stand door ﬂocculatie van de kleigrond door het breken van de plaatjesstructuur. Visueel manifesteert het verschijnsel zich door de over - gang van een cohesief, plastisch materiaal naar een grondmengsel met een zanderig, korrelvor - mig karakter welke gemakkelijk te bewerken en verdichten is. Afhankelijk van de temperatuur en de hoeveel - heid reactieve kleimineralen van de grond, zal de kalk verder reageren en duurzame bindingen vormen. Zij vallen onder de zogenaamde "puz - zolaniciteit", dit is het vermogen van sommige mineralen (als puzzolaan), welke reactieve silica of alumina bevatten, om te reageren in de aan - wezigheid van water met calciumhydroxide om "cementerende" producten te vormen. Cement is een veel gebruikt bindmiddel voor grondstabilisatie, die vooral een verharding van de structuur beoogd. Cement is een heterogeen materiaal dat is opgebouwd uit calcium-silicaten (C3S en C 2S), calciumaluminaat (C 3A) en calcium- aluminium-ferriet (C 4AF). Deze vier componen - ten hydrateren wanneer ze in aanraking komen met het poriënwater van een grond en vormen calcium-silicatenhydraten (CSH), calcium-alu - minium-hydraten (CAH) en calciumhydroxide (Ca(OH) 2). De producten CSH en CAH bevatten een cementerende eigenschap en vormen het bindmiddel tussen de gronddeeltjes waardoor de sterkte van een grond toeneemt [10]. Verandering in de mineralogie Het behandelen van grond (hetzij in situ, hetzij op de uitgegraven en gestockeerde grond) resulteert in een wijziging van de materiaaleigenschappen. De beoogde verandering heeft tot doel de mine - ralogie van weinig draagkrachtige gronden der - mate te wijzigen ten gunste van het draagvermo - gen en de verdichtbaarheid van de grond. Zo kan deze grond toegepast worden in meer hoogwaar - dige toepassingen. De verandering in mineralo - gie van vijf grondsoorten wordt in onderstaande paragraaf besproken. De eigenschappen van deze grondsoorten zijn weergegeven in Tabel 1. De wijzigingen in mineralogie van de grondsoort kunnen worden aangetoond bij het bepalen van de volgende parameters: korrelverdeling, plas - ticiteitsindex en methyleenblauw-waarde. Deze grond-eigenschappen worden voor en na het be - handelen van de grond getest. De wijziging van de korrelverdeling voor en na grondverbetering wordt aangetoond in Figuur 1. In alle gevallen (A, B, C en D) daalt het gehalte aan ﬁjne deeltjes ( ≤ 63µm) na een behandeling met kalk en/of cement. Door de verbetering van de gronden, klitten de ﬁjne kleideeltjes samen tot stabiele kruimels. Bij geval A daalt het gehalte ﬁjne deeltjes van uitgegraven grond 1 van 42% naar 20% na behandeling met 2% M/M kalk CL90- Q. Bij geval B daalt het gehalte ﬁjne deeltjes van 20% naar 4% na een verbetering met 1% M/M kalk CL90-Q. Bij geval C daalt het gehalte ﬁjne deeltjes na behandeling met 2% M/M CL90-Q en 200kg/m! CEM I 42,5 van 20% naar 4%. Geval D geeft een afname weer van 40% naar 1% van de ﬁjne deel - tjes van de uitgegraven grond na toevoeging van 1,5% M/M CL90-Q. Klei- en leemgronden kunnen in drie fasen voor - komen: vloeibaar, plastisch en vast. Hoe hoger het kleigehalte, hoe groter de plastische fase. Bij een hoge plasticiteitsindex is de grond sterk gevoelig aan volumeveranderingen door water. Bij zand is deze plastische fase nagenoeg onbe - staande. Het verbeteren van grond en zeefzand met een bindmiddel zorgt ervoor dat de plastici - teitsindex daalt. De vloeigrens blijft over het alge - meen constant, terwijl de plasticiteitsgrens stijgt (Figuur 2). Hierdoor wordt het verschil tussen de vloeigrens en de plasticiteitsgrens (plasticiteits - index) kleiner, waardoor de behandelde grond een zanderig karakter krijgt. Volgens ISO/TS 17892-12 [11] gebeurt het bepa - len van de plasticiteitsindex enkel op de fractie kleiner dan 0,4mm. In Figuur 2c is de hoeveel - Figuur 1 - Wijziging van de korrelverdeling na behandeling. geotechniek _April_2017_v1.indd 25 16/03/17 18:43 26 GEOTECHNIEK - April 2017 heid behandelde grond met een fractie kleiner dan 0,4mm slechts 30%. Aangezien de plasti - citeitsindex een beeld van de plasticiteit van de totale grond beoogd, zijn de resultaten op die manier niet representatief. Deze methode is bijgevolg niet geschikt voor het testen van plasticiteitsindex bij gecementeerde gronden (kalk + cement). De methyleenblauwwaarde is een manier om de kleihoudendheid van de gronden te bepalen. Aangezien de kleideeltjes het grootste vermo - gen hebben om het methyleenblauw te adsor - beren, geeft deze proef een algemene schatting van de hoeveelheid klei in de grond. De MBW wordt uitgedrukt in gram methyleenblauw per kilogram droge grond (Tabel 2). Grondbehandeling zorgt voor een daling in het gehalte aan ﬁjne deeltjes, alsook een da - ling van de plasticiteitsindex en de methyleen - blauwwaarde. Dit resulteert in een daling van de watergevoeligheid, een verbetering van de verdichtbaarheid en het draagvermogen. De verbeterde gronden gedragen zich meer zoals zand, waardoor het toepassingsgebied van de behandelde gronden wordt vergroot. Behandelde grond Invloed van watergehalte op 28 dagen druksterkte De proefstukken die werden gebruikt om van uitgegraven grond 2, behandeld met 100kg/m! CEM III/A 42,5N LA, het optimum watergehalte te bepalen, werden na 28 dagen getest op axiale druksterkte. De gestabiliseerde grondmonsters werden gedrukt volgens de procedure beschre - ven in de norm NBN EN 13 286-41. De belasting op de proefstukken werd aangebracht met een druktoename van 0,14MPa/s. Figuur 3 toont het verband tussen de schijnbare volumieke massa, de axiale druksterkte en het watergehalte. In het geval van een spitse Proctor- curve, moet het watergehalte zeer dicht bij het optimaal watergehalte liggen om de maximale dichtheid te verkrijgen. Hoe vlakker de curve, hoe gemakkelijker het zal zijn om de gewenste densiteit te verkrijgen zonder zich zorgen te hoe - ven maken over het watergehalte. De curve die het druksterkteverloop in functie van het wa - tergehalte weergeeft, verloopt parallel met de Proctor-curve. De optimale hoeveelheid water is doorgaans met 0,5% à 1% naar links verschoven ten opzichte van de Proctor-curve. De graﬁek toont aan dat het watergehalte van de gestabili - seerde grond dicht bij de optimale waarde van de Proctor-proef moet liggen. Een afwijking van het optimum watergehalte brengt al snel een aan - zienlijke daling van de droge dichtheid en bijho - rende druksterkte teweeg. Invloed van het kalkgehalte bij een constant cementgehalte De invloed van het kalkgehalte op de druksterkte van de proefstukken werd onderzocht op uitge - graven grond 1. De proefmonsters werden ver - vaardigd met een cementgehalte (CEM III/A 42,5 N LA) van respectievelijk 100 en 150kg/m!, en een toevoeging van verschillende hoeveelheden ongebluste kalk (1, 2 en 3%). Figuur 4 toont dat er een aanzienlijke druksterktetoename is bij de monsters behandeld met 150kg/m! dan deze be - handeld met 100kg/m! cement. De druksterkte bereikt een maximum bij een optimale kalkdose - ring van 1% M/M . Aan de hand van de pH methode [12] kan het mi - nimaal kalkgehalte worden bepaald op een al - ternatieve manier. Het kalkgehalte dat zorgt voor een grondmengsel met een pH van 12,4 is het mi - nimaal kalkgehalte opdat al het poriënwater met kalk zou verzadigd zijn. Bij dit kalkgehalte kan een volledige verandering van de mineralogie be - reikt worden. Figuur 4 toont het minimale kalk - gehalte (pH = ± 12,4 bij 1% kalk), bepaald met be - hulp van de pH-methode. Bij kalkgehaltes kleiner dan dit minimaal gehalte is er onvoldoende kalk aanwezig om het poriënwater te verzadigen en is de druksterkte dus lager. Bij hogere kalkgehaltes Tabel 2 - Verandering van de methyleenblauw-waarde. De gronden werden behandeld met: A) 2% CL90-Q, B) 1% CL90-Q, C) 2% CL90-Q + 200kg/m! cement en D) 1,5% CL90-Q. MBW [g MB/kg grond] Grond 1 (A) Zeefzand (B) Grond 3 (C) Grond 4 (D) Voor behandeling 11,36 6,66 8,45 12,50 Na behandeling 9,13 4,00 2,63 6,70 Figuur 2 - Verandering van de plasticiteitsindex (PI) na behandeling. Figuur 3 - Verband tussen de schijnbare droge volumemassa, de axiale druksterkte en het watergehalte bij grond 2 behandeld met 100kg/m! CEM III/A 42,5 N LA. geotechniek _April_2017_v1.indd 26 16/03/17 18:44 27 GEOTECHNIEK - April 2017 is er onvoldoende water aanwezig om de hydrata - tie van alle cementdeeltjes te doen plaatsvinden, waardoor de druksterkte terug daalt. Invloed van het cementtype Figuur 5 toont het effect van het cementtype op de druksterkte aan de hand van mengsels van leem - houdend zand (grond 1, watergehalte 15% M/M ) behandeld met 1% kalk en vervolgens gestabili - seerd met een cementgehalte van 8%M/M. Druk - proeven tonen aan dat Proctor-proefstukken met CEM I 52,5 R tot 50% sterker zijn dan Proctor- proefstukken met CEM II/B-M 32,5 N en tot 15% sterker dan proefstukken behandeld met CEM III/A 42,5 N LA. Bij het gebruik van snelle/reac - tieve cementtypes zoals CEM I 52,5 R bij toepas - singen van uitgegraven grond zoals zandcement- mengsels voor funderings-toepassingen, moet er rekening gehouden worden met een beperkte verwerkbaarheidsduur. Uitvoering in situ Momenteel zijn behandelde gronden niet toege - laten in funderingstoepassingen bij wegeniswer - ken (rode laag in Figuur 6A) of rioleringswerken (rode laag in Figuur 6B). Om behandelde grond te gebruiken als zandvervanger in zand-cement - mengsels dat dient als fundering voor wegen, moet er voldaan worden aan de eisen van een zandcement-fundering [13]: - Minimale individuele druksterkte na 28 dagen ≥ 2MPa - Minimale gemiddelde druksterkte na 28 dagen ≥ 4MPa Bij funderingen in zandcement, bij rioleringswer - ken, geldt de eis om een minimale gemiddelde druksterkte na 28 dagen van 3MPa te verkrijgen. Om te onderzoeken of bovenstaande bevindingen op laboschaal eveneens geldig zijn onder werke - lijke omstandigheden, werden een aantal testuit - voeringen gerealiseerd. Met kernboringen wer - den proefstalen genomen, die vervolgens werden getest in het laboratorium om de invloed van het cementgehalte, de meng- en verdichtingsmetho - de en het verschil tussen laboratoriumproeven en in-situproeven na te gaan. Tabel 3 geeft zes verschillende proefvakken weer, waarbij telkens éénzelfde verbeterde grondsoort (leemhoudend zand met 3%M/M kalk CL90-Q) gestabiliseerd werd met verschillende gehaltes cement CEM I 52,5 N. Resultaten in-situ proeven Per proefvak werden vier Proctor-proefstukken vervaardigd met hetzelfde materiaal als de proef - vakken. Corresponderend werden, per proefvak, telkens drie kernboringen genomen op represen - tatieve plaatsen. De Proctor-proefstukken en de kernboringen werden bewaard bij 20°C en ± 90% relatieve vochtigheid. Na een uithardingsperiode van 28 dagen werden de proefstukken getest op axiale druksterkte. Invloed van cementgehalte op de druksterkte van zandcement-mengsels met grond Om de invloed van het cementgehalte op de me - chanische eigenschappen van zandcement, met verbeterde grond als hoofdbestanddeel, te on - derzoeken, worden de resultaten van proefvak - ken 1, 3 en 4 tegenover elkaar gezet in Tabel 4. Deze mengsels, met respectievelijk 150, 180 of 210kg/m! CEM I 52,5 N, werden gemengd in een mengcentrale, getransporteerd en verdicht met een trilwals. Tabel 4 toont aan dat zandcement-mengsels met een cementgehalte van 180kg/m! en 210kg/m! geschikt zijn om te gebruiken in funderingstoe - passingen voor wegen, aangezien de axiale druksterkte na 28 dagen uitharding groter is dan 4MPa. De zandcement-mengsels met een ce - mentgehalte van 150kg/m! zijn enkel geschikt om te gebruiken in fundering bij rioleringswerken BEHANDELDE GROND ALS POTENTIËLE ZANDVERVANGER IN ZANDCEMENT – MENGSELS Figuur 4 - Axiale druksterkte en pH proefresul - taten versus kalkgehalte voor grond 1. Figuur 5 - Druksterkte in functie van uithardingstijd voor Grond 1. Figuur 6 - Zand-cement in wegenisfundering (A) en rioleringsfundering (B). geotechniek _April_2017_v1.indd 27 16/03/17 18:44 28 GEOTECHNIEK - April 2017 (> 3MPa). Een gelijkenis bestaat tussen de boor - kernen en de Proctor-proefstukken. De boor - kernen van de proefvakken verdicht met de tril - wals, hebben telkens een druksterkte die ± 85% van de druksterkte van de Proctor-proefstukken bedraagt. Dit is te verklaren aan het feit dat de Proctor-proefstukken in labo-omstandigheden werden vervaardigd, waarbij de verdichting, wa - tergehalte en mengtechniek onder controle kan worden gehouden. Invloed van de mengmethode op de druksterkte van zandcement-mengsels met grond Om de invloed van de mengmethode op de axiale druksterkte van zandcement-mengsels te on - derzoeken, worden de resultaten van proefvak 1 en 2 vergeleken. Merk op dat beide proefvakken op dezelfde methode werden verdicht. De druk - sterkte van het mengsel, waarbij het cement ter plaatse werd ingefreesd, is duidelijk groter dan als het cement in een mengcentrale werd ge - mengd. Het mengen in een mengcentrale kan algemeen als nauwkeurig worden aangenomen. De bepaling van de hoeveelheid cement, die in de verbeterde grond wordt gefreesd, is afhankelijk van de snelheid van de tractor en de nauwkeurig - heid van de weegschaal. In dit geval werd er meer toegevoegd dan 150kg/m! cement. Invloed van de verdichtingsmethode op de druksterkte van zandcement-mengsels met grond Om de invloed van de verdichtingsmethode op de axiale druksterkte van zandcement met grond te onderzoeken, worden proefvak 4 (210kg/m! cement, trilwals, mengcentrale) en proefvak 5 (210kg/m! cement, verdichtingswiel, mengcen - trale) anderzijds, met elkaar vergeleken (Tabel 6). De druksterkte van Proctor-proefstukken zijn ui - teraard dezelfde. Het verschil in verdichtingsme - thoden is enkel af te leiden uit de druksterktes van de boorkernen. De boorkernen die verdicht werden met behulp van een trilwals, halen een druksterkte van ± 85 % van de Proctor-druk - sterkte. Boorkernen die verdicht werden met be - hulp van een verdichtingswiel, behalen een druk - sterkte van ± 75% van de Proctor-druksterkte. Conclusie Het behandelen van grond (hetzij in situ hetzij op de uitgegraven en gestockeerde grond) heeft tot doel bepaalde materiaaleigenschappen van de grond te wijzigen. De beoogde verandering heeft tot doel de mineralogie van weinig draagkrach - tige gronden dermate te wijzigen ten gunste van het draagvermogen en de verdichtbaarheid van de grond opdat deze grond toepasbaar zou wor - den in meer hoogwaardige toepassingen. Het gehalte aan ﬁjne deeltjes daalt, alsook de plas - ticiteitsindex en de methyleenblauwwaarde. Door deze verbetering krijgt de uitgegraven grond een zanderig karakter waardoor het toepassingsge - bied van de behandelde gronden wordt verruimd. Uit dit onderzoek blijkt dat het zeker mogelijk is om uitgegraven behandelde grond te gebruiken als basismateriaal voor zandcement-mengsels bij funderingen van rioleringen en wegen. Er zijn Tabel 3 - Overzicht van zes uitgevoerde proefvakken. Proefvak 1 2 3 4 5 6 Mengmethode (zie Figuur 7A) - Mengcentrale x x x x - Infrezen in situ x x Verdichtingsmethode (zie Figuur 7B) - Trilwals x x x x - Verdichtingswiel x x Gehalte verbeterde grond [kg/m!] 1700 1700 1700 1700 1700 1700 Gehalte cement [kg/m!] 150 150 180 210 210 150 Vochtgehalte [%M/M] ± 18 ± 18 ± 18 ± 18 ± 18 ± 18 Figuur 7 - Links) Toegepaste verdichtingsmethoden: trilwals (boven) en verdichtingswiel (on - der). Rechts) Toegepaste mengmethoden: freesinstallatie (onder) en mengcentrale (boven). geotechniek _April_2017_v1.indd 28 16/03/17 18:44 29 GEOTECHNIEK - April 2017 wel enkele belangrijke opmerkingen te maken bij het gebruik van deze gronden. Het watergehalte, het type en de hoeveelheid bindmiddel en het type grond zijn belangrijke parameters die moe - ten beheerst en onderzocht worden vooraleer de uitgegraven en verbeterde grond te gebruiken als bouwmateriaal. Bij het uitvoeren van funderin - gen in zandcement met uitgegraven verbeterde grond als zandvervanger moet er tevens reke - ning gehouden worden met praktische factoren zoals verdichtingsmethode en mengmethode. Bij uitgevoerde proeven werd duidelijk dat deze factoren grote invloed kunnen hebben op de uit - eindelijke mechanische eigenschappen van de mengsels Als algemeen besluit kan gesteld worden dat het gebruik van uitgegraven leem- en kleigronden als zandvervanger in zandcement-mengsels bij funderingstoepassingen bij wegenwerken en ri - oleringswerken mogelijk is. Een kleine verhoging van het bindmiddelgehalte is nodig om de druk - sterkte-eis na 28 dagen van 3MPa voor fundering bij rioleringswerken en 4MPa voor funderingen bij wegenwerken te behalen. Dankwoord Dit onderzoeksproject, IWT-140295 ReLiMoS, werd uitgevoerd met ﬁnanciële steun uit het TE - TRA-fonds van de Vlaamse Overheid. Het onder - zoeksproject ReLiMoS werd gedragen door een gebruikersgroep waarin diverse partijen hetzij als waarnemer, hetzij als gebruiker, hun mede - werking verleenden. Het bovenstaand artikel is het resultaat van twee jaar opzoekingswerk en uitvoeren van experimenten, zowel op laboratori - umschaal als in situ. Speciale dank gaat uit naar de ﬁrma Vanlerberghe bvba voor de samenwer - king en uitvoering van de proeven in situ. Referenties [1] M. Joseph, J. Benoot, G. Strypsteen en L. Boehme, „Limed soils as a replacement for construction sand in stabilized sand,” in XVI ECSMGE, Edinburgh, 2015. [2] F. S a r i o s s e i r i e n B . M u h u n t h a n , E f f e c t o f c e - ment treatment on geotechnical properties of some Washington State soils, Enginee - ring Geology, 2009. [3] F. Bell, „Lime stabilization of clay minerals and soils,” Elsevier, South Africa, 1996. [4] M. Abboud, Mechanical properties of ce - ment-treated soils in realtion to their use in embankment construction, University of California, Berkeley, CA: Ph. D dessertation, 1973. [5] OVAM, „Materiaalbewust bouwen in kring - lopen: Preventieprogramma duurzaam materialenbeheer in de bouwsector 2014- 2020,” OVAM, Mechelen, 2013. [6] G. Hilt en D. Davidson, Lime ﬁxation of clay - ey soils. In: Highway research board, Bulle - tin 262, Washington, DC (USA), 1960. [7] D. S. I. Khattab en M. M. Aljobouri, „Effect of Combined Stabilization by Lime and Ce - ment on Hydraulic Properties of Clayey Soil Selected From Mosul Area,” University of Mosul, 2012. [8] OCW, Handleiding voor grondbehandeling met kalk en-of hydraulische bindmiddelen. Aanbevelingen, A74/04, Brussel: Opzoe - kingscentrum voor wegenbouw, 2004. [9] S. Vermeersch, „Studie naar de mogelijk - heden van grondstabilisatie met behulp van papiervliegassen,” UGent, UGent, 2012. [10] D. L. E. MacPhee, Cement Compositions and Their Phase Relations., Arnold: London: Lea's Chemistry of Cement and Concrete, 4th ed., Hewlett, P.C., 1998. [11] International Organisation for Standardiza - tion, „ISO/TS 17892-12: Geotechnical inves - tigation and testing - Laboratory testing of soil - Part 12: Determination of Atterberg limits,” Switzerland, 2004. [12] J. Eades en R. Grim, „A quick test to deter - mine lime requierements for lime stabilisa - tion,” Proceedings of the 45th annual mee - ting of committee on lime and lime-ﬂy ash stabilisation, pp. 61-72, 1966. [13] Agentschap wegen & verkeer, „Standaard - bestek 250 v3.1,” 2015. Noot 1 KU Leuven, Technologiecampus Oosten - de, Departement Burgerlijke Bouwkunde, Technologiecluster Bouwkunde, Zeedijk 101, BE-8400 Oostende, België, zeger.sie - rens@kuleuven.be, jelle.benoot@kuleuven. be, glenn.strypsteen@kuleuven.be, miquel. joseph@kuleuven.be, luc.boehme@kuleu - ven.be BEHANDELDE GROND ALS POTENTIËLE ZANDVERVANGER IN ZANDCEMENT – MENGSELS Tabel 5 - De gemiddelde axiale druksterkte bij 28 dagen uitharding voor de Proctor-proefstuk - ken en boorkernen, behandeld met 150kg/m! cement, bij twee verschillende mengtechnieken. Axiale druksterkte (150kg/m!) 150 kg/m! Proctor Boorkern Ingefrezen 7,45 6,45 Mengcentrale 3,53 2,97 Tabel 6 - De gemiddelde axiale druksterkte bij 28 dagen uitharding, behandeld met 210kg/m! cement, gemengd in de mengcentrale en bij twee verschillende verdichtingstechnieken in situ en Proctor-verdichting in labo omstandigheden. Axiale druksterkte [MPa] bij 210kg/m! Proctor Boorkern Trilwals 6.99 5.72 Verdichtingswiel 6.99 4.95 Tabel 4 - De gemiddelde axiale druksterkte voor de Proctor-proefstukken na 7 en 28 dagen. Axiale druksterkte voor de kernboringen na 28 dagen uitharding. Axiale druksterkte [MPa] bij 150kg/m! 180kg/m! 210kg/m! Proctor-proefstukken Na 7 dagen 2,51 3,89 4,92 Na 28 dagen 3,53 5,41 6,99 Kernboringen Na 28 dagen 2,97 4,66 5,72 geotechniek _April_2017_v1.indd 29 16/03/17 18:44 GEOKUNST - April 2017 36 De wereldmarkt voor windenergie bloeit als nooit tevoren. Al meer dan 15 jaar stijgt de geïnstalleerde windenergie capaciteit in Europa met jaarlijkse 17,5 procent. Zo stond eind 2015 in Nederland voor 3.379 megawatt (MW) aan windturbines opgesteld, wat 535 megawatt meer was dan begin van dat jaar. Vooral op land groeide het vermogen aan windturbines, en wel met 406 megawatt. Op zee nam het vermogen aan windenergie toe met 129 megawatt. Vergeleken met Duitsland, waar alleen al in 2015 1.115 windturbines op het vasteland werden geïnstalleerd, met een totale capaciteit van 3.536 megawatt, ligt Nederland nog duidelijk achter. Men verwacht een sterke groei in de komende jaren. Bij de ontwerpers en bouwers van deze windturbines wordt ook het ontwerp van de kraanopstelplaats belangrijk, omdat een stabiele ondergrond voor de vaak meer dan 500- tons kraan onmisbaar is voor de bouwfase. Echter, daar ligt juist een probleem. De beoogde nieuwe locaties zijn vaakplaatsen met slecht draagkrachtige ondergronden. Silt, klei of veen zijn, in combinatie met een hoge grondwaterstand, omstandigheden die een goede fundering op de slecht draagkrachtige ondergrond noodzakelijk maken, voordat met de eigenlijke bouw van de windturbine, met zwaar materieel, kan beginnen. Het TensarTech® StratumTM systeem, biedt een snel te bouwen en economische alternatief voor de traditionele bouwmethodes met paalfunderingen of paalmatrassen. Diverse praktijkproeven hebben aangetoond hoe goed de hoge geocell-structuur presteert onder extreme omstandigheden. Het driedimensionaal, stijf funderingssysteem is samengesteld uit vormvaste geogrids met een granulaire vulling. Voor de opbouw van de cellenstructuur wordt eerst een bi- of tri-axiale (TriAx) geogrid als basis op de ondergrond gelegd. Hierop worden dwars en diagonaal uni-axiaal gestrekte geogrids van hoge-dichtheid polyethyleen (HDPE) verticaal geplaatst (zie ﬁguur 1). Het samenstellen van de cellenstructuur gebeurt met de hand, dus zonder gebruik te maken van zware bouwmachines. Met behulp van een steekstaaf-verbinding (bodkin) wordt een driehoekige open celstructuur gemaakt (zie ﬁguur 2). De afzonderlijke cellen worden daarna gevuld met granulair materiaal (bijvoorbeeld grof menggranulaat) en verdicht. Geocell met vormvaste geogrids Stabiele voorbereiding op de energietransitie ing. P. ter Horst Area Manager Benelux Tensar International BV Figuur 1 - Opbouw cellenstructuur. Foto 1 - Kraan bij het opbouwen van een wind - turbine met een hijscapaciteit van 375 ton en een haak-hoogte van 147 meter. geotechniek _April_2017_v1.indd 36 16/03/17 18:44 Samenvatting 37 GEOKUNST - April 2017 Een hoge geocell-structuur heeft zowel praktische als technische voordelen. Na een snelle installatie op een bouwplaats met slappe ondergronden en gevuld met grof menggranulaat, fungeert het als een stijf platform. Dat platform zal daarna gecontroleerd en gelijkmatig zetten en is direct een veilige toegang tot de bouwplaats. Door het beperken van de verschilzettingen is het ideaal voor kraanopstelplaatsen. Optredende belastingen worden namelijk door de cellenstructuur sterk gespreid aan de ondergrond afgedragen en glijcirkels worden dieper de ondergrond in geleid. Door de verbeterde belastingspreiding, ten opzichte van een oplossing met meer lagen geogrids, zorgt dit systeem voor een beter draagvermogen en hogere veiligheid tegen grondbreuk. Voor het ontwerpen en controleren van een “Geocell” wordt gebruik gemaakt van de British Standard (BS) 8006-1:2010. De BS8006- 1:2010 behandelt de “geocell matress” als oplossing voor funderen van aardebanen over slappe of variërende ondergronden. Naast Basal reinforcement, in principe een hogesterkte geotextiel onder de aardebaan (met of zonder verticale drainage), wordt in §8.3.2.9. de geocell-structuur beschreven als honingraatstructuur bestaande uit vastgekoppelde cellen, gevuld met granulair materiaal (zie ﬁguur 3). Als voordelen daarbij worden, onder andere, vermeld de goede adhesie (afschuifweerstand) met de slappe ondergrond, relatieve stijfheid met verbeterde belastingspreiding en verbeterde drainage. Maar zeker zo belangrijk,door het toepassen van een geocell-structuur kunnen grotere slagen worden aangebracht bij het ophogen wat resulteert in snellere consolidatie. De BS8006-1:2010 beschrijft de ontwerpmethode voor het bepalen van het zijdelings wegpersen (of squeezing) van de ondergrond bij het toepassen van een geocell-structuur en de resulterende belastingspreiding. Daarbij zijn de verschillende faalmechanismes beschouwd, te weten: draagvermogen, stabiliteit, squeezing en verschilzettingen. Bij de opbouw van een windturbine worden aanzienlijke geconcentreerde belastingen op de kraanopstelplaats uitgeoefend door het oprichten van de lange mast van de kraan als ook de belastingen tijdens het hijsen van het machinehuis. De eisen aan de maximale vervorming van de ondergrond die bepalend zijn voor de maximale scheefstand van de kraan, zijn extreem hoog en bedragen maximaal slechts enkele centimeters tussen de beide rupsen van de kraan. Om zettingsverschillen die buiten de gebruikstolerantie van de kraan zouden vallen te voorkomen, is een goede verdichting van het funderingsmateriaal van groot belang. Dit zou anders zou leiden tot ernstige bouwvertragingen. In de regel is een van de eisen aan een kraanopstelplaats dat er voldoende veiligheid is tegen optreden van grondbreuk. Vaak wordt aan de bovenzijde van de kraanopstelplaats een vervormingsmodulus vereist van Ev2 van ten minste 100 Mega- Newton per vierkante meter, gemeten volgens DIN 18134, zoals weergeven in ﬁguur 4, van deze DIN norm voor plaatdrukproeven. De capaciteit van windenergie dient in de nabije toekomst sterk te stijgen. Om dit te realiseren moeten er ook op land vele windturbines bijkomen. Voor het bouwen hiervan zijn veilige en stabiele kraanopstelplaatsen nodig, waarbij het ontwerp steeds belangrijker is. De beoogde locaties hebben namelijk vaak slecht draagkrachtige ondergronden. Hier biedt een hoge geocell structuur uitkomst, met zowel praktische als technische voordelen. Door de stijfheid van de geocell structuur worden gecontroleerde en gelijkmatige zettingen bewerkstelligd, waarbij de optredende belastingen sterk gespreid aan de ondergrond afgedragen worden en glijcirkels dieper de ondergrond in worden geleid. Met als resultaat een beter draagvermogen en hogere veiligheid tegen grondbreuk. Figuur 3 - Stabiliteit BS8006 (ﬁgure 74). Figuur 2 - Bodkin-verbinding. Foto 2 - Bodkin-verbinding. geotechniek _April_2017_v1.indd 37 16/03/17 18:44 GEOKUNST - April 2017 38 Dit wordt gemeten met een herhaalde plaatbelastingsproef waarbij de verhouding tussen de eerste en tweede belasting een maat is voor de verdichtingsgraad van het funderingsmateriaal. Als verdichtingsverhouding Ev2/Ev1 wordt in het algemeen een waarde van maximaal 2.3 tot 2.5 aangehouden (zie foto 3). Het geocell-systeem voldoet aan deze eisen zoals blijkt uit monitoring van een reeks succesvol uitgevoerde projecten en praktijkproeven. Zo zijn bij meer dan 20 kraanopstelplaatsen belastingproeven uitgevoerd waar het systeem werd gebruikt. De gemeten draagkrachtwaarden hadden een vervormingsmodulus Ev2 tussen 101 en 141 MN/m2 en voldeden daarmee aan de vereiste minimale waarde van 100 MN/m2. De bijbehorende verdichtingsverhoudingen Ev2/Ev1 varieerden in waarden van 1,14 tot 2,48. Ook in dat opzicht werd aan de gestelde eisen voldaan. Kraanopstelplaatsen in Windmolenpark Noordoostpolder Aan de Westermeerdijk te Espel, zijn 13 van de totaal 86 nieuwe windturbines geplaatst. Elke windturbine van ongeveer 200 m hoog (tot bovenzijde wiek) werd gemonteerd vanaf een groot werkplateau met daarin een 55 bij 100 m grote kraanopstelplaats. Deze kraanopstelplaats mag enkel kleine vervormingen toelaten. De ondergrond ter plaatse van de kraanopstelplaatsen bestond uit samendrukbare lagen (zie tabel 1). Samen met de opgegeven kraanbelastingen in diverse posities (zie ﬁguur 4, Terex CC9800 van Enercon), is door Fugro een controleberekening met Plaxis gemaakt. De maatgevende maximale belasting van 780 kN/m! (zie ﬁguur 4) onder de rups van de kraan is daarbij voor de Plaxis- berekening omgezet naar een uniforme belasting van 198 kN/m! onder de 6 m brede stalen lastverdeelschotten over een lengte van 7,87 m (zie ﬁguur 5). Dit conform het principe van Meyerhof-distributie volgens NEN9997- 1, rekening houdend met de excentriciteit van de belasting, vanuit de 2 meter brede rupsen. Uitkomst van de berekening gaf aan dat na constructie van de kraanopstelplaats en het assembleren van de kraan de grootste zettingen waren opgetreden. De maximale directe zetting tijdens het ophijsen van de windturbine zou nog 32 mm zijn (zie ﬁguur 6) Voor de, door de opdrachtgever gevraagde, controle van de constructie heeft adviesbureau CRUX een zettingsanalyse uitgevoerd. Deze behelsde een berekening met D-Settlement en controle van de zettingsberekeningen met het eindige-elementen model Plaxis (met in Figuur 4 - Belastingsschema Terrex CC9800. Foto 3 - De statisch plaatdrukproef levert het bewijs voor de draagkracht van de geocellstructuur kraanopstelplaats. Tabel 1 - Samendrukbare lagen. Hoogte grondlaag [m+NAP] Omschrijving Laag-dikte [m] γ [kN/m!] γsat [kN/m!] φ´rep [°] c´rep [kPa] cu rep [kPa] c´p [-] c´s [-] -4,0 Zand, kleiig 0,5 17 19 27,5 0 - 50 400 -4,5 Klei, zandig 1,5 14 17 25 1 28 20 110 -6,0 Veen 2,0 11 11 15 2 15 10 30 -8,0 Zand,matig vast - 18 20 32,5 0 - 1500 ∞ geotechniek _April_2017_v1.indd 38 16/03/17 18:44 39 GEOKUNST - April 2017 STABIELE VOORBEREIDING OP DE ENERGIETRANSITIE achtneming van de vormvaste geogrids). Als resultaat van de berekeningen en de analyse bleek dat de kraanopstelplaatsen theoretisch, bij de maatgevende belasting van 260 kN/m2, gedurende 24 uur circa 32 mm zouden zetten. Uit de uitgevoerde praktijk belastingtest, met een contragewicht op vier betonplaten met een overeenkomstige druk van totaal 260 kN/m2, bleek echter de zetting slechts 4 mm te bedragen na 12 uur belasten (zie foto 4). Vanwege het beperkte oppervlak van aangebrachte belasting is de zetting nagerekend met de methode Koppejan. Ook dan bleek de zetting ruim minder te zijn dan de, op basis van berekeningen en analyse, verwachte zetting van 32 mm. De uitgevoerde belastingtesten en de jarenlange praktijkervaring tonen duidelijk aan dat het systeem met een geocell- structuur ruimschoots voldoet aan de eisen met betrekking tot draagkrachtige kraanopstelplaats. Het speciale ontwerp zorgt ervoor dat optredende belastingen met een zodanige efﬁciënte belastingspreiding worden doorgegeven, dat zelfs op extreem slecht draagkrachtige ondergrond een zeer hoge draagkrachtwaarde en hoge veiligheid tegen grondbreuk kan worden bereikt, met beperkte zettingen en zettingsverschillen. Ook de kosten bij dergelijke projecten blijven goed voorspelbaar, omdat dieper ingrijpen in de ondergrond - zoals bij varianten met een paalfundering- niet vereist is, waardoor het risico op verrassingen beduidend wordt geminimaliseerd. De toename van de draagkrachtcapaciteit van de ondergrond kan beter worden ingeschat en berekend. Als laatste maar daarom niet minder belangrijk, de kraanopstelplaatsen met het beschreven systeem zijn kraanonafhankelijk. Dit is een groot voordeel voor alle betrokkenen, omdat bij de planning van windparken vaak van tevoren niet bekend is welk type kraan er uiteindelijk ingezet zal worden om op de windturbines op te bouwen of toekomstig onderhoud uit te voeren. De kraanopstelplaats kan zo worden ontworpen dat het niet uitmaakt als bijvoorbeeld in plaats van een rupskraan toch een stempelkraan wordt gebruikt. Figuur 5 - Belastingsschema Fugro voor en na Meyerhof-distributie. Figuur 6 - Vervorming tijdens hijsen. Foto 4 - Prakijktest. geotechniek _April_2017_v1.indd 39 16/03/17 18:44 8 GEOTECHNIEK - April 2017 Prefab boogconstructie A9 Badhoevedorp L. Jonkman VolkerInfra R. Thijssen Boskalis Offshore International B.V. (voorheen werkzaam bij VolkerWessels) Inleiding Na vijftig jaar verdwijnt het deel van de snelweg A9 dat nu nog tussen de knooppunten Raas - dorp en Badhoevedorp dwars door de plaats Badhoevedorp loopt. Met de omlegging van de A9 zorgen Rijkswaterstaat en de regionale overheden voor een verbetering van de ruimte - lijke kwaliteit en leefbaarheid in Badhoevedorp en een betere doorstroming op de A9 waar - door Schiphol en de regio Amsterdam beter bereikbaar worden. In opdracht van Rijkswa - terstaat realiseert de combinatie Badhoever - Bogen (CBB), bestaande uit het samenwer - kingsverband tussen VolkerWessels, Boskalis en Mourik Groot-Ammers, de omlegging A9 Badhoevedorp. Het geotechnisch ontwerp van de boogconstructies is uitgevoerd door het ont - werpbureau van VolkerInfra (een VolkerWes - sels-onderneming). De Omlegging A9 Badhoevedorp omvat onder andere de aanleg van 16 kunstwerken, het vervangen van het bestaande klaverblad door een nieuw knooppunt, aanleg van de bredere nieuwe A9 (2x3 rijstroken) en het vernieuwen van de bestaande aansluiting Badhoevedorp vanaf de snelweg (zie Figuur 1). Tot slot wordt de oude A9 gesloopt zodat Badhoevedorp weer één dorp wordt, tot vreugde van de bewoners. De werkzaamheden worden volgens planning in 2018 afgerond. Om als combinatie BadhoeverBogen onder - scheidend te zijn in de aanbesteding is voor het project gekozen om een viertal kunstwerken niet uit te voeren als een traditioneel viaduct maar als een prefab boogconstructie. In dit artikel wordt het integraal ontwerp en de uit - voering van de prefab boogconstructie ‘KW03’ besproken, een boogconstructie met een uit - eindelijke overspanning van 20 m. Situatie beschrijving De toekomstige A9 zal de bestaande Schiphol - weg N232 bovenlangs en ongelijkvloers krui - sen, zie Figuur 2. De provinciale weg N232 is de Oude Schipholweg die Haarlem, door de Haar - lemmermeerpolder verbindt met Schiphol- Oost. De huidige Schipholweg zal daarbij qua hoogteligging en alignement op dezelfde posi - tie blijven liggen. De Schipholweg loopt vanuit de polder onder een langshelling van ≈ 2,7% naar boven over het bestaande viaduct van de A4 (Leiden-Amsterdam) en over de toerit van de Schipholspoortunnel. De oorspronkelijk rond 1950 aangelegde Oude Schipholweg is in 1966 verlegd bij de aanleg van de A4 tussen Amsterdam en Hoofddorp. Tijdens de werkzaamheden op de projectloca - tie van KW03 is de ligging van de Oude Schip - holweg ook teruggevonden naast de bestaande weg. Bodemopbouw Het project bevindt zich in het noordelijke deel van de Haarlemmermeerpolder. Het maaiveld bevindt zich gemiddeld op circa NAP -4,5 m. Globaal bestaat de bodem uit kleiige en zandige Holocene afzettingen met het Basisveen op Figuur 1 - overzicht project Omlegging A9 Badhoevedorp. Figuur 2 - omlegging A9 over boogconstructie KW03; Ondergrond: Google Earth. geotechniek _April_2017_v1.indd 8 16/03/17 18:43 9 GEOTECHNIEK - April 2017 een diepte van circa NAP -11,5 m. Daaronder bevindt zich het Pleistocene zandpakket. Lo - kaal wordt deze zandlaag door oude stroom - geulen (getijdegeul Hoofddorp, stroomgeulen OerIJ) ingesneden, die met zand of klei opge - vuld zijn. Het projectgebied van de omgelegde A9 bevindt zich op de grens van de maximale ijsbedekking tijdens het Saalien. Dit zorgt voor de gestuwde lagen vanaf circa NAP -21,0 m à NAP -23,5 m, zie Figuur 3. De conusweerstan - den in dit zandpakket zijn met 40 tot 75 MPa zeer hoog. Boven de gestuwde laag bevindt zich de formatie van Boxtel. Deze laag is tij - dens de laatste ijstijd (Weichselien) aan het einde van het Pleistoceen onder invloed van wind en wisselingen van bevriezen en dooien gevormd en is niet gestuwd. Het freatische grondwater bevindt zich op circa NAP -5,5 m, terwijl de stijghoogte in het Pleistoceen circa NAP -4,0 m bedraagt. Ontwerp Samenwerking Er is gekozen om in samenwerking met het Zwitserse bedrijf BEBO Arch International AG (BEBO) het ontwerp van de prefab boog - constructie uit te werken. BEBO heeft wereld - wijd jarenlang ervaring met het ontwerp en de bouw van prefab boogconstructies (met be - perkte overspanning), verankerd in gesteen - te. De Nederlandse condities (paalfundering in slappe ondergrond, overspanning 20+m, grote bovenbelasting op de boog vanuit de bo - venliggende autosnelweg van 3 rijbanen / 11 rijstroken) verlangen vanuit de complexere grond-constructie-interactie een ‘maatwerk’ ontwerp waarbij nauwe samenwerking tussen ontwerpers van BEBO en CBB noodzakelijk was. Concept keuze De BEBO boogconstructie betreft één over - spanning op twee steunpunten (poeren) waar - bij de boog bestaat uit twee prefab elementen die met behulp van een zogenaamde natte knoop met elkaar worden verbonden. Voor - deel van de constructie is de slankheid en de beperkte wapening in de betondoorsnede. De gekozen constructiedikte is uiteindelijk slechts 356 mm. De boogelementen zijn on - geveer 1,8 m breed en in positie 7,8 m hoog. Er zijn strenge vervormingseisen gesteld aan het systeem in zowel horizontale als verti - cale richting. Het gaat daarbij vooral om ver - schilverplaatsingen tussen de twee poeren in dwarsrichting en in langrichting. De belasting op de boog en de krachtsafdracht via de boog naar de steunpunten en de ondergrond (spat - krachten) spelen daarbij een belangrijke rol. Een essentieel en onmisbaar onderdeel van de krachtswerking in de boog is de aanvul - ling naast en op de boog. Voor het ontwerp zijn de gronddrukken en grondverplaatsingen dominante factoren, alle andere effecten zijn ‘secundair’. Het beperken van de horizontale grondverplaatsingen op de paalfundatie mid - dels een voorbelasting heeft hierbij ook een belangrijke rol gespeeld. De betrouwbaarheid van de numerieke ontwerpmodellen zijn door BEBO geverifieerd middels het uitvoeren van full-scale load tests alsook metingen gedu - rende en na realisatie van diverse BEBO con - structies, waaronder het type E66T dat door van CBB is toegepast. Samenvatting Dit artikel gaat in op het geotechnisch ontwerp van de toegepaste prefab boogconstructies bin - nen project Omlegging A9 Badhoevedorp. Speciﬁek worden de overwegingen en analyses vanuit het ontwerp van één speciﬁek kunstwerk (KW03) toegelicht. Daarnaast wordt de veriﬁcatie van het daadwerkelijke gedrag ten aanzien van grond-constructie-interactie middels monitoring toegelicht. Figuur 3 - Kenmerkende sondering boogconstructie KW03 met gestuwde zandlaag (vanaf NAP -23 m). geotechniek _April_2017_v1.indd 9 16/03/17 18:43 10 GEOTECHNIEK - April 2017 Geometrie Vanwege de verlegging van de waternetlei - dingen tot onder de boogconstructie (in het wegcunet van de Schipholweg) was in eerste instantie een overspanning van 30m voorzien om te zorgen voor minimale beïnvloeding van de waternetleidingen (zie Figuur 4). Speciﬁek voor deze locatie is tijdens het ontwerpproces de E30mTS tot stand gekomen op basis van de belangrijkste geometrische randvoorwaarden als PVR, minimale gronddekking op de boog en hoogteligging van de nieuwe A9 (zie Figuur 4). Er is gekozen om de constructie horizontaal te positioneren ondanks dat de Schipholweg onder een helling verloopt. Dit is uitvoerings - technisch het meest praktisch. De totale lengte van de constructie bedraagt 108 m. Er is uitge - gaan van de standaard BEBO eisen ten aanzien van toelaatbare steunpuntsverplaatsing van 20 mm. Optimalisatie booggeometrie In het begin van het ontwerpproces is als uit - gangspunt boogtype E30mTS gehanteerd. Deze boog heeft een sterke ellips vorm waardoor spatkrachten relatief ongunstig op de steun - punten werken, zie Figuur 4. Omdat de boven - liggende A9 onder verkanting ligt en ook in langsrichting verloopt varieert de gronddek - king van minimaal 0,5 m tot maximaal 2,0 m. Met name deze grote gronddekking werkt on - gunstig in de krachtswerking. De krachtsver - houding tussen de horizontale en verticale be - lasting in de aansluiting tussen de boog een de poer is ongeveer 1:2. Met alleen toepassing van goed verdicht zand als standaard aanvulmateriaal bleek het niet mogelijk om aan de maximaal toelaatbare ver - vormingen op de steunpunten te voldoen voor het voorziene boogtype. Daarom is vervolgens gezocht naar oplossingen om de vervorming te beperken. Hierbij zijn de volgende maatregelen doorgerekend (al dan niet gecombineerd met elkaar): 1. Toepassing van licht ophoogmateriaal op de boog (beperken aandrijvende kracht) 2. Toepassing van zwaar ophoogmateriaal naast de boog (staalslakken, vergroten weerstand biedende kracht) 3. Toepassing van schoorpalen 4. Toepassing van trekstangen tussen de poe - ren 5. Toepassing van groutankers ter plaatse van de poeren 6. Toepassing van gereduceerde gronddek - king op de boog Figuur 4 - Het eerste ontwerp van de oorspronkelijke beoogde boogtype E30mTS. Figuur 5 - Presentatie mogelijke oplossingsrichtingen Figuur 6 - Geoptimaliseerde booggeometrie (maatwerkoplossing). geotechniek _April_2017_v1.indd 10 16/03/17 18:43 11 GEOTECHNIEK - April 2017 Door de gronddekking op de boog zoveel als mogelijk te beperken en schoorpalen overwe - gend 5:1 en in uitzondering 3:1 toe te passen was het mogelijk om binnen de strenge ver - plaatsingstoleranties te blijven. Vanuit risico - beheersing redenerend was er echter weinig marge om makkelijk naar fall back scenario’s over te gaan in geval van constateren van af - wijkingen gedurende de uitvoering. Doordat uiteindelijk de waternetleidingen niet in het cunet van de Schipholweg kwamen te liggen maar met een gestuurde boring onder de Schipholweg door te zetten, werd het mo - gelijk om een optimalisatie door te voeren. In overleg met BEBO is besloten om te kijken naar een constructieve en geometrische opti - malisatie van de boog met als doel de spat - krachten te reduceren en meer vervorming te kunnen toelaten ter plaatse van de aansluitin - gen op de poer. Dit heeft geleid tot het meer verticaal beëindigen van de aansluitende wan - den op de poeren alsook reductie van de over - spannen breedte naar 20 m (Figuur 6). Hier - mee is de verhouding tussen horizontale en verticale krachten op de poeren teruggebracht naar een verhouding van 1:8. De toelaatbare vervorming op poerniveau is door construc - tieve aanpassingen verhoogd van 20 mm naar 40 mm. Geotechnische aspecten Vanwege de restzetting van de naastgelegen aardebaan dient rekening te worden gehou - den met negatieve kleef. De restzetting zorgt tevens voor een aanvullende krachtswerking op de boogconstructie en een toename van de belasting op de onderbouw. Er zal ook een ad - ditioneel moment optreden in de funderings - palen door horizontale grondvervormingen als gevolg van restzettingen. De restzetting wordt veroorzaakt door het aanvullen naast de boog - constructie waarbij het herbelastingstraject wordt gevolgd van de eerdere voorbelasting (i.e. netto ophoging + zettingscompensatie + tijdelijke overhoogte). Met behulp van Plaxis zijn naast de axiale belastingen ook de optre - dende buigende momenten vastgesteld in de funderingspalen en de horizontale verschil - verplaatsingen van de poeren. Fasering Zoals aangegeven was het noodzakelijk eerst een voorbelasting te plaatsen om restzettin - gen te beperken van de over KW03 kruisende A9. Berekeningen zijn gemaakt met Plaxis 2D waarbij voor de slappe lagen het Soft Soil Creep model is gehanteerd. De fasering con - form Figuur 7 t/m Figuur 10 is van toepassing. Voor de paalfundering is gekozen voor prefab palen vk450 mm lood en schoor 5:1, h.o.h. 1,2 m in breedte- en 1,5 m in langsrichting. Aangezien KW03 de A9 schuin kruist, is niet overal sprake van een symmetrische ophoging PREFAB BOOGCONSTRUCTIE A9 BADHOEVEDORP Figuur 7 - Situatie voor aanvang werkzaamheden . Figuur 9 - Ophoging afgraven, palen heien, poeren storten en boog plaatsen. . Figuur 8 - Maximale ophoging (voorbelasting) aanwezig. Figuur 10 - Aanvullen tot eindsituatie. geotechniek _April_2017_v1.indd 11 16/03/17 18:43 12 GEOTECHNIEK - April 2017 rondom de boog. Buiten de standaard sym - metrische doorsnede (volledig symmetrisch ingebed in de aardebaan; doorsnede ‘GEO 2’), zijn twee aanvullende kenmerkende doorsne - des geanalyseerd. Deze doorsnedes zijn weer - gegeven in Figuur 12 en Figuur 13. Ter plaatse van doorsnede ‘GEO 1’ ontstaat een asymmetrische belasting op de fundering, re - sulterend in een grote verschilvervorming van de boog op poerniveau. Dit is ondervangen door schoorpalen in tegengestelde richting te plaat - sen. Ter plaatse van doorsnede ‘GEO 3’ waren echter diverse beperkingen in geometrie als - ook omgevingsbeïnvloeding van toepassing om met een standaard oplossing in grond te kun - nen volstaan. Er is ter plaatse van doorsnede ‘GEO 3’ geko - zen voor een eenzijdige toepassing van een paalmatras om de volgende redenen: 1. Waarborgen van de stabiliteit vanwege de hoogte van de ophoging van netto 12 á 13 m in combinatie met een naastgelegen watergang in de gebruiksfase. 2. Erg weinig ruimte om een ophoging en/of voorbelasting te kunnen aanbrengen. Daar - bij liggen bestaande waternetleidingen in het invloedsgebied van de ophoging. 3. In de eindsituatie is er geen ruimte voor een natuurlijk talud en dient er een steil talud te worden aangebracht met op geringe af - stand een watergang. Om toch binnen de beperkte ruimte een weer - stand biedende grondmassa aan te kunnen brengen (welke evenwicht naar de boogcon - structie brengt) zonder ontoelaatbare restzet - tingen en stabiliteitsproblemen is plaatselijk gekozen voor een gewapende grondconstructie op een paalmatras. Voordeel van een paalma - trassysteem is dat de constructie in één keer kan worden opgebouwd zonder aanvullende maatregelen (in tegenstelling tot voorbelasten, ontgraven en ophogen). Daarbij is er geen ri - sico meer voor wat betreft tegenvallende con - solidatietijden, geen signiﬁcante invloed op naastgelegen kabels en leidingen en zijn geen stabiliteitsproblemen te verwachten. Om de horizontale vervorming te beperken zijn de palen onder het matras ook schoor 5:1 aangebracht met een h.o.h. afstand van 1,5 m. Om de hiermee lastige detaillering van moge - lijke paaldeksels te voorkomen is besloten om in één richting (die van de schoorstand) in-situ balken te storten. Op deze manier zijn 70 paal - deksels vervangen door 10 koppelbalken. Met als bijzonder gevolg dat er ook maar in 1-rich - ting een geogrid nodig is voor de krachtsver - deling tussen de balken met een h.o.h. afstand van 3,0m. Tabel 1 presenteert een samenvatting van de berekeningsresultaten van de uiteindelijke op - lossingen per doorsnede. Het ontwerp gedurende het DO traject heeft er toe geleid dat de verschilvervormingen en bijbehorende rotaties tussen de steunpunten Figuur 11 - Bovenaanzicht schuine kruising KW03 met A9. Figuur 12 - Doorsnede ‘GEO 1’. Figuur 13 - Doorsnede ‘GEO 3’. geotechniek _April_2017_v1.indd 12 16/03/17 18:43 13 GEOTECHNIEK - April 2017 binnen de gestelde toleranties vallen. De to - leranties zijn horizontaal 1:500 respectievelijk verticaal 1:200 keer de overspanning. Door ge - voeligheidsanalyses in Plaxis uit te voeren mid - dels variatie van aangehouden stijfheden van de materialen grond en beton is de gevoelig - heid te verwachten vervormingen bepaald. Modelveriﬁcatie Plaxis – D-Settlement – in het veld gemeten Het Plaxis model maakt voor wat betreft de slappe lagen gebruik van het Soft Soil Creep model, waarbij aanbevelingen vanuit de CUR228 (Ontwerprichtlijn door grond hori - zontaal belaste palen) ten aanzien van K0 zijn geïmplementeerd. Als veriﬁcatie voor de be - rekende verticale vervormingen zijn eveneens analytische berekeningen met D-Settlement uitgevoerd. De gehanteerde parameterwaar - den zijn gegeven in Tabel 2. De berekeningsresultaten kwamen goed over - een met elkaar (Plaxis 0,80/0,88 m, D-Settle - ment 0,81/0,91 m ter plaatse van zuidzijde/ noordzijde van KW03) waarmee de betrouw - baarheid van verticale vervormingen in het model is geveriﬁeerd. Tijdens de uitvoeringsfase zijn daarnaast de zettingen ter plaatse van de voorbelasting ge - monitord met zakbaken. Geregistreerde zet - tingen lagen met ca. 0,73 m – 0,93 m rond de range van de vooraf voorspelde zettingen. Modelveriﬁcatie Plaxis – Lusas – in het veld gemeten De constructieve berekening van de boogcon - structie (bovenbouw) is uitgevoerd door BEBO middels het EEM softwarepakket Lusas. De funderingssloof en de fundatie (onderbouw) van de boogconstructie is ontworpen door CBB. Voor de berekening van de krachtswerking in de palen en de optredende grondvervorming is gebruik gemaakt van Plaxis 2D. Met behulp van Plaxis kan de interactie tussen de grond en de constructie goed worden gemodelleerd, waarbij ook kruip en consolidatie binnen de bij - behorende fasering goed wordt meegenomen. Gedurende het ontwerpproces is er intensief samengewerkt tussen de ontwerpers van CBB en BEBO voor afstemming van het ontwerp tus - sen de onderbouw en de bovenbouw. Door BEBO is met behulp van het rekenpakket Lusas de uiteindelijke krachtswerking bepaald in de boogelementen. Lusas heeft enkele be - perkingen qua modellering. De belangrijkste is dat er gerekend wordt met een lineair elastisch Figuur 14 - Vergelijking (rest)zetting tussen Plaxis en Lusas. PREFAB BOOGCONSTRUCTIE A9 BADHOEVEDORP Tabel 1 - Berekeningsresultaten verschilvervormingen en rotatie tussen de 2 poeren. Doorsnede Ux;talud Ux;vlak mv ΔUx Uy;talud Uy;vlak mv ΔUy Rotatie [-] [mm] [mm] [mm] [mm] [mm] [mm] [1:n] GEO-1 -12 -5 7 -3 -5 2 1:10000 GEO-2 15 -15 30 -10 -11 1 1:20000 GEO-3 46 41 5 -2 -8 6 1:3333 Tabel 2 - Gehanteerde parameters samendrukbare lagen. Grondlaag bk γdry γsat CR RR Cα;ε λ* κ* μ* Cv k [-] [m NAP] [kN/m 3] [kN/m 3] [-] [-] [-] [-] [-] [-] [m 2/s] [m/d] Klei, zandig -4.5 17.3 17.3 0.12 0.009 0.006 0.05 0.008 0.0026 7.5*10 -7 3.4*10 -4 Zand, kleiig -7.5 18 18 0.08 0.013 0.002 0.03 0.011 0.001 1.8*10 -6 5.4*10 -4 Klei, zandig -9 17.3 17.3 0.12 0.009 0.006 0.05 0.008 0.0026 7.5*10 -7 3.4*10 -4 Basisveen -10.6 10.5 10.5 0.49 0.079 0.033 0.21 0.069 0.014 3.0*10 -8 5.5*10 -5 geotechniek _April_2017_v1.indd 13 16/03/17 18:43 14 GEOTECHNIEK - April 2017 model voor grond (Mohr-Coulomb). Tijdsef - fecten vanuit het ontlast/herbelastingstraject, consolidatie en het langere termijn gedrag (kruip) wordt dus niet meegenomen. Dit is op - gelost door de stijfheden van de grondlagen te fitten op basis van de opgestelde Plaxis model - len waarbij dezelfde (rest)zetting optreedt na installatie van de boogconstructie, zie Figuur 14. Hierbij is de optredende restzetting uitge - zet met de bijbehorende afstand ten opzichte van het hart van de boogconstructie. Daarbij is de restzetting vergeleken op meerdere NAP- niveaus. Hieruit valt af te leiden dat het Plaxis model een grotere gradiënt laat zien van de zakking direct naast de poeren op de waarde -10m en 10m van de x-as. Dit gedrag kan wor - den verklaard door het gebruik van interfa - ces in het Plaxis model hetgeen niet direct in Lusas kan worden toegekend. In het Lusas model kunnen wel gemakkelijk de bouwfasen van de booginstallatie met de verschillende belastingcombinaties en bijbe - horende partiële factoren worden gemodel - leerd. De permanente belasting op de boog is maatgevend boven de veranderlijke belas - ting. De focus ligt op verticale en horizon - tale grondverplaatsingen van de grondmassa waarmee de boogconstructie is omhuld. De wijze van aanvullen bepaalt ook in hoge mate hoe de boog functioneert en onderhevig is aan belastingen. Als eis is gesteld dat tijdens het aanvullen het hoogteverschil aan weerszijden van de boog maximaal 1,0 m mag bedragen. De ophoogsnelheid bedroeg 0,5 m per week over de volledige lengte. Voor het beton is de gebruikelijke toetsing uit - gevoerd qua scheurwijdte, vermoeiing, kruip en krimp. In Lusas is tevens een 3D-model opge - steld om de spreiding van de verkeersbelasting naar de onderbouw realistisch te kunnen bena - deren inclusief bijbehorende paalreacties. Tot slot is ook de aanrijdbelasting frontaal en aan de binnenzijde van de boogconstructie meege - nomen in de analyse. Het verschil in krachtswerking in de boogschil en de verticale belasting op de fundering (SLS) tussen de twee modellen (Lusas en Plaxis) is met 5% à 10% beperkt. Op basis hiervan is geconcludeerd dat de modellen onderling vol - doende geveriﬁeerd zijn. De vervormingen van de boogconstructie zijn tijdens de bouw gemonitord (meetpunten aan - gegeven in Figuur 15). Het gemeten vervor - mingsgedrag komt goed overeen met de the - orie. Tijdens het zijdelings aanvullen tot een niveau van 2/3 H is de boog tot een maximum van 11 mm naar binnen verplaatst waar 15 mm was voorspeld. Op het moment dat boven dit punt wordt aangevuld, neemt de naar buiten gerichte kracht toe en zal de verplaatsing zich ook omkeren in die richting. In het veld is een maximum van 15 mm gemeten in vergelijking met 20 mm in theorie. De verschilvervorming is nu beperkt tot 10 mm tussen de meetpun - ten GEO2-2 en GEO2-1 en blijft ruim binnen de gestelde eis ten aanzien van de verschilvervor - ming. Op langere termijn zal de vervorming van de boog nog beperkt toenemen als gevolg van resterende grondverplaatsingen en kruip van het beton (bijdrage is marginaal). Figuur 15 - Meetpunten monitoring boogconstructie. Figuur 16 - Gewapende grondconstructie ‘GKC5’ in dwarsdoornede van de aardebaan A9. geotechniek _April_2017_v1.indd 14 16/03/17 18:43 15 GEOTECHNIEK - April 2017 De gemeten verticale verplaatsing aan de top van de boog (GEO2-T) is ongeveer 40 mm ten opzichte van de nul-situatie terwijl 80 mm be - rekend was vanuit het Plaxis model. Dit verschil is onder meer te verklaren door de wijze van montage/aansluiting tussen de twee elemen - ten in de nul-situatie alsook aannames met betrekking tot ongescheurde en gescheurde stijfheid van het beton. Aansluiting aardebaan en boogconstructie De aansluiting tussen de aardebaan en de boogconstructie met het paalmatras (zie ﬁguur 10) was zowel qua ontwerp als uitvoering en bijbehorende fasering het meest uitdagend. De aardebaan van de A9 bestaat aan de noordzijde uit een gewapende grondconstructie (GKC5, zie Figuur 2) 10:1 met een kerende hoogte van 15 m en een lengte van 220 m, zie Figuur 16. Er is gekozen om een fysieke scheiding aan te brengen tussen de gewapende grond bovenop het paalmatras en GKC5 om te voorkomen dat bij zakking van GKC5 deze aan het paalmatras gaat hangen hetgeen leidt tot een signiﬁcante toename van de belasting op het paalmatras. Tevens zal het verschil in restzetting zich mo - gelijk gaan aftekenen in het bovenliggende asfalt indien geen overgangsconstructie wordt voorzien. De fysieke scheiding is gerealiseerd middels een voeg van 0,3 m met een verticale spouwafdichting. Tot slot Het toepassen van een geprefabriceerde boog - constructie, een constructie met fraaie archi - tectonische uitstraling, is een technisch goede oplossing gebleken binnen project Omlegging A9 Badhoevedorp. In het ontwerp en uitvoering dient nadrukkelijk aandacht te worden besteed aan de geometrische randvoorwaarden (asym - metrie inbedding boog, beperkt beschikbare ruimte) die in en rond de constructie construc - tief opgelost moeten worden. Risicobeheersing heeft plaatsgevonden door met diverse model - len de grond-constructie interactie te voor - spellen, onderling te veriﬁëren en het daad - werkelijke gedrag van de constructie tijdens uitvoering te meten en te toetsen. Figuren 17 tot en met 20 geven een indruk van de bouw van de constructie. PREFAB BOOGCONSTRUCTIE A9 BADHOEVEDORP Figuur 17 - Aanbrengen eerste elementen.. Figuur 19 - Bovenaanzicht schuine kruising / aansluiting gewapend grondmassief. Bron foto's 17-20: https://beeldbank.rws.nl, Rijkswaterstaat / Henk Roolvink). Figuur 18 - Schuine kruising. Figuur 20 - Impressie tijdens uitvoering. geotechniek _April_2017_v1.indd 15 16/03/17 18:43 GEOKUNST - April 2017 40 Inleiding Het gebruik van geokunststoffen bij de aanleg van aardebanen voor wegen en spoorwegen op slappe grond is inmiddels gemeengoed. De geotechnisch ingenieur van nu heeft zelfs een keur aan oplossingen voorhanden. Aan hem of haar de uitdagende taak om op basis van de beschikbare bodemgegevens de voordelen in bouwtijd, bouwkosten, ruimtegebruik en duurzaamheid af te wegen en de best passende oplossing te adviseren. Voor beantwoording van een fundatievraagstuk zijn talrijke en uiteenlopende oplossingen mèt en zonder gebruik van geokunststoffen beschikbaar. Voorbeelden hiervan zijn: verticale drainage, stabiliteitswapening, grondvervanging, geotextiel omhulde kolommen, paalmatrassysteem, massastabilisatie en toepassing lichtgewicht materialen (EPS). Dit artikel bevat een gevoeligheidsanalyse van enkele internationale fundatieoplossingen met geokunststoffen. De analyse is uitgevoerd met behulp van eindige elementen methoden en aan de hand van een gekozen set grondparameters (representatief voor Centraal en Oost Europa) met een typische geometrie van een aardebaan. De geotechnische aspecten, zettingen en macrostabiliteit zijn per oplossing naast elkaar gezet. Beschrijving van de beschouwde funderingsoplossingen Drie verschillende, internationaal gebruikelijke oplossingsmethoden zijn vergeleken, te weten: - aardebaan op een gewapend matras met behulp van geotextiel - aardebaan op geconsolideerde grond met behulp van geprefabriceerde verticale drains; - aardebaan op geotextiel omhulde kolommen (zand- of grindpalen); - combinaties van hierboven met en zonder gewapend matras Gewapend matras Een gewapend matras bestaat uit één of meerdere lagen van relatief stijf (veelal grofkorrelig) materiaal dat per laag enkel- of meerzijdig is omsloten met een hoge sterkte geokunststof. Het gewapend matras dient ter voorkoming van stabiliteitsverlies of ontoelaatbare vervorming van de aardebaan. Tevens heeft het matras een drainagefunctie, waardoor overtollig water vanuit de constructie of ondergrond (consolidatie) versneld kan worden afgevoerd. Voor optimaal functioneren wordt het matras aangebracht op de bodem van de te realiseren aardebaan, direct op de slappe grond, zie Figuur 2. Indien het draagvermogen van de ondergrond ontoereikend is om het gewicht van de aardebaan te dragen zal de constructie bezwijken. De ondergrond wordt daarbij weggeperst of weggeschoven. Het aanbrengen van een gewapend matras heeft enkel door het belasting spreidend effect een beperkte invloed op het draagvermogen van de ondergrond. Hierdoor is deze variant goed te combineren met fundatieoplossingen c.q. versnellingsmaatregelen zoals GEC’s en PVD’s. Geprefabriceerde verticale drains (PVD’s) Verticale drainage door middel van PVD’s (Prefabricated Vertical Drains) versnellen het consolidatieproces. De verticale drain zorgt ervoor dat het overspannen poriënwater in het horizontale vlak in de richting van de dichtstbijzijnde drain afstroomt, waarna het de drain insijpelt en zijn weg vindt in verticale richting naar het maaiveld. De maximale af te leggen afstand van het poriënwater wordt zo gereduceerd van de halve laaghoogte (bij 2-zijdige afstroming) tot de helft van de drainafstand, waardoor de consolidatietijd afneemt (Hansbo, 1981). Daarbij leidt verticale drainage tot verhoging van de schuifsterkte en verlaging van de zetting tijdens de gebruiksfase van de slappe ondergrond (Indrarathna, 2007). Vanaf de zeventiger jaren zijn de geprefabriceerde verticale drains geëvolueerd tot een drain die compleet vervaardigd wordt van thermoplastische polymeren. Tegenwoordig vinden dergelijke geokunststofdrains hun toepassing in grootschalige grondverbeteringen voor landingsbanen, (snel)wegen en spoorwegen. De hedendaagse PVD’s zijn samengesteld uit een kunststof kern, naadloos omringd door een kunststof ‘non-woven’ ﬁlter. De PVD’s worden in een holle stalen koker (lans) geplaatst; ze worden aan de bovenzijde ingevoerd om aan de onderzijde weer te verschijnen. Hier wordt de drain bevestigd aan een ankerplaat. Bij installatie wordt de lans naar een vooraf ingestelde diepte gedrukt en vervolgens weer omhooggetrokken waarbij de drain - dankzij de weerstand van de ankerplaat - op de juiste diepte achterblijft. Zie voor een uitgebreide beschrijving Geokunst, uitgave januari 2017, pagina 44. Geotextiel omhulde kolommen (GEC’s) Geotextiel omhulde kolommen, oftewel Geosynthetic Encased Columns (GEC) zijn in de grond gevormde Vibropalen gevuld met matig tot grofkorrelig materiaal (zand/ steen/grind). De varianten met en zonder geotextielen zijn internationaal veelgebruikte funderingsmethoden. De kolommen worden gevormd door een stalen buis met een open of gesloten onderzijde in Gevoeligheidsanalyse toepassing van geokunststoffen voor fundering van aardebanen T. Szatmári M.Sc. Low & Bonar Kft. ir. J.H. van den Berg Low & Bonar Kft. D. Woods B.Eng. Low & Bonar Kft. I. Kádár M.Sc. Budapest University of Technology and Economics, Hungary geotechniek _April_2017_v1.indd 40 16/03/17 18:44 Samenvatting 41 GEOKUNST - April 2017 de grond te trillen of te drukken. Een gesloten onderzijde voorkomt het binnendringen van grond in de buis tijdens de installatie. Eenmaal op diepte wordt een geokunststofkous (bijvoorbeeld Enka®-Tube) in de stalen buis neergelaten en wordt de kous afgevuld met goed verdichtend, grof granulair materiaal. Tijdens het trekken van de buis verdicht de vulling en komt de geokunststofkous op spanning. Dergelijke kolommen vormen relatief sterke en stijve elementen in slappe cohesieve grond. De scheidings- en ﬁlterfunctie van het geotextiel vormt in combinatie met de grofkorrelige vulling een drainagekanaal dat leidt tot versnelling van eindzetting. De versterkingsfunctie van het geotextiel verhoogt het draagvermogen van de kolommen en beperkt tegelijkertijd zetting na ophoging. Hierdoor wordt ook de stabiliteit van de ophoging vergroot. In Figuur 1 rechts het effect van segregatie van de kolom zonder toepassing van een rondgeweven geotextiel. Het linker ﬁguur toont de situatie met rondgeweven geotextiel, waarin de krachten worden opgevangen door het geotextiel. Geometrie aardebaan, grondmodellen en grondparameters Geometrie aardebaan Voor deze beschouwing is een geometrie van een aardebaan voor een tweebaans autoweg aangehouden. Op basis van deze geometrie zijn de bovengenoemde grondverbeteringstechieken gemodelleerd en vergeleken. Een afbeelding van de geometrie inclusief maatvoering is weergegeven in Figuur 2. Voor de gevoeligheidsanalyse is met verschillende sets van grondparameters en laagdikten gerekend. Voor de slappe ondergrond is gerekend met laagdiktes van 6 m, 18 m en 30 m. De geometrie en samenstelling van de aardebaan is in deze beschouwing voor alle oplossingen gelijk gehouden, evenals de hart-op-hart afstand van 2,0 m voor de PVD’s en de GEC’s. Grondmodellen en grondparameters In de gevoeligheidsanalyses zijn voor elk van de laagdiktes vier verschillende combinaties van grondparameters gehanteerd. De grondparameters van de bestaande slappe bodem zijn geselecteerd op basis van een vooronderzoek naar typische bodemsamenstellingen zoals aanwezig in Centraal en Oost-Europa. De slappe lagen in deze analyse vallen te omschrijven als zwakke tot matige cohesieve kleilagen. De aardebaan bestaat uit zand en ligt op een drainagelaag van grofkorrelig materiaal met een dikte van 0,5 m. In deze laag kan het overtollig poriënwater ongestoord zijn weg vinden richting de teen van het talud. Voor de keuze van de grondparameters is (allereerst) gezocht naar een range van parameters waarin faalmechanismen in werking treden door stabiliteitsproblematiek (ULS) en/of overschrijding van de bruikbaarheidsgrenstoestand (SLS) van de aardebaan. In Tabel 1 zijn de aangehouden grondparameters weergegeven. Voor de gevoeligheidsanalyse zijn diverse analysemethoden/modeltypen gehanteerd, die later worden toegelicht. De basisprincipes van de gehanteerde grondmodellen, Mohr-Coulomb (MC) en Harding Soil (HS en HSs), zijn hieronder samengevat. Mohr-Coulomb (MC) grondmodel Voor het linear-elastisch, perfect plastisch Mohr- Coulomb (MC) model worden vijf parameters Voor de fundatie van een aardebaan op slappe grond zijn uiteenlopende oplossingen beschikbaar. Dit artikel bevat een gevoeligheidsanalyse van enkele internationale fundatieoplossingen met geokunststoffen, te weten: aardebaan op een gewapend matras, aardebaan op geconsolideerde grond met behulp van geprefabriceerde verticale drains, aardebaan op geotextiel omhulde kolommen en combinaties van deze oplossingen met en zonder gewapend matras. De analyse is uitgevoerd met behulp van eindige elementen methoden en aan de hand van een gekozen set grondparameters (representatief voor Centraal en Oost Europa) met een typische geometrie van een aardebaan. De geotechnische aspecten, zettingen en macrostabiliteit zijn per oplossing naast elkaar gezet. Voor aanbrengen belasting Na aanbrengen belasting Kolom Slappe grond HorizontaleGrondwapeningd.m.v. geotextiel BelastingMatras vangrove fractie Rondgewevengeotextiel Figuur 1 - Segregatie van kolom zonder geokunststof omhulling. Figuur 2 - Geometrie van de aardebaan. geotechniek _April_2017_v1.indd 41 16/03/17 18:44 GEOKUNST - April 2017 42 gehanteerd, te weten: Young’s moduls (Es) en Poisson’s ratio ( ν) voor bepaling van de elasticiteit, de hoek van effectieve interne wrijving ( φ’), effectieve cohesie (c’) en dilatantie hoek ( ψ) voor bepaling van de plasticiteit. Het MC model is een 'eerste orde' benadering voor bepaling van het grondgedrag. Voor elke laag wordt een constante gemiddelde stijfheid geschat. Door de stijfheid als constante te hanteren zijn berekeningen betrekkelijk snel uit te voeren. Het MC model is bij uitstek geschikt voor de stabiliteitsanalyse (ULS), maar niet voor het berekenen van vervormingen (SLS). Harding Soil en Harding Soil small strain grondmodel Voor nauwkeurige simulatie van het grondgedrag worden de grondmodellen; Harding Soil (HS) en Harding Soil small strain (HSs) toegepast in het EEM model. Bij het HS model zijn de vervormingen in de dieper gelegen lagen relatief groot, normaliter is de stijfheid afhankelijk van de optredende rek. Dit probleem kan worden verholpen door toepassing van het HSs model, doordat het model bij kleine rekken (< 10-5) rekent met hoge stijfheden. In de gevoeligheidsanalyse is het HSs model gehanteerd voor een nauwkeurige bepaling van het vervormingsgedrag. Opgemerkt wordt dat bij het HS en HSs model geen kruipververvormingen worden berekend. Beschrijving modellering en ontwerpstappen De berekeningen zijn uitgevoerd in een driestappenstrategie, zie Figuur 3 voor het processchema. In de eerste stap zijn voor alle varianten de stabiliteitsberekeningen uitgevoerd en is per variant de veiligheidsfactor (stabiliteitsfactor) vastgesteld voor de macrostabiliteit. Dit leidde tot een eerste schifting, waarna, onder andere, een aantal varianten van een matras van hoge sterkte geotextiel werd voorzien en doorgerekend. In de tweede stap zijn de benodigde consolidatietijd en het vervormingsgedrag bepaald. Afsluitend zijn geselecteerde berekeningen uit de stappen 1 en 2 geveriﬁeerd door middel van herberekeningen behulp van alternatieve berekeningsprogramma’s. Figuur 3. Diagram van de modelleringstrategie De stabiliteitsberekening is uitgevoerd met behulp van de eindige elementen methode (EEM, Plaxis 2D) en de resultaten zijn geveriﬁeerd door middel van herberekening met behulp van analytische rekenmethodes zoals opgenomen in het berekeningsprogramma ‘GEO5’. De consolidatieberekeningen zijn eveneens uitgevoerd met behulp van EEM. In de eerste stap (de stabiliteitsberekening) zijn de volgende oplossingsvarianten beschouwd: - Aardebaan met slappe ondergrond, zonder versterkend geotextiel - Aardebaan op een matras van hoge sterkte geotextiel - Geokunststof omhulde grindpalen (GECs) - Geokunststof omhulde grindpalen (GECs) met een matras van hoge sterkte geotextiel De PVD’s zelf bieden geen signiﬁcante structurele bijdrage en hebben geen effect op de uiteindelijk stabiliteit van de aardebaan. Hierdoor gelden de eerste twee beschouwde oplossingsalternatieven voor de situatie met en zonder toepassing van PVD’s. De glijcirkels doorkruisen deels de geokunststof omhulling, wat in beginsel bijdraagt aan een toename van de stabiliteitsfactor. Echter, bij de stabiliteitsbeschouwing van de GEC’s zijn de geotextiel omhullingen niet in het EEM model opgenomen. Dit is in lijn met de Duitse richtlijn ‘Aanbevelingen voor ontwerp en berekening van gewapende grond met behulp van geokunststoffen’ (EBGEO, 2011). Dat stelt de geokunststof elementen niet op te nemen in het model, indien er geen resultaten uit praktijkonderzoek beschikbaar zijn, zoals voor deze studie het geval is. Hierdoor is de berekening voor dit oplossingsalternatief wel conservatief. Echter, parametrische analyses met gebruik van axiaal-symmetrische modellen laten een signiﬁcant effect op het vervormingsgedrag zien (eindzetting is 50% of minder) bij gebruik van een geokunststof omhulling (Almeida, 2013). Het toegepast versterkend geotextiel betrof een hoge sterkte weefsel van polyester met een lange duur treksterkte van minimaal 180 kN/m en een maximale verlenging van 10% bij een nominale treksterkte. Tabel 1 - Overzicht toegepaste grondparameters (Plaxis). De volgende parameters worden gehanteerd in het HS en HSs model: υ - Dwarscontractie coëfﬁciënt [-] γd - Droog volumegewicht [kN/m3] γsat - Nat volumegewicht [kN/m3] Es - Youngs Modulus [Mpa] φref - Hoek van interne wrijving [º] Ψ - Dilatantie hoek [º] cref - Cohesie [kPa] cU - Ongedraineerde schuifsterkte [kPa] k - Waterdoorlaatbaarheid [m/s] of [m/dag] e0 - Poriegehalte [-] Eur^ref - Ontlast-/herbelaststijfheid [kPa] m - Machtsfactor ter bepaling van de spanningsafhankelijke stijfheid [-] G0 - Intiële glijdingsmodulus [MPa] γ0.7 - Glijdingsmodulusfactor van 70% van de oorspronkelijke waarde [-] ck - Factor afname doorlaatbaarheid (na consolidatie) [-] geotechniek _April_2017_v1.indd 42 16/03/17 18:44 43 GEOKUNST - April 2017 GEVOELIGHEIDSANALYSE TOEPASSING VAN GEOKUNSTSTOFFEN VOOR FUNDERING VAN AARDEBANEN Stap 1 - Mohr-Coulomb model Voor de gevoeligheidsanalyse is gerekend met een slappe laag in drie verschillende laagdiktes en vier verschillende sets van grondparameters. Daarbij is tevens gerekend met en zonder een bovenbelasting (20 kPa) op de aardebaan. Dit maakt een totaal van 96 verschillende modellen. De eerste stap van de analyse is de stabiliteitsberekening op basis van het Mohr Coulomb grondmodel. De parameters van de slappe grondlaag zijn bepaald op basis van de eerste resultaten uit de stabiliteitsberekeningen, om zo tot vier onderscheidende categorieën te komen. Deze zijn als volgt gekenmerkt: - Gemiddeld: met deze parameters wordt voldaan aan taludstabiliteit met een veiligheidsfactor van 1,25, echter, de verwachte consolidatietijd blijft zonder versnellende maatregelen relatief lang. - Slap 1 en Slap 2: set met ten opzichte van de categorie ‘Gemiddeld’ stapsgewijs lagere schuifsterktes. - Zeer slap: met de gekozen parameters is het talud instabiel en de consolidatietijd zeer lang. Stap 2 - Hardening Soil small strain soil-model In de tweede stap is de verwachte consolidatietijd per model berekend. De volgende modellen uit stap 1 zijn geselecteerd: - Gemiddeld: uit de stabiliteitsbeschouwing is vastgesteld dat met de gekozen parameters het talud afdoende stabiel bleef, met en zonder toepassing van een gewapend matras. Daarom is de consolidatieberekening uitgevoerd met de modellen zonder geotextiel, en uiteraard met de modellen met PVD’s of GEC’s om het effect van versnelling te kwantiﬁceren. - Slap 2: uit de stabiliteitsbeschouwing is vastgesteld dat met de gekozen parameters het talud instabiel bleef. Daarom is voor dit alternatief één laag geotextiel toegepast. - Zeer slap: uit de stabiliteitsbeschouwing is vastgesteld dat: - Met of zonder PVD’s: minimaal twee lagen geotextiel nodig zijn om het talud stabiel te krijgen. - Met GEC’s: één laag geotextiel benodigd is. Het gewicht van de opgebouwde aardebaan zorgt voor een directe toename van de grondspanningen in de slappe onderlaag, in eerste instantie ontstaat een toename van de waterspanning. Deze toename verlaagt de schuifweerstand en daarmee het weerstandsbiedend moment van de kritische glijcirkels wat kan leiden tot een taludafschuiving. In de praktijk wordt instabiliteit vermeden door de waterspanningstoename te beheersen door middel van een gefaseerde aanleg van de aardebaan. Bij het berekenen van de consolidatie is uitgegaan van een tweestapsuitvoering van de ophoogwerkzaamheden (tot 8 m), te weten, een ophoging van twee maal 4 m. Na het aanbrengen van de eerste 4 m is de consolidatietijd tot 75% consolidatie berekend en na het bereiken van 75% is de resterende 4 m aangebracht. Deze fase eindigt bij het bereiken van 90% consolidatie: een praktische waarde die in deze studie wordt gehanteerd ter vergelijking van de eindzetting. Omdat de stabiliteit tijdens de consolidatieperiode maatgevend is, is deze eveneens gecontroleerd. Het onderstaande ﬁguur (Figuur 4) laat de toegenomen poriënwaterdruk zien direct na de tweede ophoogstap van de variant met een slappe laag van 18 meter en grondparameters type ‘zwak 2’. In ﬁguur (a) zonder PVD’s na periode van 313 dagen, met een overdruk van 95 kPa en ﬁguur (b) met PVD’s na 13 dagen met een overdruk van 61 kPa. Stap 3 - Veriﬁcatie Om de stabiliteits- en zettingsberekeningen op basis van 2D EEM te veriﬁëren is gebruik gemaakt van analytische berekeningssoftware; een relatief praktische en snelle oplossing. Allereerst is de stabiliteitsberekening (stap 1) gecontroleerd met behulp van het computerprogramma ‘GEO5’. Deze tool traceert, onder andere, het meest kritieke glijvlak door analyse van glijcirkels (Bishop methode). Daarbij biedt het programma de mogelijkheid geokunststofwapening en GEC’s te modelleren. De afwijkingen tussen stabiliteitsberekening op grond van de analytische en EEM methode Figuur 3 - Diagram van de modelleringstrategie. Figuur 4 - Diagram van de modelleringstrategie. geotechniek _April_2017_v1.indd 43 16/03/17 18:44 GEOKUNST - April 2017 44 bedroegen in geen geval meer dan 6%, waarbij het overgrote deel kleiner of gelijk aan 1% was. Naast de veriﬁcatie van de stabiliteitsfactor is tevens de vorm en positie van het kritisch glijvlak vergeleken. De consolidatieberekeningen zijn geveriﬁeerd met behulp van het computerprogramma ‘GGU Consolidate’. Voor een correcte benadering van de varianten met PVD’s in combinatie met een gefaseerde belasting is enkel de numerieke methode mogelijk. Deze methode is tevens opgenomen in dit computerprogramma. De afwijkingen tussen de consolidatieberekeningen waren zeer gering, doch kan worden opgemerkt dat de afwijking tussen de numerieke methodes van beide tools evenredig toeneemt met de laagdikte van de slappe laag. Hoewel dit niet nader is onderzocht, wordt aangenomen dat de relatieve afname van de zetting van de EEM resultaten volgt uit de keuze van het EEM model (HS of HSs model), waarin stijfheid afhankelijk wordt gesteld aan de spanningstoestand. Berekeningsresultaten De resultaten uit de berekeningen zijn samengevat in de onderstaande tabellen. Doordat de meeste kritische glijvlakken niet dieper dan 6 m beneden maaiveld liggen, is de laagdikte van de slappe laag (6, 18 of 30 m) geen onderscheidende parameter in de stabiliteitsbeschouwing. Uitzondering zijn de berekeningen met de zeer slappe grondlagen, waarbij de maximale diepte van het glijvlak ligt in het gebied tussen 7 en 8 m minus maaiveld. Door toepassing van PVD’s wordt de afname van de waterspanning in de slappe laag versneld, wat leidt tot een verhoging van stabiliteit tijdens de bouwfase ten opzichte van de situatie zonder PVD’s. Deze verhoging is waar te nemen in een 10% tot 20% hogere stabiliteitsfactor. Uit de bovenstaande tabellen valt af te lezen dat de consolidatietijd met toepassing van PVD’s gemiddeld tot wel tot 1/10 wordt verkort, voor de zeer slappe lagen zelfs gemiddeld tot 1/20 in vergelijking met het niet toepassen van drains. Daarbij wordt met toepassing van PVD’s de eindzetting voor de beschouwde situaties tot maximaal 35% gereduceerd. Als gevolg van de afwijkende spanningsopbouw en het samenhangend vervormingsgedrag ligt bij de variant zonder PVD’s het punt van maximale zetting niet in het hart van de aardebaan, maar op symmetrisch gelegen punten tussen 5 tot 10 m van de hartlijn, zie Figuur 5. Conclusies Er bestaan veel varianten en variaties in consolidatie versnellende en stabiliteit verhogende maatregelen. Deze studie beschrijft een set vergelijkbare varianten met toepassing van geokunststof. Met de omschreven aanpak is geprobeerd een eenduidig vergelijk te realiseren met behulp van beschikbare tools. Hiermee zijn de locatie-speciﬁeke storingen en afwijkingen zoals aan de orde bij opname van praktijkcases uitgesloten. Een globaal overzicht van de effecten van deze geokunststoffen op de aspecten stabiliteit en consolidatie van aardebanen is weergegeven in de onderstaande tabel. 1 Gewapend matras blijkt een effectieve maatregel ter voorkoming van instabiliteit van een aardebaan tijdens ophoging. GEC’s en Tabel 2 - Berekeningsresultaten bij een slappe laag van 6 meter. Tabel 3 - Berekeningsresultaten bij een slappe laag van 18 meter. geotechniek _April_2017_v1.indd 44 16/03/17 18:44 45 GEOKUNST - April 2017 PVD’s dragen eveneens bij aan verhoging van de macro stabiliteit door directe afname van het overspannen poriënwater tijdens ophoging. 2 Bij de dunnere slappe lagen (6 m) ligt de consolidatietijd van GEC’s in lijn met die van PVD’s. Ondanks versnellende maatregel blijft de consolidatietijd bij de relatief dikke ondoordringbare lagen aanzienlijk. Aanpassing van de uitvoeringscondities (drainafstand, voorbelasting) is dan een logische stap. Het effect van deze variaties is niet verder onderzocht. 3 Bij de varianten met GEC’s is de eindzetting en de optredende restzetting tijdens de gebruiksfase lager, waardoor de kosten voor aanleg en beheer lager zijn. In situaties waarbij zettingsarme of zettingsvrije constructies op de aardebaan gerealiseerd worden, geniet deze variant de voorkeur. 4 Indicatie van kosten gebaseerd op aanleg per strekkende meter aardebaan. De variant waarbij consolidatie wordt versneld met PVD’s en stabiliteit van de aardebaan wordt geborgd met een hoge sterkte geweven geokunststof is een zeer kostenefﬁciënte oplossing. Daarbij de kanttekening dat een LCC (Life Cycle Costing) -analyse hier op zijn plaats is en zou leiden tot een realistischer kostenvergelijk. Literatuurlijst - Almeida M. S. S. e.a. (2013). ”Performance of a geosynthetic-encased column (GEC) in soft ground: numerical and analytical studies” In: Journal Geosynthetics International, IGS, volume 20, Issue 4, August 2013, p. 252-262. - Bhasi A., Rajagopal A. (2015). “Numerical study of basal reinforced embankments supported on ﬂoating/end bearing piles considering pile- soil interaction”. In: Journal Geotexiles and Geomembranes, Elsevier Ltd., volume 43, Issue 6, November 2015 p. 524-536. - Hansbo, S. (1981). “Consolidation of ﬁne- grained soils by prefabricated drains”. In: Proceedings of the 10th international conference SMFE., Stockholm, p. 677-682 - Holtz, R.D. (1987). :”Preloading with prefabricated vertical strip drains” In: Journal Geotextiles and Geomembranes, volume 6, Issue 1, January 1987, p. 109-131 - Hsu C-C., Vucetic M. (2002). “Dynamic and cyclic behavior of soils over a wide range of shear strains in ngi-type simple shear testing device” In: UCLA Research Report ENG-02-228, Civil Environmental Engineering Department, University of California, Los Angeles, 2002. - Indrarathna B. e.a. (2007). “ Soft clay foundation improvement with drainage and geo-inclusions, with special reference to the performance of embankments and transportation systems”. In: Proceedings of the First Sri Lankan Geotechnical Society (SLGS) International Conference on Soil and Rock Engineering, Colombo, Sri Lanka, 5-11 August 2007. - Koerner, R.M. (2005). “Designing with Geosynthetics – 6th edition Vol. 1”, ISBN 978- 1462882885 - Mayne P.W., Rix G.J. (1993). Gmax – qc relationship for clays. In: Geotechnical Testing Journal, Volume 16, Issue 1, p. 54-60 - German Geotechnical Society (2011). “Recommendations for Design and Analysis of Earth Structures using Geosynthetic Reinforcements – EBGEO”, Ernst & Sohn GmbH & Co. KG. August 2013. ISBN 978-3-433- 02983-1 Tabel 4 - Berekeningsresultaten bij een slappe laag van 30 meter. Tabel 5 - kwalitatieve vergelijking van de oplossingen. Figuur 5 - Zettingen na de tweede concolidatieslag (90%) 30 m zeer slappe grond. GEVOELIGHEIDSANALYSE TOEPASSING VAN GEOKUNSTSTOFFEN VOOR FUNDERING VAN AARDEBANEN geotechniek _April_2017_v1.indd 45 16/03/17 18:44

Jaargang 21, 2017 - nummer 1

GEOKUNST - Januari 2017 44 Introductie Verticale drainage is in Nederland een van de meest gangbare technieken voor het bouwrijp maken van zachte, samendrukbare grondlagen met een lage draagkracht. De installatie gegevens, geregistreerd tijdens de installatie van de verticale drainage, waren tot voor kort nauwelijks bruikbaar omdat de locatie van de installatiepunten niet goed bekend was. Door de introductie van GPS dataloggers is hier verandering in gekomen en zijn interessante toepassingsmogelijkheden binnen handbereik. Dit artikel geeft een aantal voorbeelden van de praktische toepassing van het gebruik van data, gegenereerd tijdens de installatie van verticale drainage met GPS loggers. Verticale drainage - installatie en registratie Geprefabriceerde verticale drains worden geïnstalleerd met verschillende typen stellingen, die vaak ingedeeld worden op de te leveren indrukkracht. De zwaarste stellingen kunnen drains installeren door zandlagen tot qc = 20 MPa tot een diepte van 54m. Verticale drainage wordt geïnstalleerd met behulp van een stalen koker, lans genoemd, waarbinnen de verticale drain zich bevindt. De drain wordt aan de bovenzijde van de lans ingevoerd om aan de onderzijde weer te verschijnen. Hier wordt de drain bevestigd aan een ankerplaat, die mede als functie heeft om tijdens de installatie de onderzijde van de lans af te sluiten van de grond. De lans is ingebed in een stelling en wordt de grond ingedrukt met behulp van een systeem van cilinders en lieren, die aangedreven worden door het hydraulische systeem van de kraan. De druk waarmee dat gebeurt wordt continue gemeten en met vaste intervallen geregistreerd. Bij installatie wordt de lans naar de vooraf ingestelde diepte gedrukt en vervolgens weer naar boven getrokken, waarbij de drain, door de weerstand van de ankerplaat, op de juiste diepte achter blijft. Wanneer de onderkant van de lans weer boven het maaiveld verschijnt, wordt de drain doorgeknipt en een nieuwe ankerplaat aan de drain bevestigd voor het installeren van het volgende drainagepunt. Dit principe is toegelicht in Figuur 1. 1. positioneren kraan op GPS locatie 2. Plaatsen ankerplaatje of ankerstaaf 3. Op diepte brengen van lans 4. Lans terugtrekken, drain blijft achter door ankerplaatje 5. Schuin afknippen drain nadat lans boven de grond is gekomen 6. Verder met 1/2 Tijdens de installatie van verticale drainage kunnen zogenaamde loggers gebruikt worden om verschillende parameters te registeren als onderdeel van de procesborging en aantoonbaarheid. Een recente ontwikkeling in deze registratie is het aanvullende gebruik Figuur 1 - Principe installatie van verticale drainage. De praktische toepassingen van het gebruik van gps positionering en data bij de installatie van verticale drainage ir. Jeroen Dijkstra Cofra B.V Samenvatting 45 GEOKUNST - Januari 2017 van GPS in samenwerking met geavanceerde software. Figuur 2 geeft een dergelijk systeem in de kraancabine weer. Het wordt op dit moment, onder andere, gebruikt om realtime de posities van drains te bepalen en AutoCAD tekeningen in te laden. De machinist kan via een dergelijke tekening worden voorzien van benodigde informatie zoals de drainlocaties, maar ook informatie over, onder andere, ondergrondse infrastructuur of limitatie van stellingshoogte bij werken rondom hoogspanning of vliegvelden. Een recente, aan deze procesautomatisering gerelateerde innovatie, is het geautomatiseerd installeren op een vooraf ingegeven NAP maat. De basis hiervoor ligt in de registratie van de drainlocatie en maaiveldhoogte in combinatie met een geautomatiseerde mechanische stop van het inbrengproces op de ingestelde maat. Naast de positie gegevens worden aan de machinist uiteraard ook de volgende installatie data getoond: • De stop criteria (diepte, lengte) • De installatie locatie van de verticale drain in x,y,z coördinaten • De indrukkracht per diepte interval ( tussen de 0.1 m en 1.0 m) • De diepte van de lans Tijdens de installatie wordt het drukkracht proﬁel met de diepte getoond aan de machinist om het installatieproces te controleren, een eventueel verloop in de opbouw van de ondergrond te volgen. Vanuit veiligheidsoverwegingen wordt een check uitgevoerd van de dikte van de werkvloer. Als deze te dun is, kan de draagkracht ontoereikend worden en de stabiliteit van de kraan in het geding komen. Als dit optreedt is dat veelal het gevolg van oppersingen van slap bodemmateriaal van onder het platform. Combinatie van gps en indrukkracht De geregistreerde indrukkracht is een resultante van meerdere factoren, zijnde de puntweerstand van-, en wrijving langs de lans, de wrijving van de lans in de stelling en de voorspanning van de lieren van de stelling. Deze voorspanning is nodig om te voorkomen dat de kabels gaan slippen over de katrollen in het systeem. In grondlagen met zeer beperkte draagkracht is de benodigde indrukkracht in de regel lager dan de voorspanning van de lieren, waardoor het op basis van het logger systeem niet mogelijk is om het onderscheid te maken tussen veen en zachte kleilagen. Wanneer de indrukkracht groter is dan de voorspanning van de lieren, is de gemeten drukkracht gelijk aan de punt- en schacht weerstand van de grond ten opzichte van de lans. Stijve kleilagen en granulair materiaal geven normaliter een weerstand hoger dan deze voorspanning, waarmee de geregistreerde drukkracht een tool wordt voor het in kaart brengen van deze grondlagen. Door de combinatie van het gebruik van GPS (locatie) en het met interval meten van de indrukkracht tijdens installatie van de verticale drainage ontstaat een interessant en uiterst bruikbaar beeld voor betrokken geotechnisch ingenieurs en verdere projectorganisatie. De ondergrond van het project wordt in aanvulling op eerder bodemonderzoek inzichtelijk doordat er, in een grid van 1 tot 1.5m, een indrukkracht proﬁel beschikbaar is. Dit kan bijdragen aan bijvoorbeeld een betere voorspelling van de restzettingen. Hierna volgt de uitwerking van speciﬁeke toepassingen van het gebruik van deze registreerde data. Installatiediepte Installatiediepten kunnen eenvoudig bepaald worden uit de loggerdata. Dit kan gepresenteerd worden in een Geo Informatie Systeem (GIS) in NAP niveau, maar ook als installatielengte. Deze diepte parameter is voornamelijk van belang wanneer afwijkingen hebben plaatsgevonden bij een vaste installatiediepte, er obstructies in de ondergrond aanwezig zijn of wanneer de drains geïnstalleerd worden tot een maximum indrukkracht. De laatste toepassing geeft dan een overzicht van de diepte van de vaste laag of gesteentelaag. Voorbeelden van dergelijke kaarten met maximale installatiediepten zijn weergeven in Figuur 3 en 4. Naast bovenaanzichten zijn ook langsdoorsneden getoond van de indrukkracht (in kleur) met, ter referentie, de beschikbare grondgegevens. In de afgelopen jaren heeft Cofra B.V. een betrouwbaar registratie en GPS positioneringssysteem ontwikkeld. Er is een aantal voordelen van dit systeem ten opzichte van een traditioneel registratiesystem. Tijdens installatie kunnen Autocad tekeningen ingeladen worden en hoeft er niet meer uitgezet te worden. Het systeem kan ook de drains met een automatische afslag op een vaste NAP-maat installeren. Het systeem registreert van iedere drain op vaste intervallen de indrukkracht. Deze data wordt verwerkt in een GIS systeem. Hiermee worden kaarten van de installatiediepte en dagproducties geproduceerd. Daarnaast kunnen ook horizontale en verticale doorsnedes van de indrukkracht gemaakt worden. Figuur 2 - Online monitoring van de installatie vanuit de cabine van de kraan met links op het display de locatie van de kraan in bovenaanzicht en rechts een weergave van installatie data GEOKUNST - Januari 2017 46 Landaanwinning met offshore installatie verticale drainage De data, weergegeven in Figuur 3, zijn verkregen tijdens de installatie van verticale drains in een offshore project. Op het project zijn de drains geïnstalleerd tot een diepte van 35 m onder waterniveau in zeer slap materiaal. Het initiële grondonderzoek, aangeduid met de witte diamanten in Figuur 3, liet een variabel niveau van de bovenkant van het gesteente en daarmee installatie niveau zien. Op basis hiervan werd besloten om de installatie van de drains op indrukkracht/obstructie uit te voeren. Gedurende de installatie kwam naar voren dat de bovenzijde van het gesteente meer varieerde dan op basis van het grondonderzoek werd verwacht. Tevens bleek dat er zich over een groot oppervlak slechts een dunne kleilaag bevond, die niet was aangetroffen in het vooronderzoek. Dit gegeven had een grote positieve impact op het te verwachten zettingsproﬁel van de landaanwinning. Door het delen van de gegevens met de opdrachtgever kon deze in zijn monitoring en uiteindelijke voorbelastingsplan signiﬁcant optimaliseren. Golfbreker met offshore verticale drainage Figuur 4 toont de data van de installatie van verticale drainage onder een nieuw aangelegde golfbreker in het Verenigd Koninkrijk. De doorsnede van de indrukkracht laat met oplopende diepte een langzaam oplopende indrukkracht zien, vooral vanaf een diepte van -14 m vanaf bovenzijde drainagelaag. Op de ankerdiepte van de drain bevindt zich een zandlaag die goed in de data zichtbaar is met een hoge weerstand (de rode kleur in de drukkracht doorsnede). Voor het project waren, in relatie tot de omvang, slechts zes boringen en zes CPT’s (sonderingen) uitgevoerd. Het theoretisch installatie proﬁel is gemaakt vanuit deze data. Dit initiële proﬁel, op basis van de verwachte diepte van de zachte klei, is gegeven in Figuur 4. Bij uitvoering bleken er echter verschillen tussen het initiële proﬁel en de werkelijke installatiediepten, gebaseerd op de indrukkracht. Met name in het gebied waar de zandlaag naar een hoger niveau komt. In zijn algemeenheid verdient het om deze reden aanbeveling om, wanneer het mogelijk is met betrekking tot de waterhuishouding, te installeren op basis van de drukkracht, om zeker te zijn dat het gehele slappe lagen pakket gedraineerd wordt. Om in dit geval diepte, locatie en drukkracht met elkaar te kunnen combineren, is de toepassing van GPS een voorwaarde. Indien voor een dergelijk drukkracht-stop criterium gekozen wordt, Figuur 3 - GIS compilatie van de loggerdata toont een maximum installatie diepte en een doorsnede door A-A’. De kleilaag is waar te nemen in de doorsnede aan de lage indrukkracht en de blauw-groene kleuren. De stijvere kleilaag welke begint vanaf-20 geeft een groene kleur in de doorsnede. Het verweerde gesteente geeft een gele en rode kleur Figuur 4 - GIS compilatie van de logger data tonen de maximale installatiediepten en een doorsnede A-A’ 47 GEOKUNST - Januari 2017 DE PRAKTISCHE TOEPASSINGEN VAN HET GEBRUIK VAN GPS POSITIONERING EN DATA BIJ DE INSTALLATIE VAN VERTICALE DRAINAGE moet er ook een minimum installatiediepte ingesteld, dan wel regels opgesteld worden voor het raken van obstakels ver boven de geanticipeerde installatiediepte. In Nederland is installatie op basis van een drukkracht- stop criterium helaas vaak niet mogelijk vanwege de hogere waterstanden in het Pleistoceen en kans op kortsluiting met de watervoerende lagen. Om deze reden is hier een installatie op een NAP maat met automatische afslag meer voor de hand liggend, zodat zeker gesteld kan worden dat de drainage niet het Pleistoceen heeft geraakt. Een op GPS gebaseerd loggersysteem heeft ook in dit geval als voordeel dat een helder overzicht gemaakt kan worden van de gegevens. Dit overzicht kan visueel ter beschikking gesteld kan worden aan de geotechnisch ingenieur van de betreffende projectorganisatie. Benodigde drukkracht Landaanwinning Op projecten waar vastgepakt zand of aangevulde grond met puin wordt aangetroffen is het gebruik van een GPS logger als nuttig te beschouwen. Vooral wanneer om project speciﬁeke redenen de verticale drainage niet op de standaard wijze op diepte geïnstalleerd kan worden. Vanuit de installatiedata komen de locaties met obstructies automatisch naar voren. Op deze locaties kan men vervolgens voorboren met het gebruik van een nieuwe tekening en GPS en is het dus niet langer noodzakelijk deze locaties fysiek te markeren. Een voorbeeld is gegeven in Figuur 5. Het project betrof een landaanwinning voor een tank terminal in de Rotterdamse haven. Meerdere drainagekranen waren gebruikt om aan de planning te kunnen voldoen. Eén machine was voorzien van een GPS logger en is gebruikt voor het installeren van drains waar men vastgepakte ondergrond / obstakels verwachte. Ter plaatse van de landaanwinning bevondt zich een aantal steigers op buispalen. Deze buispalen zijn uit de grond getrild na het opspuiten van het zand met als gevolg een verdichting van het zandpakket op deze locaties. Hiermee was installatie van verticale drainage op de standaard wijze niet mogelijk en is er voorgeboord om de drains alsnog aan te kunnen brengen. De locaties van de buispalen zijn goed zichtbaar in Figuur 5 als de blauwe cirkels. Een bovenaanzicht van de oude pier is te zien op het ingevoegde plaatje. De getoonde langsdoorsnede geeft een heldere weergave van de grondopbouw. Ter vergelijk zijn een drietal CPT’s in deze doorsnede geplot. De paarse kleuren laten dichtgepakt zand zien met conusweerstanden van meer dan 10 MPa. De blauw gekleurde secties tussen de -5 m en -15 m duiden op zachte, samendrukbare kleilagen. Verder bevinden zich meer kleisecties in de Wadzand afzettingen vanaf -15 m onder maaiveld. Het voorbeeld laat een redelijke overeenkomst zien tussen de CPT’s (sonderingen) en de “totaaldruk CPT” van de verticale drainage lans. Het systeem kan daarmee gebruikt worden om een beter inzicht te krijgen in het verloop van de dikte van de verschillende lagen van de ondergrond. Figuur 6 - GIS compilatie van loggerdata met drukkracht op 2 m installatiediepte en de maximale installatiediepte over het project Figuur 5 - GIS compilatie van loggerdata met een maximale installatie diepte en doorsnede A-A’ GEOKUNST - Januari 2017 48 Hiervoor verdient het wel aanbeveling om deze installatiedata te staven met het aanwezige bodemonderzoek. Indrukkracht weergave op speciﬁeke dieptes Een andere optie voor het gebruik van de loggerdata is het plotten van de indrukkracht op een speciﬁeke diepte. Figuur 6 laat een plot zien van de indrukkracht op 2 m onder de bovenzijde van de werkvloer op een project in Frankrijk. De paarse lijn in de ﬁguur lijkt op een gedempte kreek met zeer dichtgepakt materiaal. Na overleg met de projectleiders op locatie bleek dit echter een oude werkweg te zijn, gebruikt vóór de aanleg van de werkvloer (zie ingevoegde foto in Figuur 6). In dit geval had de aanwezigheid van de oude werkweg geen invloed op het consolidatieproces. Wanneer het, anders dan de werkweg, om bijvoorbeeld een zandafzetting zou gaan, zouden deze data gebruikt kunnen worden om de zandlaag/stroomgeul in kaart te brengen. Dit heeft voordelen voor het ontwerp van de voorbelasting of het juist plaatsen van zakbaken. Op deze wijze kunnen onverwachte ongelijkmatige zettingen binnen een project voorkomen worden. De opdrachtgever heeft op dit speciﬁeke project (om ons niet nader bekende reden) voor twee uitvoeringsprincipes gekozen. Enerzijds de installatie tot een vastgelegde diepte van 15 m onder maaiveld (blauwe kleur in het plaatje rechtsonder van Figuur 6) en anderzijds de installatie tot maximale drukkracht (de groen-oranje kleur rechtsonder van Figuur 6). Dit gegeven leidde tot grote variaties in installatiediepte van de drains tot dieptes van 50 m onder maaiveld. Gezien de aanmerkelijke variatie in de dikte van het samendrukbare pakket is het aannemelijk dat onder het aangrenzende gebied met de vaste 15m installatie zich restzettingsverschillen in het veld zullen gaan vertonen. Gps en plaatsbepaling van verticale drainage Figuur 7 toont een bovenaanzicht van een wegenbouw project in Nederland, waarbij de verticale drainage met een hoge graad van nauwkeurigheid is geïnstalleerd met behulp van GPS. Ook Figuur 8 laat zien dat verticale drainage, geïnstalleerd met het gebruikmaking van een GPS logger zonder fysieke markeringen op het maaiveld, uiterst strak in stramien staat. Op dit wegenbouwproject werd het GPS-systeem daarnaast gebruikt voor het exact markeren van de locaties van de waterspanningsmeters, op 2/3de van de afstand tussen het centrum – binnen het stramien – en de drain om de gemiddelde poriewaterdruk opbouw te meten. Conclusie Verticale drainage is in Nederland een van de meest gangbare technieken voor het bouwrijp maken van zachte, samendrukbare grondlagen met een lage draagkracht. De installatie daarvan heeft met het aanvullende gebruik van GPS in relatie met geavanceerde software en visualisaties een nieuwe dimensie gekregen. Meer informatie kan op basis van AutoCAD tekeningen digitaal aan de machinist getoond worden en het systeem vormt de basis voor verdere automatisering van het proces. Installatie kan locatie-nauwkeurig plaatsvinden zonder fysieke markering op het maaiveld. Figuur 7 - GIS overzicht van verticale drainage installatiediepte en plaatsingsnauwkeurigheid 49 GEOKUNST - Januari 2017 Project speciﬁeke (veiligheids-) items kunnen zichtbaar gemaakt worden op het display van de machinist. Zo kunnen ook ondoordringbare obstakels in de ondergrond gelokaliseerd en vastgelegd worden voor nadere actie. De data die tijdens de installatie gegenereerd worden, waren tot voor kort nauwelijks bruikbaar omdat de locatie daarvan niet goed inzichtelijk was. Door de introductie van GPS dataloggers is hier verandering in gekomen en zijn interessante toepassingsmogelijkheden binnen handbereik. De gepresenteerde cases en afbeeldingen laten zien dat met het loggen van de draincoördinaten informatie beschikbaar komt voor de geotechnisch adviseur en verdere projectorganisatie. Dit in het bijzonder op projecten waar de ondergrond sterk variabel is met de aanwezigheid van stijve klei- of zandlagen. De indrukkrachten kunnen worden gebruikt om de ondergrond in kaart te brengen. De data kunnen tevens ingezet worden om een overzicht te creëren van de installatiedieptes van een project. Beide aspecten dragen bij aan een betere monitoring en beheersing van het consolidatieproces. Door het beter inschatten van variaties in grondlagen, het daarmee geschikter kiezen van locaties van zettingsmonitoring en waterspanningsmeters is men in staat verschilzettingen te beperken en waar mogelijk de (extra) overhoogte te optimaliseren. In het bouwproces is de ondergrond altijd een risicofactor, ongeacht de omvang van het grondonderzoek. Het werken met een GPS-loggersysteem tijdens de installatie van verticale drainage draagt bij aan gedegen risicomanagement en mogelijke optimalisatie van het ontwerp. De ontwikkeling en invoering van het GPS-loggersysteem is door Cofra geïnitieerd als onderdeel van een voortdurend proces van professionalisering van de toepassing van verticale drainage als grondverbeteringstechniek. Figuur 8 - Voorbeeld van GPS gebaseerde installatie van de PVD zonder gebruik van fysieke markeringen DE PRAKTISCHE TOEPASSINGEN VAN HET GEBRUIK VAN GPS POSITIONERING EN DATA BIJ DE INSTALLATIE VAN VERTICALE DRAINAGE GEOKUNST - Januari 2017 38 Inleiding Met “Welcome in Istanbul! ….. Hall!” opende prof. dr. Erol Güler EuroGeo6, het zesde Europese Geokunststoffencongres. Er ging een zucht door de zaal. Want daar hadden we moeten zijn: in Istanbul. Het congres werd georganiseerd door de Turkse zuster van de NGO en zou in Istanbul worden gehouden. Maar in juli, twee maanden voor het congres, besloot de Turkse organisatie het congres te verplaatsten naar Ljubljana. Vanwege de dreiging in Turkije. Wat een moeilijke beslissing moet dat zijn geweest! Respect voor onze Turkse vrienden die ondanks alle tegenwind een prima congres hebben georganiseerd. Ze doopten de zalen in het conferentiecentrum om naar Istanbul Hall, Ankara Hall, Antayla Hall, Izmir Hall. Turkse accenten in een Sloveens congrescentrum. Gelukkig kon onze speciale uitgave van GeoArt in de conferentietassen worden opgenomen, ondanks de locatiewijziging op het laatste moment. Hiermee hebben we de activiteiten van de Dutch Chapter van IGS, de Nederlandse en Vlaamse bedrijven en vakgenoten op het gebied van geokunststoffen internationaal voor het voetlicht kunnen brengen. Dit in navolging van de eerdere succesvolle GeoArt uitgave twee jaar geleden, voor IGS10 te Berlijn. Nieuw was de L.M.N.S. lezing, de eerste van een nieuwe cyclus bij de Eurogeo congressen. Hiermee worden de vier mannen geëerd die de allereerste Internationale Conferentie voor Geotextielen in Parijs hebben georganiseerd in 1977. Eén van hen was Jan Nieuwenhuis, onze gepensioneerde Nederlandse vakgenoot. Samen met A. McGown (Verenigd Koninkrijk), E. Leﬂaive (Frankrijk) en M. Sotton (Frankrijk) startte hij in 1976 met de organisatie van dit congres. McGown was nu in Ljubljana en vertelde over toen. Ze hoopten destijds op 150 tot 200 deelnemers maar de respons bleek overdonderend. Ze moesten zelfs het aantal artikelen per auteur beperken tot twee om het werk behapbaar te houden. Uiteindelijk zijn er 66 papers uit 12 landen gepubliceerd, en kwamen er meer dan 500 mensen uit 17 landen. Een overweldigend succes! Bovendien werd de eerste stap gezet naar de organisatie van het IGS, de International Geosynthetics Society, die in 1983 werd opgericht. En er volgden vele congressen. Nu hebben we iedere vier jaar een internationaal IGS congres en daar tussenin regionale congressen. Dit jaar dus het Europese congres, EuroGeo6, in Istanbul-Ljubljana. Wij voelen ons als NGO zeer vereerd dat de naam van ‘onze’ Jan Nieuwenhuis nu aan deze nieuwe lezingenserie is verbonden. Desgevraagd schreef Jan Nieuwenhuis over die tijd: “In de jaren 1973 tot 1977 heb ik mij met geotextielen beziggehouden. Ik werkte eerst bij Prof. dr. Jan Nieuwenhuis geëerd tijdens de EuroGeo6 conferentie ing. E.A. Kwast Kwast Consult Dr. ir. Suzanne van Eekelen Deltares Figuur 1 - Congresgebouw met welkomstbord in Ljubljana. Figuur 2 - Ontvangst EuroGeo6 in Ljubljana. Samenvatting 39 GEOKUNST - Januari 2017 Rijkswaterstaat en was verantwoordelijk voor de zandwinning voor en de funderingen van nieuw te bouwen rijkswegen. Vanaf 1975 had ik de leiding over het funderingsonderzoek voor de Oosterschelde stormvloedkering. Gedurende dat onderzoek verliet ik Rijkswaterstaat en werd ik Hoofd Research en Ontwikkeling bij het Laboratorium voor Grondmechanica. Rond 1975 is er een groot proefvak in de verbreding van Rijksweg 12 (Utrecht-Den Haag) aangelegd, het eerste in Nederland. Het ging om het toepassen van weefsels als eventuele bijdrage aan de funderingssterkte. Vier fabrikanten waren betrokken bij het proefvak: AKZO, DuPont, ICI en Rhône Poulenc. Het resultaat viel wat tegen, hoewel alle weefsels heel bleven. We hadden in die jaren, 1975 - 1976, ook een aantal kleinere proefvakken, ter beoordeling van weefsels die als scheidingslaag werden ingezet. Dat was een groot succes en het leidde er, onder andere, toe dat Rijkswaterstaat sindsdien steeds van non-wovens gebruik heeft gemaakt. In 1976 ontstonden er plannen voor een internationaal congres in Parijs. Terecht in Frankrijk, want het Franse Bidim was de eerste pionier met toepassingen in de weg- en waterbouwkunde. Het organisatiecomité bestond inderdaad uit: Leﬂaive, McGown, Sotton en ik. Met name Leﬂaive en McGown kan ik me nog levendig voor de geest halen. Ik heb er zelf een sessie voorgezeten en een artikel bijgedragen: Membranes and the bearing capacity of road bases (Nieuwenhuis, 1977). Een artikel over theorie en dat waren er toen nog heel weinig. Iedereen beschreef proefjes. Hoewel ik op afstand wel iets van de ontwikkelingen met geotextielen heb gevolgd (ik heb onder anderen de u wel bekende Suzanne van Eekelen en Adam Bezuijen bij Grondmechanica Delft in dienst genomen), heb ik actief niets meer gedaan. Ik ben overigens wel onder de indruk van wat in de laatste 10 jaar aan vooruitgang in theorie en toepassingen heeft plaatsgevonden (ik lees nog steeds het blad Geotechniek/GeoKunst). Ik acht mij zeer vereerd door het plan mijn initiaal voor de nieuwe EuroGeo-lezingencyclus te gebruiken”. De eerste L.M.N.S. lezing werd gegeven door dr. Daniele Cazzufﬁ (Italië), waarover later in dit artikel meer. De conferentie bestond verder uit nog meer keynote lectures en een groot aantal parallelle technische sessies met korte paper presentaties. Over tal van onderwerpen, waaronder grond- en funderingswapening, ﬁlters, clay liners, folies, erosie-preventie. Grote en kleine experimenten, veldmetingen, numeriek onderzoek, praktijkcases, theorie, alles kwam aan bod. Rijk Gerritsen en Suzanne van Eekelen mochten ieder een langere presentatie geven, van drie kwartier. Rijk Gerritsen (et al., 2016) vertelde over Nederlandse ervaringen met folieconstructies. Folies worden gebruikt Voor het eerst is de L.M.N.S. lezing, de eerste van een nieuwe cyclus bij de Eurogeo congressen, gehouden. Hiermee worden de vier mannen geëerd die in 1977 de allereerste Internationale Conferentie voor Geotextielen in Parijs hebben georganiseerd. Eén van hen was, onze gepensioneerde Nederlandse vakgenoot, Jan Nieuwenhuis. In het verslag over EuroGeo6 worden de artikelen van Nederlandse of Vlaamse herkomst besproken. Vervolgens passeren de belangrijkste internationale bijdragen de revue en wordt afgesloten met sfeerimpressies vanuit Ljubljana. Figuur 1 - Mannen van het eerste uur (van links naar rechts): J. Gandois (Bidim), J.P. Giroud en Mr. Nemirovski (Bidim). Figuur 4 - Presentatie Rijk Gerritsen in de Istanbul Hall. GEOKUNST - Januari 2017 40 om ondergrondse constructies waterdicht af te sluiten. In Nederland worden de folieconstructies vaak afgezonken. Dit kost echter veel ruimte en vaak is dat een probleem. De benodigde breedte kan beperkt worden door innovatieve ontwerpconcepten toe te passen, zoals bijvoorbeeld de U-polder en de damwandpolder. Rijk vertelde over de uitvoering van enkele van deze projecten, de risico’s en lessons learned. De integrale aanpak van ontwerp- en uitvoering, risicobeheersing en kwaliteitsborging tijdens de uitvoering is bij dergelijke projecten essentieel. Suzanne van Eekelen (2015, 2016) presenteerde haar promotiewerk, waarvan de resultaten zijn opgenomen in de nieuwe ontwerprichtlijn voor paalmatrassen, die deze zomer in het Nederlands en Engels is gepubliceerd (CUR226:2016). Ze liet zien hoe de krachtswerking is in de matras op palen en hoe een ontwerpmodel voor de geokunststof wapening stap voor stap is ontwikkeld. Suzanne hield in totaal drie verschillende lezingen bij deze conferentie over paalmatrassen. Er waren nog veel meer artikelen van Nederlandse of Vlaamse herkomst. Joris van den Berg, bijvoorbeeld, publiceerde samen met twee Hongaarse en een Britse vakgenoot over een grote numerieke studie waarbij verschillende funderingsmethoden voor aardebanen op slappe grond werden vergeleken. Alle methoden die ze bekeken hebben een wapening aan de onderzijde van de aardebaan (een basal reinforcement), en daaronder varieerden ze: palen, geokunststof omhulde kolommen of verticale drainage. De optimale funderingsmethode is afhankelijk van de lokale omstandigheden. Hamzeh Ahmadi is een PhD student uit Iran bij Adam Bezuijen aan de universiteit van Gent. Hij schreef samen met Adam twee artikelen over twee full-scale proeven met een wand van gewapende grond. In het ene artikel worden de proeven gepresenteerd en vergeleken met analytische berekeningen. In het tweede artikel worden de gemeten trekkrachten in de geokunststof wapening vergeleken met 2D Plaxis berekeningen. De twee modelproeven hadden maar 1 verschil: de stijfheid van de facing elementen. Hamzeh en Adam vinden de grootste trekkrachten in de bovenste wapeningslagen, meteen onder de stripbelasting. Hamzeh en Adam vonden een goede overeenstemming tussen metingen en berekeningen door in de numerieke berekeningen een ‘schijnbare cohesie’ voor de gewapende grondmassa te gebruiken. Ze concluderen dat de geogrid twee functies heeft: het werkt als een ‘wedge tie-back’ en als een grondverbetering. Erik Kwast, Piet van Duijnen en Simon van Dijk schreven over de installatie van een verticaal scherm (Geolock) tot op een diepte van 17 m in Friesland. In combinatie met een ondoorlatende leemlaag ontstaat zo een polderconstructie. Deze constructie methode is een alternatief voor een traditionele brede polderconstructie met een geomembraan met een talud van 1:2 of 1:3. Vooraf voerden ze pompproeven uit, deden analytische en numerieke analyses. Ten slotte toonden ze met een meting van het lekdebiet na realisatie aan dat er aan de strenge lekdebieteis van 1 m3/uur werd voldaan. Jeroen Dijkstra en Jan-Willem Vink deden proeven met verticale drainage in het materiaal dat vrijkomt bij de winning van olie uit de teerzanden. Dat materiaal, “mature ﬁne tailings” wordt in Canada vaak opgeslagen in zogenaamde “tailing ponds”. Het heeft een lage sterkte en dat geeft problemen bij het afdekken als een pond vol is. Jeroen Dijkstra en Jan-Willem Vink keken naar de mate van het dichtslibben, door het zeer ﬁjne, teerrijke materiaal, van de verschillende ﬁlters rondom de verticale drain. De resultaten laten weinig verschil zien tussen de toegepaste ﬁlters. Bovendien blijkt er ruim voldoende permeabiliteit over te blijven in de ﬁlters om de toepassing van verticale drainage in de tailing ponds succesvol te maken. Lars Vollmert van Naue komt uit Duitsland, maar is betrokken bij tal van projecten in Nederland en is bijvoorbeeld ook lid van de Figuur 5 - Presentatie Suzanne van Eekelen in de Istanbul Hall. Prof. dr. Jan Nieuwenhuis is van 1977 tot 1995 verbonden geweest aan Grondmechanica Delft (nu Deltares), het grootste deel van de tijd als directeur marketing en ontwikkeling. Tevens was hij tot 2001 deeltijds hoogleraar aan de Universiteit van Utrecht in de mechanica van natuurrampen (aardverschuivingen, aardbevingen, vulkaanuitbarstingen en bodemerosie). Van 1995 tot en met 2006 was Jan Nieuwenhuis aan de TU Delft verbonden, tot 2005 als hoogleraar waterbouwkundig onderzoek en directeur van de Onderzoekschool Waterbouw, en later, tot 2007, als “contracthoogleraar” in de hydrologie. Vaktechnisch werkt Jan Nieuwenhuis nog een deel van zijn tijd aan vulkaanrisico’s en de daarmee verbonden risico’s van aardverschuivingen en tsunami’s, met het eiland La Palma in gedachten. Op zijn 75ste was Jan nog promotor in Delft, met daarbij een jongere stand-in. Het onderwerp was opslingering van aardbevingsversnellingen bij het aardoppervlak. Engineering Geology publiceerde een ‘tribute to Jan Nieuwenhuis’, vol. 91 no 1, april 2007. Deze special van dit internationale wetenschappelijke tijdschrift werd hem bij zijn afscheid als hoogleraar door de “Scientiﬁc Community” aangeboden. 41 GEOKUNST - Januari 2017 PROF.DR. JAN NIEUWENHUIS GEËERD TIJDENS DE EUROGEO6 CONFERENTIE SBRCURnet commissies Paalmatrassen en Funderingswapening. Hij liet samen met de Nederlanders Guido Meinhardt, Dylan Sipkema en Geurt Verhoef, aan de hand van enkele praktijkvoorbeelden, nog eens zien dat gewapende grondconstructies zich buitengewoon stijf gedragen. Daarom is gewapende grond heel geschikt als landhoofd, waar het brugdek meteen op de gewapende grondconstructie kan worden opgelegd. Dick Janse, ten slotte, schreef over de mogelijkheden van en ontwikkelingen in hoge sterkte geweven geotextielen. Allerlei eigenschappen van dit materiaal zijn ‘op bestelling’ te maken. Denk aan hoge sterkte of stijfheid, ﬁltereigenschappen, scheiding, hoge wrijving van het oppervlak van het materiaal, drainage, lange termijn gedrag, chemische resistentie en hoge sterkte zomen. Dick illustreert dit met diverse voorbeelden van geslaagde projecten met toepassingen van geweven geotextielen in wegconstructies en andere ophogingen. Internationale hoogtepunten in een notendop Het internationale vuurwerk begon op de maandagochtend met de eerste L.M.N.S. lezing door dr. Daniele Cazzufﬁ (Italië) over de ontwikkelingen in het ontwerp van geotextiele ﬁlters voor granulaire materialen. De rekenregels zijn gebaseerd op gronddichtheids- en doorlatendheidscriteria. De openingsgrootte van het geotextiel en de korreldiameter van de ondergrond zijn daarbij de belangrijke parameters voor opbouw van een stabiel ﬁlter. Voorzichtigheid is geboden bij toepassing van ontwerpregels volgens bijvoorbeeld Terzaghi. Cazzuﬁi geeft daarom in zijn paper een aangepaste rekenmethode, die wordt ondersteund door langeduur doorlatendheidstesten. De aansluitende Keynote presentatie van de professoren Jean Pierre Gourc en Philippe Delmas (Frankrijk) droeg de mooie titel: “Het gedrag van “levende” grondconstructies met geokunststoffen na enkele decennia”. Gourc vertelde over 25 Jaar geokunststofontwikkeling bij de toepassing van dammen, reservoirs, gewapende grondconstructies, steile hellingen en zeer bijzondere toepassingen, en hij ondersteunde zijn verhaal met zeer “levend” beeldmateriaal. Voor verschillende locaties waren recente metingen beschikbaar. Hiermee kon het gedrag in de tijd worden geanalyseerd, soms onder extreme omstandigheden (zie ﬁguur 6). De performance van de geokunststoffen heeft zich de afgelopen jaren bewezen. Ook de lessons learned kreeg voldoende aandacht, zodat we ook de komende 25 jaar wederom succesvolle toepassingen met geokunststoffen kunnen realiseren. Dinsdagochtend startte met de Keynote lecture van professor Nicola Moraci (Italië). Hij vertelde over de interface eigenschappen van geokunststoffen onder statische, cyclische of dynamische belastingen. Aan de orde kwamen toepassing van pull out, direct shear, hellend vlak en dynamische tests in het laboratorium, speciﬁek voor onderzoek van het interface gedrag tussen geokunststof en grond. Mede in relatie tot de aan te houden normering voor uitvoering van het onderzoek. Voor de beschikbare rekenmodellen is voor verschillende belastingsituaties beoordeeld in hoeverre een correcte voorspelling van de maximale wrijvings- en trekkracht mogelijk is. Essentieel bij het geotechnisch ontwerp is dat de aanname van het interface gedrag afgestemd is op het type belasting (statisch, cyclisch of dynamisch) en dat daarbij de geschikte laboratoriumtests worden gebruikt. Professor Ziegler (Duitsland) nam ons daarna, in zijn Keynote lecture, mee in een overview van toepassingen voor gewapende grondconstructies in afgelopen jaren. Met de komst van hoge sterkte en stijve geokunststoffen is de toepassing van steile wanden, omhulde grondkolommen en paalmatrassen mogelijk geworden. Bij al deze toepassingen is het opmerkelijk dat het werkelijke draagvermogen veel hoger is dan berekend en de vervormingen lager dan berekend. Dit geeft aan dat het composiet gedrag van geokunststoffen en grond nog niet volledig wordt begrepen. Ziegler Figuur 6 - Gewapende grondconstructie (zonder facing) bij aanleg in 1982 (links) en gedurende de winter van 1998 (rechts), Grenoble (Frankrijk). Figuur 7 - Spanningsverloop onder een wiellast met en zonder wapening. GEOKUNST - Januari 2017 42 beschreef twee basismechanismen in detail: het opspaneffect en het pullout gedrag. Hij ondersteunde zijn betoog met zeer beeldende ﬁguren en een duidelijke beschrijving van de spanningspaden met en zonder wapening (zie ﬁguur 7). Hij sloot af met een referentie naar de gunstige milieueffecten van toepassing van geokunststoffen (Wallbaum), waar we als geokunststof community meer ruchtbaarheid aan zouden moeten geven. Op de woensdagochtend gingen we ondergronds met professor Chungsik Yoo (Zuid-Korea). Hij sprak in zijn Keynote lecture over toepassingen van geokunststoffen voor ondergrondse constructies in het algemeen en drainagesystemen voor tunnels in het bijzonder. Na introductie van drainagesystemen, waterdichtheid en ﬁlterwetten, besprak hij de toepassingen voor ontwerp van tunneldrainage (ﬁlter). In een vergelijkende studie kwamen verschillende typen van geocomposieten voor mogelijke toepassing als tunnelliners naar voren. De invloed van tunneldrainage op de performance van de tunnellining is op basis van resultaten uit numerieke berekeningen aangetoond. In 2017 is Seoul in Zuid-Korea gastheer voor de 11th ICG conferentie en professor Yoo en zijn landgenoten zullen ons dan welkom heten. In de diverse Keynote lectures kwam het werk van J.P. Giroud al regelmatig naar voren. In de parallelsessie over geokunststoffen in wegconstructies (funderingswapening) waren topsprekers aanwezig met in de zaal vele deskundige toehoorders. J.P. Giroud verzorgde de inleiding over de mechanismen en natuurlijk de toelichting op de empirische ontwerpmethode voor onverharde wegen volgens Giroud-Han. Professor Zornberg nam het stokje over voor stabilisatie van wegconstructies en Eli Cuelho presenteerde de resultaten van de gekalibreerde ontwerpmethode voor proefvakken in Montana (USA). Het was een zeer levendige sessie met veel discussie tussen de verschillende deskundigen; een leerzame middag. Ook de randzaken waren aangenaam Op dinsdagavond was er het traditionele galadiner in een prachtige zaal uit vervlogen tijden (zie ﬁguur 8). Onder het genot van lekker eten, Sloveens volksmuziek en daarna de klassiekers gingen aan het einde van de avond bij sommigen de beentjes van de vloer. Onder andere, de grote organisator Erol was niet te stoppen. Van het oude centrum van Ljubljana (zie ﬁguur 9) hebben we nog iets kunnen zien tijdens onze dagelijkse wandeling van hotel naar het congrescentrum. Het oude deel van de stad is goed onderhouden. Een moderne westerse stad met een fraai hooggelegen kasteel nabij het centrum. En ook daar kun je prima dineren. We zijn vele Nederlandse en enige Vlaamse vakgenoten tegengekomen. Dit waren er zeker zo’n 30-tal gedurende de 3 daagse conferentie. Daarnaast waren de bedrijven ook goed vertegenwoordigd als sponsors en standhouders; Low & Bonar, TenCate, Huesker, Tensar, Cofra en Naue waren prominent aanwezig. We kijken terug op een geslaagd congres. Bestaande contacten zijn aangehaald en nieuwe contacten opgedaan, een belangrijk doel van het bijwonen van het congres. Over krap een jaar wordt het 11 e Internationale Geokunststoffen congres in Seoul georganiseerd en we hopen ook dan met een goede vertegenwoordiging vanuit Nederland en Vlaanderen aanwezig te zijn. References - Slope transport processes and hydrology. A tribute to Jan Nieuwenhuis. Engineering Geology 91 (2007), vol. 91, no 1, april 2007. - Ahmadi, H., Bezuijen, A., 2016a. Numerical analysis of full-scale mechanically stabilized earth (mse) walls under strip footing load. Figuur 8 - Sfeerimpressie galadiner. 43 GEOKUNST - Januari 2017 PROF.DR. JAN NIEUWENHUIS GEËERD TIJDENS DE EUROGEO6 CONFERENTIE Proceedings of EuroGeo6, pp. 473-481. - Ahmadi, H., Bezuijen, A., 2016a. Behavior of full-scale mechanically stabilized earth (mse) walls under strip footing load. Proceedings of EuroGeo6 (in the corrected version, to be published online). - Cazzufﬁ, D., 2016. L.M.N.S. Lecture, Evolution in design of geotextile ﬁlters. Proceedings of EuroGeo6, pp 40-63. - CUR 226, 2016. Ontwerprichtlijn paalmatrassystemen. Herziening CUR- rapport 226. http://www.sbrcurnet.nl/ producten/publicaties/ontwerprichtlijn- paalmatrassystemen. - In het Engels: S.J.M van Eekelen and M.H.A. Brugman, Eds. Design Guideline Basal Reinforced Piled Embankments. SBRCURnet & CRC Press, ISBN 9789053676240, https://www.crcpress.com/Design- Guideline-Basal-Reinforced- Piled-Embankments/Eekelen- Brugman/9789053676240. - Dijkstra, J., Vink, J.W., 2016.Clogging potential of Mebradrain vertical drain ﬁlters in mature ﬁne tailing material. Proceedings of EuroGeo6 (in the corrected version, to be published online). - Gourc, J.P., Delmas, P., 2016. Keynote Lecture: The Behaviour of “Alive” Earthworks with Geosynthetics after Several Decades. Proceedings of EuroGeo6, pp 65-107. - Kádár, I., Szatmári, T., Van den Berg, J., Woods, D., 2016. Comparison of deep foundation solutions for embankments with sensitivity analysis using ﬁnite element method. Proceedings of EuroGeo6, pp. 1227- 1237. - Janse, D., Expanding developments of high strength woven geotextiles. Proceedings of Eurogeo6, pp. 988-997. - Van Eekelen, S.J.M., 2015. Basal Reinforced Piled Embankments. PhD thesis Technical University Delft. - Van Eekelen, S.J.M., 2016. The 2016-update of the Dutch Design Guideline for Basal Reinforced Piled Embankments. In: proceedings of 3rd ICTG Conference, Guimarães, Portugal, pp 582-589. Een kortere versie werd gepubliceerd in de GeoTechniek, December 2015, pp. 34-38. - Van Eekelen, S.J.M., Lodder, H.J., Basal reinforced piled embankments; nonsquare rectangular pile arrangements and load distribution. Proceedings of Eurogeo6, pp. 1238-1249. - Gerritsen, R., Angenent, C., Scheirs, J., 2016. Geomembrane systems in the Netherlands and abroad - risks and lessons-learned. Proceedings of Eurogeo6, pp. 999-1016. - Gerritsen, R., Abbasov, E., Van Regteren, D., Shehane, B., 2016. Submerging high resistant geomembranes as containment barrier closure dams – Baku Azerbaijan, pp. 1295 – 1304. - Kwast, E.A., Van Duijnen, P.G., Van Dijk, S., Innovative vertical geomembrane geolock for polderconstructions. Proceedings of EuroGeo6 (in the corrected version, to be published online). - Moraci, N., 2016. Keynote Lecture: Geosynthetics Interface Properties under Static and Dynamic Loads. Proceedings of EuroGeo6, pp 108-172. - Nieuwenhuis, J.D., 1977. Membranes and the bearing capacity of road bases. Proceedings of the Int Conference on the Use of Fabrics in Geotech, Paper and Discussion, Paris, France, April 20-22, 1977., pp 3-8. - Pachomov, D., Vollmert, L., and Herold, A., 2007. Der Ansatz des horizontalen Erddruckes auf die Front von KBE-Systemen Sonderheft Geotechnik, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. DGGT, Esen, S. pp. 129-136. - Vollmert, L., Meinhardt, G., Sipkema, D., Verhoeff, G., Improved design for bridge abutments using reinforced soil expanding developments of high strength woven geotextiles. Proceedings of EuroGeo6, pp. 504-511. - Yoo, C., 2018. Keynote Lecture: Geosynthetics in Underground Constructions. Proceedings of EuroGeo6, pp 208-225. - Ziegler, M., 2016. Keynote Lecture: Geosynthetic Reinforcement Applications. Proceedings of EuroGeo6, pp 173-207. Figuur 9 - Oude binnenstad van Ljubljana. 30 GEOTECHNIEK - Januari 2017 Inleiding In Geotechniek van april 2012 [1] is een hel - dere uiteenzetting opgenomen over de toe - passingen van de inwendig geheide stalen buispaal. Met één van de auteurs van dit arti - kel, de heer H.F.C. Weijde, heb ik overleg mo - gen hebben over de praktijk van deze palen. Voor de constructieve aspecten van de paal in de gebruiksfase zal een constructeur zich concentreren op de hogere zone van de paal en die beschouwen als gewapend beton vol - gens NEN-EN 1992 [2]. Bij gelijke wapening is de hogere zone immers maatgevend ten opzichte van de diepere zone vanwege de ho - gere buigende momenten. In de voetzone met de grindprop is echter geen beton aanwezig en zeker geen wape - ning, zodat daar een aanpak volgens EN 1992 niet van toepassing kan zijn. Ik richt mij op de voetzone in de gebruiksfase. Aan de meest in het oog lopende aspecten besteed ik aan - dacht en ik sluit af met een rekenvoorbeeld. In voorkomende gevallen wordt zowel een bo - ven- als een ondergrens geschat om de ge - voeligheid te verkennen van de parameters. Algemeen kan gesteld worden dat onderin de paal buigende momenten geen rol van betekenis spelen (dit zal gelden ca 10 à 20 * de paaldiameter vanaf de kop, zie de figuren in NVN 6724 [3]. Deze zijn dan ook verwaar - loosd. Mijn beschouwing beperkt zich tot een paal onder druk, omdat daar de grootste on - zekerheden liggen in het constructieve mo - del. Ringspanningen in de buis Een belangrijk principe is dat het grind in de buis onder druk staat en daardoor een radi - ale druk uitoefent op de stalen buiswand. De radiale druk σ’r verhoudt zich tot de verticale druk σ’v met de coëfficiënt voor neutrale druk Inwendig geheide stalen buispalen Een constructieve beschouwing van de voetzone ir. J.W.A. Geel Heijmans Infra Figuur 1 - Inwendig geheide stalen buispalen. Bron - Ballast Nedam Inwendig geheide stalen buispalen kunnen met een lichte heistelling worden ingebracht met wei - nig hinder voor de omgeving. Het valgewicht slaat in de praktijk niet rechtstreeks op de voetplaat, doch via een prop van bijvoorbeeld grind dat de klap dempt. Boven het grind wordt in de casing een wapeningskorf en betonvulling aangebracht, zodat in de gebruikssituatie buigmomenten en normaalkrachten in de paal opneembaar zijn. Bij zwaarder heiwerk dient de grindprop regelmatig aangevuld te worden om zijn effect te behouden. De uiteindelijke vulling van gewapend beton zal dan een relatief grote afstand tot de voetplaat kunnen krijgen. De casing heeft in de zone met een langere grindprop een construc - tieve functie. Met dit artikel wordt de constructeur een voorbeeld geboden hoe om te gaan met de controle van de meerassige spanningstoestand in de buis. Het geeft aan dat bij een hoog belaste paal (en daarmee zwaar en langdurig heiwerk) in de voetzone de wanddikte van de buis kritisch kan worden voor het functioneren in de gebruiksfase. 31 GEOTECHNIEK - Januari 2017 K0 aangezien de buiswand geen verplaatsing ondergaat: σ’r = K 0 * σ’v . De uitwendige drukken (korreldruk en grond - water) zijn van een duidelijk lagere orde dan de inwendige druk en worden verwaarloosd (veilige aanname). Via de ketelformule wordt de tangentiële trek - spanning in de buiswand gevonden σtan = (r i * σ'v * K 0) / t buis Hierbij is de steunende werking van de voet - plaat aan de buiswand verwaarloosd; op een afstand van ca 10 keer de wanddikte is dit ef - fect namelijk uitgedempt. Voor de gebruiksfase moet opgemerkt moet worden dat bij de dikte van de buiswand re - kening gehouden moet worden met corro - sieverliezen door chemische aantasting en zwerfstroom bij spoorwegen. Het eerste wordt behandeld in EN 1993-5 [6]; voor het tweede zijn helaas geen gemakkelijk toegankelijke bronnen voorhanden. Bij spoorwegen kan dit ertoe leiden dat de stalen buis in het geheel niet in de berekening meegenomen wordt; vanuit het oogpunt van optimaal materiaalge - bruik zou een adequate berekening door een corrosiespecialist echter beter zijn. Het cor - rosieverlies treedt alleen aan de buitenzijde van de buis op, omdat aan de binnenzijde geen zuurstof kan toetreden wegens de aanwezig - heid van de betonvulling in het hogere gedeel - te van de paal. Verticale drukken in de buis Het tweede aspect is de verticale druk in de stalen buiswand. Bij een volledige samen - werking tussen vulling en buiswand wordt de volledige paalkracht naar rato van stijfheid verdeeld. De rekken van beide moeten dan namelijk gelijk zijn. Door geen rechtstreekse afdracht van de schachtwrijving naar de buis - wand in rekening te brengen, wordt een bo - vengrens gevonden voor de drukkracht in de vulling. Bij een gebrekkige samenwerking in de buis kan het geotechnische gedrag als maatstaf worden genomen: de schachtwrijving leidt primair alleen tot een drukspanning in het staal, de puntweerstand bepaalt de drukspan - ning in het grind. Vanwege de buigsterkte van de voetplaat, kan de puntweerstand slechts in zeer beperkte mate in de buiswand komen. Aldus wordt de ondergrens gevonden voor de drukkracht in de vulling. De stijfheidsverhoudingen tussen buiswand en grindprop verdienen nadere aandacht. De stijfheid van de buiswand is eenvoudig te be - palen uit het product van de elasticiteitsmo - dulus en de doorsnede van het staal (Es * As), doch voor de grindvulling is nadere toelichting nodig op de E-modulus. De waarde voor E 100 van de tabel 2.b van NEN 9997-1: 2011 [4] is namelijk gebaseerd op een druk van 100 kPa. Uit de logaritmische formule van Terzaghi is echter bekend dat bij een hogere druk een ho - gere E-modulus hoort. Tijdens het heien is de druk van het grind zo hoog (geweest) dat de puntweerstand van de paal overwonnen werd, zodat duidelijk is dat de referentiewaarde 100 kPa voor de grindprop ook als ondergrens niet realistisch is. Voorts is onder deze omstandig - heden sprake van een zeer behoorlijk verdicht grind. Voor de bovengrens kan in de richting van beton gedacht worden; in het rekenvoor - beeld hierna is een waarde voor kalkzand - steen gehanteerd als bovengrens. Samenstel van staalspanningen Voor de samenstelling van beide aspecten geldt de vergelijkingsspanning conform for - mule (6.1) van EN 1993-1-1 [5] σvgl = √(σ2vert - σtan * σvert + σ2tan ) Gecontroleerd moet worden dat deze vergelij - kingsspanning kleiner is dan de vloeigrens van de buis (in de spreadsheet is de drukspanning positief genomen, waardoor het minteken als plusteken is ingevoerd). Rekenvoorbeeld In de rekenvoorbeelden is uitgegaan de vol - gende gegevens: - buis ∅ 356 x 8 - corrosieverlies 3 mm (alleen buitenzijde) - neutrale korreldruk grind K 0 = 0,5 - puntweerstand qb = 10 MPa - schachtwrijving 0,010 * 10 MPa over 3,0 m Uit de geotechnische analyse van de paal met [4] volgt: - puntweerstand R b;cal = ! * p * 356" * 10 = 995 kN - schachtwrijving R s;cal = 0,010 * 10 * p * 356 * 3000 = 336 kN Met x3 = 1,26 en gb = gs = 1,2 kan de UGT-paal - belasting bedragen Fc;d = (995 + 336) / (1,26 * 1,2) = 880 kN Voor de ondergrens van de elasticiteitsmo - dulus van het grind is de waarde E = 500 MPa aangehouden. Deze waarde is gebaseerd op een beschouwing met Terzaghi volgens [4] [on - derdeel 6.6.2 (3-e) ] voor matig verdicht grind (Cc;d / (1+e) = 0,0023) met 5 MPa druk. Voor een grindpakket van 2,00 m dikte stijgt de gemiddelde druk van σ’vzod = 17 kPa met DS’ vzd = 5000 kPa zodat de zakking bedraagt s = Cc;d / (1+e) * d * log(( σ’vzod + Dσ’vzd ) / σ’vzod ) = 0,0023 * 2,00 * log(5017/17) = 0,0023 * 2,00 * 2,47 = 0,011 m. Dit geeft de stijfheidswaarde E = Dσ’vzd * d / s = 5000 * 2,00 / 0,011 = 880.000 kPa = 880 MPa. Voor de ondergrens is daarom E = 500 MPa aangehouden voor de grindvulling. Als bovengrens is E = 10.000 MPa aangehouden, gebaseerd op een waarde voor kalkzandsteen. Bij de toepassing van inwendig geheide stalen buispalen kan het voorko - men dat onderin een sterk verdichte grindvulling achterblijft, zodat daar geen (gewapend) beton aangebracht kan worden. Voor de overdracht van de drukbelastingen van de paalkop naar de grond is in dit artikel de samenwerking tussen grindvulling en stalen buis beschouwd. Door de drukken in het grind ontstaan tangentiale (ring)spanningen in de buis volgens de ketelformule. Deze trekspanningen moeten gecombineerd worden met de verticale drukspanningen in de buis. Met dit artikel wordt de constructeur een voorbeeld geboden hoe om te gaan met de controle van een buispaal met een grindprop van signiﬁcante hoogte. Het blijkt dat een goed verdicht grindpakket een positieve bijdrage levert aan de druksterkte van de paal ten opzichte van een beschouwing waar - bij de buisvulling niet in de berekening wordt betrokken. De staalspan - ningen met goed verdicht grind zijn in het rekenvoorbeeld ca 10 à 15 % lager dan zonder grind. In dit artikel worden de formules gegeven om ook in andere gevallen de constructieve berekening van de voetzone van de paal met grindvulling op te stellen. Samenvatting 32 GEOTECHNIEK - Januari 2017 Voor de optimale samenwerking tussen buis - wand en vulling is de volledige UGT-kracht als puntdruk gerekend en vervolgens naar rato van stijfheid aan de buiswand toegekend. Voor de bepaling van de maximale axiale druk in de buis is aangenomen dat de volle - dige capaciteit van de schachtwrijving (336 kN) gerealiseerd wordt en dat de buisvulling hierdoor niet belast wordt. Als variant is naast de schachtwrijving ook een deel van de punt - weerstand aan de buiswand toegerekend. Dit laatste deel is begroot op een ring van 30 mm (8 mm buiswand en 22 mm voetplaat): F = p/4 * (356" – 296") * 10 = 307 kN; voor de punt - kracht op het grind resteert dan 880 – 336 – 307 = 237 kN. Deze laatste kracht wordt in het model vervolgens weer deels aan de buiswand toegekend via de stijfheidsverhoudingen tus - sen grindvulling en buiswand. Tabel 1 - Buiscontroles onder gebruikmaking van de in de tekst gepresenteerde formules Buiscontrole Optimale samenwerking Paalkracht met max. Schachtwrijving Paalkracht met max. schachtwrijving en voetplaatring Schachtwrijving kN 0 336 643 Puntkracht kN 880 544 237 inw. diamater mm 339 339 339 wanddikte mm 5.0 5.0 5.0 opp. grind mm" 90259 90259 90259 opp. staal mm" 5404 5404 5404 neutrale druk K0 0.5 0.5 0.5 verdeling puntkracht E grind N/mm" 500 10000 500 10000 500 10000 E staal N/mm" 210000 210000 210000 210000 210000 210000 EA grind N 4.51E+07 9.03E+08 4.51E+07 9.03E+08 4.51E+07 9.03E+08 EA staal N 1.13E+09 1.13E+09 1.13E+09 1.13E+09 1.13E+09 1.13E+09 EA totaal N 1.18E+09 2.04E+09 1.18E+09 2.04E+09 1.18E+09 2.04E+09 Grind verticale druk in grind N/mm" 0.37 4.32 0.23 2.67 0.10 1.16 horizontale druk in grind N/mm" 0.19 2.16 0.12 1.34 0.05 0.58 Staal tangentiale spanning σtan N/mm" 6.3 73.2 3.9 45.3 1.7 19.7 verticale druk in staal N/mm" 156.6 90.7 96.8 56.1 42.2 24.4 schachtwrijving verticale druk in staal N/mm" 62.2 62.2 119.0 119.0 totaal vert. druk σvert N/mm" 156.6 90.7 159.0 118.3 161.2 143.4 vergelijkingsspanning = √σtan (σvert " +σtan" + σvert *σtan) N/mm" 159.9 142.2 161.0 146.2 162.0 154.2 Grind verticale kracht kN 34 390 21 241 9 105 Staal verticale kracht kN 846 490 859 639 871 775 33 GEOTECHNIEK - Januari 2017 INWENDIG GEHEIDE STALEN BUISPALEN - EEN CONSTRUCTIEVE BESCHOUWING VAN DE VOETZONE Resultaten rekenvoorbeeld Uit de resultaten van het rekenvoorbeeld in tabel 1 “Buiscontroles” blijkt dat de laagste stijfheid van het grind de hoogste vergelij - kingsspanning oplevert in het staal, en dat het scenario met de maximale kracht in de buiswand de ongunstigste waarden oplevert. Die ongunstige combinatie levert als verge - lijkingsspanning in het staal 162 N/mm" en benadert daarmee de waarde van een sce - nario waarbij de grindvulling in het geheel niet meewerkt: 880 kN / 5404 mm" = 163 N/ mm". Voor een betere pakking van het grind (E = 10.000 N/mm") worden gunstiger waarden gevonden voor de vergelijkingsspanningen (5 % bij het meest ongunstige scenario, en 10 % bij het scenario met optimale samenwer - king). Het is duidelijk dat een dichte pakking van de grindvulling een nuttige bijdrage le - vert. Het gunstige scenario met optimale sa - menwerking is reëel voor toetsing op de totale paalkracht (boven de zone van paalschacht - wrijving). De wrijvingscapaciteit aan de bin - nenzijde van de buis (tussen goed verdicht grind en staal) zal namelijk groter zijn is dan die aan de buitenzijde (de schachtwrijving tus - sen grond en staal). Bij dit scenario wordt een waarde gevonden die zeker 10% lager ligt dan bij het scenario zonder samenwerking tussen grind en buis (vergelijk 146 N/mm" bij E = 5000 N/mm" en 142 N/mm" bij E = 10.000 N/mm" voor het grind in plaats van 163 N/mm" zonder enige vorm van samenwerking). Dat dit scenario reëel is wordt hierna inzich - telijk gemaakt. Bij E = 5000 N/mm" is in het grind een hori - zontale druk gevonden van 0,67 N/mm"; de wrijving tussen paalwand en grind bedraagt daardoor tan d * pr = 0,43 * 0,67 = 0,29 N/ mm" oftewel 0,29 * p * 339 = 308 kN/m paal - lengte. Deze waarde is veel hoger dan de term schachtwrijving uit de geotechnische analyse (112 kN/m), zodat voor de toets op de volledige paalkracht (bovenaan de zone van schacht - wrijving) volstaan kan worden met het scena - rio met optimale samenwerking tussen grind en buis Alle gevonden vergelijkingsspanningen in het staal (tussen 142 en 162 N/mm") zijn kleiner dan de drukspanning indien geen medewer - king van het grind was gerekend (163 N/mm"). Alle gevonden staalspanningen zijn bovendien kleiner dan de vloeisterkte van het staal (235 N/mm") en daarmee acceptabel. Indien voor de minimaal aanbevolen wanddikte van 6 mm (1 / 60 van de buisdiameter, zie het artikel in Geotechniek [1] was gekozen) wordt zonder medewerking van het grind de vloeispanning echter overschreden: (8 – 3) / (6 – 3) * 163 = 272 N/mm". Met medewerking van het grind en bij het hier aanbevolen en onderbouwde scenario van optimale samenwerking wordt bij Egrind = 10000 N/mm" een staalspanning gevonden van 142 * (8 – 3) / (6 – 3) = 237 N/ mm", welke zeer nabij de grenswaarde 235 N/ mm" ligt. Nawoord In dit artikel heeft de focus gelegen op de ge - bruiksfase. In de uitvoeringsfase (het inbren - gen van de palen) zullen de inwendige drukken hoger zijn omdat de paalpuntweerstand over - wonnen moet worden. Anderzijds is in de uit - voeringsfase ook de sterkte van de buis hoger omdat nog geen corrosie opgetreden is. Zon - der hier een kwantitatieve analyse uit te voeren is de verwachting dat de hier gepresenteerde theorie ook voor de uitvoeringsfase adequaat is en leidt tot waarden, die een onderbouwing vormen voor de genoemde vuistregel van wanddikte = 1/60 * buisdiameter. Een nadere beschouwing van de uitvoering vereist echter meer informatie over de dynamica tijdens het heien, dan past binnen dit artikel. Bij trekpalen is de situatie helder in de zin dat de (ongewapende!) vulling geen krachten op - neemt en de volle kracht in de buiswand zit en evenwicht maakt met de omringende grond. Literatuur [1] ing. H.F.C. Weijde, ing. J. van der Sluis, ing. R.J. Schippers: “Stalen Buispaal: efficiënte oplossing in de kleine ruimte”; Geotech - niek april 2012 [2] Eurocode 2: Ontwerp en berekening van betonconstructies; deel 1-1: Algemene regels en regels voor gebouwen; NEN-EN 1992-1-1; november 2011 + NB idem [3] NVN 6724: 2001 Voorschriften beton; In de grond gevormde funderingselementen van beton of mortel (ingetrokken, doch nog niet vervangen, genoemd in ROK: 2013) [4] Geotechnisch ontwerp van constructies; deel 1: Algemene regels; NEN 9997-1; de - cember 2011 incl. correctieblad C1: 2012 [5] Eurocode 3: Ontwerp en berekening van staalconstructies; deel 1: Algemene regels en regels voor gebouwen; NEN-EN 1993- 1-1; december 2011 + NB idem [6] Eurocode 3: Ontwerp en berekening van staalconstructies; deel 5: Palen en diep - wanden; NEN-EN 1993-5; februari 2008 + NB mei 2012 Figuur 2 - Vergelijkingsspanning in de buiswand als functie van de elasticiteitsmodulus van het grind. 24 GEOTECHNIEK - Januari 2017 Er gebeuren nog steeds teveel ongelukken met zware machines op bouwprojecten. Daarom vraagt een nieuwe SBRCURnet-richtlijn aandacht voor het veilig ontwerpen van de bouwvloer, met de nadruk op zware funderingsmachines op rup - sen. Veel aspecten van de veilige inzet daarvan zijn reeds beschreven in normen, machinedocu - mentatie en handboeken. Echter, de invloed van de sterkte en de vervorming van de bouwvloer blijft vaak onderbelicht. En dat terwijl de onder - grond van grote invloed is bij het veilig opstellen van de machines. De richtlijn presenteert de be - staande kennis voor het bepalen van de belastin - gen op en het geotechnische draagvermogen van de bouwvloer. Ongelukken met zware machines in de bouw Hoewel hijskranen op pontons buiten het kader van de richtlijn vallen, heeft het kraanongeval te Alphen aan de Rijn opnieuw de aandacht geves - tigd op de risico’s die aan het werken met grote en zware machines verbonden zijn. De Onder - zoeksraad voor Veiligheid heeft een uitgebreid onderzoek naar de technische en organisato - rische oorzaken van dit ongeval gedaan [9.]. Al lezend kunnen enkele conclusies worden ge - trokken, waarbij het de vraag is of deze zich tot alleen dit ongeval beperken: - ontbreken van de benodigde, speciﬁeke kennis voor de uitvoering van het project; - extrapoleren van bestaande kennis tot buiten het ervaringsgebied; - ontkennen van de complexiteit van de op - dracht. Ongevallen met zware machines zijn in Neder - land helaas geen uitzondering. Uit een langjarig onderzoek van de Arbeidsinspectie blijkt dat er jaarlijks 10 tot 20 funderingsmachines omvallen [7.]. Een onderzoek van de Onderzoeksraad voor Veiligheid in 2008 noteerde dat er bij voorvallen met bouwkranen jaarlijks gemiddeld zeven do - den en meerdere zwaar gewonden vielen [10.]. Helaas ontbreken recente data, maar afgelopen juli meldde het Ministerie van SZ&W nog een ern - Geotechnisch draagvermogen voor funderingsmachines Nieuwe SBRCURnet richtlijn 689:2016 “Begaanbaarheid van bouwterreinen – Geotechnische draagkracht voor funderingsmachines” J.P. van der Molen Bureau Van der Molen Figuur 2 - Omgevallen funderingsmachine. Figuur 1 - Omgevallen funderingsmachine. 25 GEOTECHNIEK - Januari 2017 Samenvatting Nog steeds gebeuren er teveel ongelukken met zware machines op bouw - projecten. Veel aspecten van de veilige inzet van deze machines zijn reeds beschreven. Echter, de invloed van de sterkte en de vervorming van de bouwvloer blijft vaak onderbelicht. En dat terwijl dat van grote invloed is bij het veilig opstellen van de machine. De nieuwe SBRCURnet-richtlijn “Draagkracht voor funderingsmachines” vraagt hiervoor de aandacht en geeft een praktisch toepasbaar overzicht van de rekenmethoden voor het bepalen van de belastingen op en het draagvermogen van de bouwvloer. stige toename van het aantal dodelijke ongeval - len in de bouw [8.]. Deze cijfers zijn onderling niet te vergelijken, maar geven wel reden tot zorg. De SBRCURnet-commissie heeft zich tot doel gesteld om het aantal ongevallen met funde - ringsmachines - als gevolg van onvoldoende draagvermogen van de bouwvloer - tot nul te reduceren. Elk ander doel zou inhouden dat een bepaald aantal ongelukken acceptabel wordt geacht. Het motto moet zijn “Iedereen aan het einde van de werkdag weer veilig naar huis”. Dit betekent: - de veiligheid van de mensen op het project en in de publieke omgeving mag niet door het bouwproject in gevaar worden gebracht; - ik wil niet aan een gezin moeten gaan vertel - len dat, door mijn toedoen of tekort schieten, papa vanavond niet meer thuis komt. Het belangrijkste hierbij is het vergroten van het veiligheids-bewustzijn. Dat bewustzijn groeit vooral wanneer men persoonlijk bij een ongeval betrokken is. En die ervaring wensen we nie - mand toe. Aansprakelijkheid Bij de uitvoering van een werk zijn heel wat par - tijen betrokken, in willekeurige volgorde zijn dat bevoegd gezag, opdrachtgever, hoofdaannemer, onderaannemers, (hoofd-)constructeur, geo - technisch adviseur, verzekeraar en veiligheids - deskundige. Bij een ongeval kunnen al deze partijen over de invulling van hun verantwoorde - lijkheid bevraagd worden. Veiligheidsmaatregelen vergen (kosten) nu een - maal geld, tijd en capaciteit. Dit mag echter niet als een hete aardappel naar de zwakste partij worden doorgeschoven. Ook mag men, zonder controle, er niet vanuit gaan dat de andere partij zijn verantwoordelijkheden serieus neemt. Ver - der is het niet altijd duidelijk hoe de aansprake - lijkheden werkelijk liggen. Het Arbeidsomstandighedenbesluit bepaalt dat de opdrachtgever afspraken moet maken en erop moet toezien dat de hoofdaannemer de bouwwerkzaamheden veilig en ordentelijk uit - voert. Verder bepaalt het Arbo-besluit dat bij het gebruik van een mobiel hijs- of hefwerktuig doeltreffende maatregelen genomen moeten worden om te voorkomen dat het werktuig kan - telt, ongewild in beweging komt of wegglijdt. Ook dienen alle hijs- en hefhandelingen correct gepland te worden, teneinde de veiligheid van de werknemers te garanderen. Deze maatregelen dienen naar behoren en onder doeltreffend toe - zicht uitgevoerd te worden [6.]. Waar gaat het mis ? De SBRCURnet-commissie heeft geen feiten - onderzoek gedaan, maar zich op ervaringen en algemeen bekende feiten gebaseerd. Ook heeft de commissie geen fundamenteel onderzoek gedaan, maar de bestaande kennis uit normen, richtlijnen en handboeken samengebracht. Daar komt onder andere uit naar voren: - de normen voor machines kennen geen fac - toren voor de berekening van funderingsbe - lastingen, terwijl het gronddraagvermogen conform Ontwerpbenadering OB3 van de Eu - rocode wordt bepaald; deze veiligheidsﬁloso - ﬁeën sluiten niet op elkaar aan; - de normen voor hijskranen en funderings - machines gaan er vanuit dat de grond geen invloed op het functioneren van de machine heeft (fundering is absoluut sterk en stijf), en dat het opstelpunt absoluut horizontaal is; - het effect van horizontale belastingen op de machine en de noodzaak van het rekenen met een veiligheidsmarge krijgt niet altijd de ver - eiste aandacht; - in de hektiek van het werk wordt een machine weleens op een positie opgesteld waar dat in het ontwerp niet is voorzien (excentrisch of niet haaks op de schotten staan zijn enkele voorbeelden). Belastingen op de bouwvloer Om de vereiste betrouwbaarheid van het bouw - vloerontwerp te borgen heeft de commissie getracht om waar mogelijk op de vigerende normen aan te sluiten. Aan de belastingzijde is aangehaakt aan belastingcomponenten in 5.2.3 (Rigid body stability) van NEN-EN 16228-1:2014 [4.]. Het betreft de volgende componenten: a. gewichten en kantelmomenten van de ma - chine en de aangebouwde accessoires (ﬁguur 3.): in de meeste gevallen zijn de gewichten van de diverse componenten be - kend; in de praktijk blijkt het veel moeilijker om de zwaartepuntspositie (CoG) van elk component te achterhalen; zij worden niet altijd in de kraandocumentatie vermeld; b. middelpuntzoekende krachten: ook al is de rotatiesnelheid van de bovenwagen meestal meestal niet heel groot is, de norm schrijft voor dat de middelpuntzoekende krachten worden moeten berekend; voor lasten die niet star aan de machine zijn verbonden (zoals vrijhangende lasten) dient er vanuit te worden gegaan dat deze in de topschijf aangrijpen, hierdoor kan een relatief kleine belasting in een groot kantelmoment resul - teren; c. windbelasting (werkend en stormbelasting): vaak worden deze als niet belangrijk voor de stabiliteit van een zware funderingsmachine gezien; bij analyses van ongevallen blijkt meermaals dat dit een misvatting is en dat de wind een belangrijke bijdrage aan het ontstaan van een ongeval heeft gehad; door - Figuur 3 - Bepaling van het zwaartepunt. 26 GEOTECHNIEK - Januari 2017 dat de wind hoog in de machine aangrijpt, ontstaat een groot kantelmoment; d. dynamische belastingen zoals hijsversnel - lingen, rij- en rotatieversnellingen, make - laarverstellingen, etc.; bijzondere aandacht dient besteed te worden aan werkmethoden waarbij een last plotseling wordt losgelaten, zoals bij dynamische compactieverdichting; e. schuine reeptrek: een hijskraan is alleen bedoeld voor een zuiver verticale hijsbewe - ging; toch schrijft NEN-EN 16228-1 [4.] voor dat rekening gehouden moet worden met onbedoelde niet-verticale hijsbewegingen, waardoor een horizontale belasting op de topschijf aangrijpt (ﬁguur 4.); er dient ten - minste gerekend te worden met: - voor L ≤ 100 kN: F h = 0,1 L kN; - voor L > 100 kN: F h = 5 + 0,05 L kN; - waarbij L = hijslast en F h;max = 50 kN; f. werklasten: alle belastingen die bij de uit - voering van het funderingswerk op de ma - chine worden uitgeoefend, zoals gewichten van palen, hamers, damwandplanken, etc.; men dient er rekening mee te houden dat de werklasten soms groot en onbekend kunnen zijn als gevolg van de wrijving bij het trek - ken van bijvoorbeeld damwandplanken; ook kunnen de kassen van deze planken vol met grond blijven, waardoor de hijslast verder toeneemt. Wanneer de grootte van de diverse belastingen bekend zijn, dienen zij van een onzekerheids - marge te worden voorzien. De normenseries voor hijskranen en funde - ringsmachines gaan er vanuit dat het opstel - punt oneindig sterk en stijf is, en wordt dus niet beschouwd. De stabiliteitsberekening bepaald de veiligheid tegen kantelen van de machine. Bovendien geven deze rekenmethoden geen vei - ligheids- of belastingfactor voor het bepalen van de funderingsbelastingen. Om hierin te voorzien beschouwd de richtlijn de funderingsbelastingen volgens de Eurocode. Daarmee wordt qua belastingen in het vereiste betrouwbaarheidsniveau β voorzien. De belas - tingen uit de machine worden als karakteristie - ke waarden beschouwd. Bij het bepalen van de rekenwaarde van de belastingen wordt onder - scheid gemaakt tussen statische en verander - lijke belastingen. Statisch zijn die belastingen die per machineopstelling qua grootte of positie niet veranderen, zoals de rupsonderwagen en het schottenbed. Omdat per positie de boven - wagen, tezamen met de giek, makelaar, hamer en het heigoed, etc. roteren, worden deze als veranderlijk beschouwd. Dat geldt ook voor de overige genoemde belastingcomponenten. Positie van het zwaartepunt Van de hierboven bepaalde belastingen wordt het gezamenlijk zwaartepunt bepaald (ﬁguur 3.). Hoewel de horizontale belastingen niet aan de verticale belastingen bijdragen, wordt het kantel - moment er wel door vergroot, wat tot een ﬂinke verschuiving van het zwaartepunt kan leiden. Bij de bepaling van het zwaartepunt dient men zich te realiseren dat de bovenwagen, met alle aanhangende accessoires en heimiddelen 360 o kan draaien (ﬁguur 5.). Onafhankelijk daarvan kan ook de windbelasting ook uit alle richtingen komen. De schuine reeptrek komt bij de meeste machines uit een halve cirkel aan de voorzijde. Voor de meeste funderingsmachines geldt dat zij qua gewicht over hun lengteas min of meer symmetrisch zijn opgebouwd, zodat het zwaar - tepunt op de lengteas van de bovenwagen mag worden verondersteld. Afhankelijk van de maat - gevende richting van de horizontale belastingen kan het zwaartepunt haaks op de lengteas ver - schuiven. Effectief funderingsoppervlak In de berekening van een fundering op staal wordt er vanuit gegaan dat een excentrisch aangrijpende belasting door slechts een deel van de fundering wordt gedragen (het effectief funderingsoppervlak). Deze benadering is ge - baseerd op een plastische vervorming van de ondergrond. Er wordt verondersteld dat de be - Figuur 5 - Richting van de horizontale belastingen. Figuur 4 - Schuine reeptrek. 27 GEOTECHNIEK - Januari 2017 lasting uniform gelijkmatig over dit oppervlak is verdeeld. De berekening komt dus vooral neer op het bepalen van het effectief oppervlak. In het geval van een op schotten opgestelde machine, ligt het zwaartepunt centrisch boven het effectief oppervlak. Als we er vanuit gaan dat de onderwagen met haar rijrichting haaks op de schotten staat (zoals dat behoort), dan is de breedte van het effectief oppervlak gelijk aan tweemaal de afstand van het zwaartepunt tot de dichtstbij gelegen kantellijn (lijn door de drijf- of spanwielen; ﬁguur 6). De lengte van het effectief oppervlak is gelijk aan tweemaal de afstand van het zwaartepunt tot het dichtstbij gelegen einde van het schottenbed. Normaliter mag er vanuit worden gegaan dat de schotten zo stijf zijn dat zij over de volle lengte van het effectief oppervlak aan de belastingafdracht meewerken. Het maatgevend effectief funderingsoppervlak ontstaat bij die zwaartepunts-rotatie waarbij het kleinste effectief oppervlak ontstaat. Voor de meeste rupsmachines is dat bij een hoek tussen de rijrichting van de machine en de lijn door het hart van de machine en het zwaarte - punt van circa 18 o à 28 o. Omdat de grootte van de belastingen onafhankelijk is van de zwaarte - punts-rotatie, correspondeert het kleinste ef - fectief oppervlak met de grootste funderings - druk (ﬁguur 7.). Draagvermogen van de bouwvloer Het draagvermogen van de bouwvloer wordt be - rekend als een fundering op staal conform Euro - code 7. Hierbij dient, bij het maatgevende effec - tief funderingsoppervlak, de rekenwaarde van het draagvermogen gelijk of groter te zijn dan de rekenwaarde van de belastingen. Meestal is een gronddekking niet van toepassing. Indien het draagvermogen onvoldoende is, dient het ontwerp aangepast te worden. In de meeste gevallen wordt dan een grondverbetering toe - gepast. Soms kunnen langere schotten of een tijdelijke verlaging van de grondwaterstand uitkomst bieden. Alleen in bijzondere gevallen komt een op palen gefundeerde hulpweg in aan - merking (vanwege de kosten). Hoe nu verder ? Het voorgaande staat in het teken van het ver - hogen van de veiligheid op de bouwplaats en het terugdringen van het aantal ongelukken. Dat vergt investeringen in geld, tijd en capaci - teit. Die investeringen worden normaliter niet op projectniveau terugverdiend, maar wel branche- breed over de hele bouwsector. Aan de pluskant van deze vergelijking schrijven we een reductie van leed en letsel. En, op gepaste afstand, een reductie van schade, verlet en imagoverlies. De vraag blijft, wie pakt hier als eerste de hand - schoen op, wie neemt de regie ? Op deze vraag geeft de richtlijn niet het antwoord; dat is aan de sector. De richtlijn geeft slechts een handvat voor het ontwerp. Positief is dat de funderingsbranche (NVAF) met de recentelijke introductie van het Bouwterrein - certiﬁcaat [12.] een stap in de goede richting heeft gezet. Literatuur [1.] NEN-EN 1990+A1+A1/C2-2011/NB:2011 (nl) – Nationale bijlage bij NEN-EN 1990+A1+A1/C2: Eurocode: Grondslagen van het constructief ontwerp. [2.] NEN 9997-1 (nl) – Geotechnisch ontwerp van constructies – Deel 1: Algemene re - gels. [3.] NEN-EN 13001-2:2014 (en) – Veiligheid van hijskranen - Algemeen ontwerp - Deel 2: Belastingen. [4.] NEN-EN 16228-1:2014 (en) – Boor- en fun - deringsuitrusting - Veiligheid – Deel 1: Ge - meenschappelijke eisen. [5.] NEN-EN 16228-4:2014 (en) - Boor- en funderingsmachines - Veiligheid – Deel 4: Funderingsmachines. [6.] Arbeidsomstandighedenbesluit, geldend vanaf 19-07-2016 t/m heden. [7.] Rapportage Project Fundering 2009 A918; Arbeidsinspectie (Inspectie SZW). [8.] Aantal ongevallen in de bouw sterk toege - nomen; 06-07-2016, Ministerie van Sociale Zaken en Werkgelegenheid. [9.] Hijsongeval Alphen aan de Rijn; Onder - zoeksraad voor Veiligheid. [10.] Bezwijken torenkraan te Rotterdam 10 juli 2008; Onderzoeksraad voor Veiligheid. [11.] Bodenpressung unter Raupenketten; Dipl- Ing. B. Kummeter, Tiefbau 6/2001. [12.] Het Bouwterreincertiﬁcaat (BTC) Neder - land, 2016, NVAF. GEOTECHNISCH DRAAGVERMOGEN VOOR FUNDERINGSMACHINES Figuur 6 - Effectief funderingsoppervlak. Figuur 7 - Effectief funderingsoppervlak en funderingsspanning (voorbeeld) .

Jaargang 20, 2016 - nummer 5 Special Funderingsdag

46 GEOTECHNIEK - December 2016 Deﬁnitieve onderwaterbetonvloeren met staalvezels ir. Ruud Arkesteijn ABT bv / lid van commissie SBRCURnet Onderwaterbeton is in Nederland een beproefd hulpmiddel binnen ondergrondse bouwprojec - ten. Het is bewezen effectief als onderafdich - ting van een bouwkuip om droog en veilig te kunnen bouwen tot diep onder de grond. Tot nu toe hadden de vloeren echter altijd een tijde - lijke functie. Daar komt nu verandering in. Onderwaterbeton (OWB) met een tijdelijke functie is een inefﬁciënte vorm van materi - aalgebruik. De vloer is al snel een meter dik en heeft een gebruiksduur van slechts enkele maanden. Tot voor kort moest er immers altijd een volledig nieuwe keldervloer overheen wor - den gebouwd. De ontwikkelingen en ervaringen met staal - vezelversterkt onderwaterbeton (SVOWB) als tijdelijke bouwkuipafdichting openen echter nieuwe kansen. De staalvezels vergroten de taaiheid van het beton, waardoor de vloeren ineens een stuk beter waterdicht zijn, ook op termijn. En dat maakt ze geschikt om een rol te vervullen in het deﬁnitieve gebouw. Vooralsnog zijn daarvoor twee mogelijkheden: • De SVOWB-vloer kan in de eindfase samen - werken met de op te storten constructieve keldervloer; • De SVOWB-vloer kan op zichzelf fungeren als deﬁnitieve keldervloer In grote lijnen zijn er nu dus drie principes om een keldervloer in een bouwkuip met onderwa - terbeton uit te voeren. Links: de traditionele bouwwijze Van oudsher wordt OWB toegepast als tijde - lijke vloer. Om uitvoeringstechnische redenen is dit doorgaans met ongewapend beton. Voor de eindfase wordt daarboven een compleet nieuwe constructievloer gemaakt met behulp van traditi - oneel gewapend beton. De vele meningen en ar - tikelen over de uitvoeringswijze en het beheersen van het risico op lekkages via deze combinatie van vloeren wijst uit dat een waterdichte “con - structieve vloer” in de eindfase geen sinecure is. Groen onderwaterbeton Voor de parkeergarage Campusplein onder het Nieuwe Universiteitsgebouw op het terrein van de VU in Amsterdam is in 2015 een omvangrijke ongewapende OWB-vloer gestort. Deze vloer is indertijd ontworpen met de kersverse her - ziene versie van CUR77 uit 2014 [1]. Hierdoor kon de vloer efﬁciënt worden uitgerekend met als resultaat een vloerdikte van 900 mm en een geoptimaliseerd stramien van ankerpalen. Ter plaatse van grote kolomlasten in de eindfase zijn wapeningskorven meegestort in de OWB- vloer. Naast het feit dat deze “geïntegreerde poeren” dus in de eindfase lokaal deel uitma - ken van de uitgekiende paal-plaat-fundering, is deze vloer ook bijzonder omdat hierbij voor het eerst “groen onderwaterbeton” is toegepast. Staalvezelversterking In de laatste decennia zijn er diverse projecten uitgevoerd met SVOWB. Het taaie gedrag bij buigscheurvorming maakt dat het vermogen van de vloer tot krachtenherverdeling worden Figuur 1 - Principeschetsen voor keldervloeren met onderwaterbeton. geotechniek _December_2016_v1.indd 46 28/11/2016 15:49 47 GEOTECHNIEK - December 2016 In 2016 zijn de eerste SVOWB-vloeren gestort die in de eindfase samen - werken met de op te storten constructieve keldervloer. Binnen een com - missie van SBRCURnet wordt intussen een aanbeveling ontwikkeld voor het toepassen van de SVOWB-vloer als tijdelijke én als deﬁnitieve kelder - vloer. Een haalbaarheidsstudie wijst uit dat dit op korte termijn mogelijk moet zijn voor het toepassingsgebied van parkeergarages, droogdokken en onderdoorgangen voor licht verkeer. Er wordt nader onderzoek gedaan om ook grote infrastructurele projecten met zwaar verkeer en treinbelas - tingen binnen de scope te betrekken. Samenvatting aangesproken. Hiermee kan een betere water - dichtheid worden behaald. Een groot voordeel is uiteraard dat de vezels vanuit de betonmixer kunnen worden meegestort. In tabel 1 zijn projecten met SVOWB-vloeren op - gesomd. De genoemde projecten met SVOWB behoren nog altijd tot de traditionele bouwwijze omdat de vloer hierin nog altijd een tijdelijke functie vervulde. Na publicatie van de herziene versie van CUR77 in 2014 [1] is het gebruik van SVOWB sterk teruggedrongen. Dit is te verkla - ren doordat de optimalisatie van de rekenregels in CUR77:2014 ervoor heeft gezorgd dat voor vloeren met een tijdelijke functie nagenoeg al - tijd een economisch ontwerp haalbaar is met Figuur 2 - Geïntegreerde poeren Nieuwe Universiteitsgebouw VU Amsterdam. Tabel 1 - Historisch overzicht SVOWB-vloeren. Projectnaam Locatie Jaar stort Publicatie Potsdamer Platz Berlijn 1997 [1] Onderdoorgang Heinoseweg Tilburg 2001 [2] Toeritten Pannerdens Kanaal (Betuweroute) Groessen 2001/2002 Tunnel Zevenaar (Betuweroute) Zevenaar 2001/2002 Ontvangstschacht Botlekspoortunnel Rotterdam 2004 [3] Muziekpaleis Vredenburg en expeditietunnel Utrecht 2010 Nieuwbouw Agriﬁrm Kampen 2013 Ondergrondse uitbreiding Mauritshuis Den Haag 2013 [4] Groninger Forum Groningen 2014 [5] Lammermarkt Leiden 2015 geotechniek _December_2016_v1.indd 47 28/11/2016 15:49 48 GEOTECHNIEK - December 2016 ongewapend beton. De goede ervaringen met SVOWB vormden echter wel de opmaat voor het integreren van onderwaterbeton in twee nieu - we principes voor keldervloeren. Midden: de geïntegreerde keldervloer De SVOWB-vloer is in dit principe op zichzelf de tijdelijke bouwkuipafdichting. Voor de eindsi - tuatie wordt hier een gewapende constructie - vloer overheen gestort. Door middel van een constructieve koppeling vormen de “samen - werkende” vloeren in de deﬁnitieve fase een hybride constructie. Uiteraard zitten er aan dit principe speciﬁeke aandachtspunten en risico’s vast met betrek - king tot zowel het ontwerp als de uitvoering. Doordat het gewapende vloerdeel de primaire waterafdichting verzorgt, is dit principe ech - ter relatief gemakkelijk te ontwerpen binnen de kaders van de normen. En dan heeft de sa - mengestelde constructie een optimale sterkte en stijfheid en een goede beheersbaarheid van scheurwijdtes. Tegelijkertijd kan het funde - rings- en bouwkuipontwerp geoptimaliseerd worden door minder ontgraven, lichtere dam - wanden, optimalere verdeling van paalbelas - tingen en een dunnere constructievloer met minder wapening. Geïntegreerde keldervloeren hebben de eerste toepassing gevonden in de spoorwegonder - doorgang bij Zevenaar in een moot vlak langs het spoor. Het ontwerp is hiervoor goedgekeurd door opdrachtgever Prorail en in mei 2016 in uitvoering gebracht. Bij de bouw van de onder - grondse parkeergarage van het Strandhotel Cadzand-Bad wordt ditzelfde principe toege - past. In de zomer van 2016 is hier de SVOWB- vloer van 4000 m3 gestort. Eind 2016 wordt deze variant op nog grotere schaal toegepast voor de Boerenweteringgarage onder een Am - sterdamse gracht. Rechts: de deﬁnitieve SVOWB-vloer Bij deze variant vormt de SVOWB-vloer zo - wel de tijdelijke vloer als de deﬁnitieve vloer. Deze kan bijvoorbeeld worden afgewerkt met zand en een bestrating. Dit principe wordt momenteel onderzocht binnen een commis - sie van SBRCURnet. De commissie, met brede vertegenwoordiging vanuit de betonbranche, is opgestart in 2014 als vervolg op de publica - tie van de herziene CUR77 [1]. Zij voorziet een meerwaarde voor een breed toepassingsge - bied. Voor deze toepassingen zijn eisen aan de afwerking noch 100% waterdichtheid lang niet altijd benodigd. Geheel nieuw is het idee voor een deﬁnitieve onderwaterbetonvloer niet. Al in 2003 is er vanuit de Bouwdienst van Rijks - waterstaat een artikel gepubliceerd met een oproep aan marktpartijen om mee te denken in de richting van geïntegreerde tunnelprinci - pes [7]. In het artikel zijn randvoorwaarden en aandachtspunten opgesomd; de geopperde uit - werkingsprincipes betroffen toen ongewapen - de vloeren. Enkele projecten waarin dergelijke principes zijn onderzocht zijn in die tijd niet tot in de uitvoering doorgezet. Uit de in 2015 verrichte haalbaarheidsstudie binnen SBRCURnet wordt geconcludeerd dat staalvezelbeton een mogelijke oplossing biedt. De huidige stand van techniek is toereikend voor een implementatie in de praktijk die vol - doet aan vigerende normen. Rekenregels zijn reeds beschikbaar, al zijn deze vooralsnog ge - fragmenteerd. Het belangrijkste kader vormt uiteraard de Eurocode in NEN-EN 1992-1-1. Speciﬁek geeft NEN-EN 1992-3 handvatten voor de classiﬁcatie van betonconstructies met betrekking tot de benodigde of gewenste waterdichtheid en de bijbehorende ontwerpbe - nadering. Voor rekenregels omtrent staalvezel - beton kan en zal bijvoorbeeld gebruik worden Figuur 3 - Stort van SVOWB bij het Mauritshuis in Den Haag. Figuur 4 - Primeur van een geïntegreerde keldervloer in moot van onderdoorgang in Zevenaar. geotechniek _December_2016_v1.indd 48 28/11/2016 15:49 49 GEOTECHNIEK - December 2016 DEFINITIEVE ONDERWATERBETONVLOEREN MET STAALVEZELS gemaakt van de Modelcode [7] en ervaringen met CUR111. Speciﬁek voor de bouwfase zal uiteraard ook niet voorbij worden gegaan aan de eisen en richtlijnen vanuit CUR77 [1]. Er zijn in de haalbaarheidsstudie ook obstakels geconstateerd en geadresseerd. Deze hebben vooral betrekking op acceptatie en beheers - baarheid van het (aanvullende) risico op lek - kages en de technische levensduur. Deze hin - dernissen worden nader onderzocht en, binnen korte of lange termijn, overbrugbaar geacht. Kennisleemten rond krimpscheurgedrag en vermoeiing vormen vooralsnog de voornaam - ste beperkingen. In deelcommissies worden deze aspecten nader onderzocht. Waterdichtheid Door het ontbreken van traditionele wapening - staven bestaat er een verhoogd risico op lek - kages. Een veilige benadering is om de vloer in de eindfase te beschouwen als waterrem - mend in plaats van waterdicht. Door een drai - nagelaag toe te passen, zorgt lekwater niet voor plasvorming en kan deze (tezamen met bijvoorbeeld condens- en regenwater) mak - kelijk worden afgevangen en afgevoerd. Dit principe zou gerekend kunnen worden on - der waterdichtheidsklasse 0 volgens NEN-EN 1992-3. Met staalvezelbeton is het echter mo - gelijk om scheurwijdtes te beperken en daar - mee het risico op watervoerende scheuren te beheersen. Hiermee kan voor buiging worden voldaan aan waterdichtheidsklasse 1 van NEN- EN 1992-3. De grootste risico’s op lekkages worden derhalve gezien in de langsrichting waarin de stempeldrukkracht vaak onzeker is en krimp zorgt voor aanvullende trekspannin - gen. In de korte richting zal de stempeldruk vanuit de keerwanden in veel gevallen zorgen voor een gegarandeerde betondrukzone. In deze richting voldoet de constructie hierdoor al “vanzelf” aan waterdichtheidsklasse 2 volgens NEN-EN 1992-3. Het toepassen van deﬁnitieve of verloren keerwanden vormt hiervoor wel een voorwaarde om een optimale normaaldruk - kracht te kunnen handhaven. Stappenplan Om de voortgang te bespoedigen is besloten het vervolgonderzoek op te splitsen in een tweeledige fasering. Als eindresultaat van de eerste fase hoopt de commissie te kunnen ko - men tot publicatie van een CUR-Aanbeveling voor Deﬁnitieve SVOWB-vloeren binnen een toepassingsgebied zonder (grote) wisselbelas - tingen. Op die manier kan sterktereductie door vermoeiing worden verwaarloosd. Hierdoor blijft het toepassingsgebied echter beperkt tot ondergrondse parkeergarages, droogdokken en onderdoorgangen voor licht verkeer. Ten behoeve van de tweede fase wordt beoogd dit toepassingsgebied te verruimen op basis van aanvullend onderzoek naar vermoeiing. Op die manier zouden ook de grote infrastructurele projecten, met zwaar verkeer en treinbelastin - gen, binnen het bereik van de (herziene) aan - beveling kunnen komen te liggen. Bijkomend voordeel is dat in de update/herziening uiter - aard ook aanpassingen verwerkt kunnen wor - den op basis van de ervaringen met de initiële aanbeveling. Afsluiting Ieder bouwproject heeft zijn eigen eisen en wensen. De optimale oplossing is dus maat - werk. Voor ondergronds bouwen geldt dat er in de laatste decennia een trend is in het integre - ren van tijdelijke en deﬁnitieve voorzieningen; dat geldt voor zowel deﬁnitieve keerwanden, stempelramen en (trek/druk)palen. Als het gaat om keldervloeren blijven de integrale op - lossingsrichtingen echter achter. Met de recen - te ontwikkelingen valt een inhaalslag wellicht snel te maken en kunnen we de nuttige levens - duur van onderwaterbeton met een factor 100 vergroten. Voorgaande betekent niet dat de “traditionele uitvoeringswijze” niet meer gewenst is. In spe - ciﬁeke gevallen kan een opdeling van functies nog altijd de meest optimale oplossing bieden. De verbreding van het keuzepalet betekent echter wel dat er per bouwopgave een geschikt keldervloerprincipe kan worden gevonden die past bij de scope van het project. Op die manier wordt ondergronds bouwen betaalbaarder en duurzamer. Referenties [1] CUR-Aanbeveling 77: Ongewapende on - derwaterbetonvloeren (herziene versie uit 2014) [2] Cement 1996-9: 22000m2 onderwaterbeton – Waterdichte bodem voor parkeergarage op Potsdamer Platz in Berlijn [3] Cement 2001-4 Ruim baan met staalvezel - versterkt onderwaterbeton [4] Cement 2004-1 Bouwkuip met staalvezel - gewapend onderwaterbeton [5] Cement 2013-3 Staalvezelversterkt onder - waterbeton [6] Cement 2014-2 Rekenen aan onderwater - beton met vezels [7] Cement 2003-1 Deﬁnitieve ongewapende onderwaterbetonvloeren in combinatie met deﬁnitieve damwanden [8] CEB-FIB Model Code 2010 – 2013 ISBN 978- 3-433-03061-5. [9] CUR-Aanbeveling 111: Bedrijfsvloeren op palen met staalvezelbeton Figuur 5 - Ontwerp Boerenweteringgarage Amsterdam. geotechniek _December_2016_v1.indd 49 28/11/2016 15:49 8 GEOTECHNIEK - December 2016 Inleiding Vanaf 2013 is door SBRCURnet Commissie 1694 gewerkt aan het handboek hei- en tril - baarheid van palen en damwanden dat zeer binnenkort verschijnt. In het handboek wordt een uitgebreid overzicht gegeven van de hui - dig beschikbare kennis over het heien en tril - len van palen en damwanden. Ook wordt in het handboek een basis gelegd voor een door - dachte risicobeoordeling en een realistische werkwijze voor de beoordeling van de hei- en trilbaarheid. In de thema-uitgave van Geotechniek over de Geotechniekdag 2015 [1] werd reeds ingegaan op onderzoek en beoordeling van hei- en tril - baarheid, de beheersing van risico’s gerela - teerd aan heien en trillen, de beoordeling van de maakbaarheid van het ontwerp en het stap - penplan om te komen tot de uitvoering van een hei- of trilpredictie. In thans voorliggend arti - kel wordt nader ingegaan op een aantal aspec - ten die van belang zijn bij de keuze voor dam - wandprofielen en het materieel om damwand in de grond te brengen. Tevens worden een aantal hulpmiddelen besproken die gebruikt kunnen worden bij het maken van de keuzes met betrekking tot damwand en materieel. Opzet handboek In het handboek is gestreefd om een zo com - pleet mogelijk overzicht te geven van de hui - dige theoretische en praktische kennis met betrekking tot heien en trillen van funderings - elementen. De volgende onderdelen komen in het handboek aan de orde: • Geologie en geotechnische bodemopbouw • Leidraad risico gestuurde aanpak • Omgevingsbeïnvloeding • Theorie van het heien en trillen • Speciﬁeke aandachtspunten bij damwanden • Stappenplan hei- en trilpredictie • Uitvoeringsaspecten • Praktijkervaringen Hei- en trilbaarheid palen en damwanden SBRCURnet commissie 1694 ir. J.W.R. Brouwer Geobest B.V. ing. E. van Asselt Kandt B.V. Figuur 1 - De leercyclus. Figuur 2 - Damwand trillen. geotechniek _December_2016_v1.indd 8 28/11/2016 15:48 9 GEOTECHNIEK - December 2016 Hei-/trilpredictie Een belangrijke vraag die de commissie zich ge - steld heeft, luidde: wanneer dient er een hei- of trilpredictie gemaakt te worden? Het antwoord daarop is: altijd! Daar hoort uiteraard een maar bij: het soort predictie moet wel in overeenstem - ming zijn met de complexiteit van het werk en/ of de ondergrond, ofwel: voor het kiezen van de vereiste predictie is risicogestuurd werken een absolute must. Bij veel ervaring in een bepaalde ondergrond voor een eenvoudig werk met een bepaald planktype is eerder het gebruik van vuistregels en ervaringsgetallen geoorloofd dan voor een risicovol werk in een relatief onbeken - de ondergrond met bijvoorbeeld langere en/of slankere planken. Voor een werk met een relatief hoog risicopro - ﬁel is de toepassing van een wave equation pro - gramma een vereiste, teneinde en goed inzicht te krijgen omtrent de inbrengbaarheid, de snel - heid van inbrengen en de kans op schade aan de plank. Het stappenplan Als leidraad voor het uitvoeren van een hei- of trilpredictie is een stappenplan opgesteld. Het uitgangspunt bij dat plan is dat gebruik wordt gemaakt van de eendimensionale golftheorie en de daarop geënte programmatuur (Wave equa - tion software). Het gebruik van dit soort prog - noses is, als reeds gesteld, echter niet voor elk project noodzakelijk. Per project zal beschouwd moeten worden, afhankelijk van het risicopro - ﬁel, welk soort predictiemodel noodzakelijk is. Een belangrijk onderdeel van het stappenplan is de leercyclus. Omdat de voor handen zijnde methodieken veelal zijn gebaseerd op ervaring en empirie, is het van belang om de modellen en uitgevoerde predicties te toetsen aan de prak - tijk. Indien deze toetsing aanleiding geeft tot het bijstellen van de modellen, kan het resultaat worden ingezet voor het vervolg van het project en voor toekomstige projecten. De leercyclus is schematisch weergegeven in ﬁguur 1. Keuze damwandproﬁel Bij het maken van een damwandontwerp dient allereerst een keuze te worden gemaakt voor het materiaal waaruit de damwanden zijn ver - vaardigd. Damwanden zijn er in hout, beton, kunststof en staal. In CUR 166 ‘Damwandcon - structies’ [2] worden de voor- en nadelen en de toepassingsgebieden van de diverse materialen uitgebreid beschreven. Damwanden van hout, beton en kunststof worden met name toegepast in oeverconstructies en in deﬁnitieve grondke - rende constructies met een beperkte kerende hoogte. Constructies met een grote kerende hoogte worden, als ze met damwand worden gerealiseerd, vrijwel altijd gemaakt met stalen damwand of combiwand. Stalen damwanden zijn er in allerlei soorten en maten. Qua productiemethode zijn er twee ba - sisprincipes: Koudgevormd en warmgewalst. Bij de koudgevormde planken zijn er twee manie - ren om de planken te vormen: Walsen en zetten. Bij het walsen wordt een rol vlakstaal afgewik - keld en door een walsstraat heen gehaald, waar - door de vlakke plaat in proﬁel wordt gebracht en wordt voorzien van sloten. Bij het zetten wordt een vlakke plaat in een zetbank in het gewenste model gevouwen. Koudgewalste planken wor - den gemaakt in diktes van 3 tot 10 mm en met een weerstandsmoment tot ca. 2.500 cm!. Bij proﬁelen die met zetten worden gemaakt zijn ook grotere diktes en weerstandsmomenten mogelijk. Koudgevormde planken hebben doorgaans een gunstige verhouding tussen het weerstands - moment en het eigen gewicht. Ook hebben ze vaak een grote systeembreedte. Dit maakt hoge producties bij het inbrengen mogelijk en is gunstig als de sloten vloeistofdicht moeten worden afgelast. Met name de koudgezette planken bieden tevens een grote vrijheid met betrekking tot de geometrie, men kan desge - wenst project-speciﬁek een proﬁel ontwerpen en laten maken. Het relatief lage gewicht per vierkante meter en de grote breedte kunnen wel leiden tot proble - men/plankschade bij het inbrengen. De grote systeembreedte kan ook problemen geven als er ankerstoelen aan de damwand gemonteerd moeten worden. Verder zijn de sloten van koud - gevormde planken niet altijd even waterrem - mend als de sloten van warmgewalste planken. Bij warmgewalste planken zijn er twee basis - vormen: U en Z. Beide vormen worden toege - past voor het maken van damwandschermen. Ook bij combiwanden worden damplanken gebruikt als tussenelement tussen de pri - maire elementen. Voor de primaire elementen worden doorgaans stalen buispalen of stalen H-proﬁelen met daarop aangebrachte dam - wandsloten gebruikt. U-profielen hebben een aantal voordelen: Ze zijn beter vormvast dan Z-profielen en daar - door uitermate geschikt voor tijdelijke con - structies. Verder zijn er meer producenten die U-profielen produceren dan fabrikanten van Z-profielen, waardoor U-profielen gemak - kelijker/bij meer partijen te verkrijgen zijn. Het grote nadeel van U-planken is dat men in verband met scheve buiging het weerstands - moment en traagheidsmoment dient te redu - ceren als men ze enkel of dubbel verwerkt. Daardoor zijn er meer kilo’s per vierkante meter benodigd om de gewenste sterkte en stijfheid te verkrijgen dan wanneer men met Z-profielen werkt. Bij het maken van een proﬁelkeuze spelen de volgende factoren een rol: • Economie. Op het eerste gezicht lijkt het logisch om te gaan voor een zo laag mogelijk gewicht per vierkante meter, maar er zijn ook situa - ties waarbij dit niet het geval is. Bij tijdelijke damwand is het van belang dat de planken meerdere keren gebruikt kunnen worden en kan het dus interessant zijn om voor zwaar - dere proﬁelen te kiezen met het oog op de restwaarde/herbruikbaarheid. Daarnaast kan ook de duurzaamheid van de constructie een reden zijn om te kiezen voor zwaardere plan - ken. De plank iets dikker kiezen zodat deze kan corroderen is vaak goedkoper en minder kwetsbaar dan een conserveringssysteem om de benodigde sterkte en stijfheid op de lan - gere termijn te kunnen waarborgen. • Benodigde sterkte en stijfheid. Deze volgen uit de toetsing van de constructie middels een damwandberekening. Binnenkort verschijnt het handboek hei- en trilbaarheid van palen en damwanden waaraan sinds 2013 is gewerkt door SBRCURnet Commis - sie 1694. In het handboek wordt een overzicht gegeven van de huidig beschikbare kennis en ervaringen over het heien en trillen van palen. In dit artikel wordt globaal de inhoud van het handboek weergegeven en wordt nader ingegaan op diverse zaken aangaande de keuze van dam - wandproﬁel, inbrengtechniek en materieel. Tevens worden een aantal tools besproken die daarbij behulpzaam kunnen zijn. Samenvatting geotechniek _December_2016_v1.indd 9 28/11/2016 15:48 10 GEOTECHNIEK - December 2016 • Beschikbare ruimte. Soms wordt een proﬁel gekozen op basis van de proﬁelhoogte, bijvoorbeeld als er weinig ruimte is tussen een belending en de nieuw te maken constructie. • Omgeving. Als er in beperkte hoogte gewerkt moet wor - den, dan moet de damwand soms in delen aangebracht worden. Om de planken goed op te kunnen lassen is het van belang om een vormvast proﬁel te kiezen. En als er trilling - vrij gewerkt moet worden, dan kan vanwege het materieel (waarover later meer) niet met dubbele planken gewerkt worden. Vanwege scheve buiging komt vanuit constructief oog - punt vrijwel uitsluitend een Z-proﬁel in aan - merking voor gedrukte schermen. • Verwerkbaarheid. Vroeger, met smalle planken en grote mate- riaaldiktes was de verwerkbaarheid in de praktijk vrijwel altijd OK. De planken waren doorgaans nog niet zo lang en het materieel dat werd gebruikt was nog niet zo sterk. Maar de laatste decennia is de kerende hoogte (en dus de planklengte) steeds groter gewor - den en is het materieel steeds zwaarder en sterker geworden. Daarnaast zijn de dam - wandproﬁelen steeds verder doorontwikkeld, waardoor met een lager gewicht per vierkan - te meter meer sterkte en stijfheid wordt ver - kregen. Dit alles maakt dat de verwerkbaar - heid van de damwand heden ten dage een belangrijk aandachtspunt is bij het maken van een damwandontwerp. Keuze materieel Voordat de keuze voor het materieel gemaakt kan worden dient eerst de inbrengtechniek te worden bepaald. Er zijn drie gangbare technie - ken voor het inbrengen van damwand: • Tr i l le n . Trillen is in Nederland de meest gebruikte techniek. Met trillen kunnen hoge producties worden bereikt en het is daarom een relatief goedkope manier om damwand aan te bren - gen. In het algemeen is trillen in de Neder - landse bodem goed mogelijk, al zijn er wel gebieden waar de grondslag, bijvoorbeeld door vaste kleilagen of steenachtige lagen, voor problemen kan zorgen. Met een trilblok kunnen damwanden, buispalen en H-binten in de grond worden gebracht en worden getrok - ken. Doordat het blok het funderingselement op één of meerdere plaatsen aan de boven - zijde vastpakt kunnen met één blok heel veel verschillende proﬁelen worden verwerkt en is het ook niet altijd noodzakelijk om haaks voor het werk te staan. • Drukken. Het drukken van damwand wordt in het alge - meen alleen gedaan als men de risico’s voor de omgeving te groot acht om te gaan trillen. Bijvoorbeeld bij monumentale of kwetsbare be - lendingen die zich (te) dicht bij het te plaatsen damwandscherm bevinden. • Heien. Het heien van damwand wordt in Nederland weinig toegepast. Heien doet men in principe alleen op deﬁnitieve damwand omdat er aan de kop of aan de punt zodanig veel vervorming kan ontstaan dat het trekken ernstig bemoeilijkt of onmogelijk wordt. Als men damwand over de gehele lengte heit, dan gebeurt dit in het alge - meen langs de makelaar. Voor het heien kan zowel een dieselblok worden gebruikt als een hydraulisch heiblok. Soms wordt heien ook ge - bruikt om planken of palen op diepte te brengen die met een trilblok zijn voorgepoot. Bij het na - heien kan men zowel makelaargeleid als vrij - hangend werken. To o l s v o o r h e t m a k e n v a n k e u z e s Bij het maken van keuzes met betrekking tot dam - wandproﬁel en materieel kan men gebruik maken van software met predictiemodellen. Voorts zijn er de NVAF-graﬁeken die in CUR 166 ‘Damwand - constructies’ [2] zijn opgenomen. Voor de bepaling van de benodigde capaciteit van het materieel kan men daarnaast ook gebruikmaken van een aantal empirische formules. Ook deze zijn beschreven in CUR 166. Tot slot kan men ook gebruik maken van praktijkervaringen uit het verleden in de nabijheid van de projectlocatie. In de database van Geobrain is een aanzienlijke hoeveelheid van deze praktijk - ervaringen aanwezig. Predictie-software De basis van deze modellen ligt (in het geval van een trilpredictie voor damwand) in de voortplan - ting van druk- en trekgolven door een plank als gevolg van de impact van een trilblok. Dit prin - cipe is aangegeven in ﬁguur 3. Door de botsing wordt er in beide elementen (in dit geval trilblok en plank) een schokgolf (com - pressie) opgewekt. Deze loopt in de plank naar beneden. Bij de punt aangekomen zal de golf omkeren en loopt als trekgolf (als de teen van de damwand in een slappere laag staat) of als drukgolf (als de teen van de plank in een hardere laag staat) weer naar boven. Deze golven wor - den uitgedempt door de grondweerstand langs de damplank. Een uitgebreide verhandeling over deze processen wordt uiteraard in het handboek gegeven. Naast de eigenschappen van de damplank zijn ook de volgende parameters van het trilblok van belang: • Excentrisch moment • Gewicht blok en klem • Slagkracht • Amplitude (is een afgeleide parameter) • Frequentie • Efﬁciency Veel van deze informatie kan worden opge - vraagd bij de leverancier van het trilblok. De meeste wave equation programma’s beschikken over een database waarin de meeste trilblokken en hun karakteristieken terug zijn te vinden. Voorts dient een goede inschatting gemaakt te worden van de grondweerstand die de plank on - Figuur 3 - Principe golfvoortplanting door een damplank. geotechniek _December_2016_v1.indd 10 28/11/2016 15:48 11 GEOTECHNIEK - December 2016 HEI- EN TRILBAARHEID PALEN EN DAMWANDEN dervindt bij het trillend inbrengen. Dit wordt de Soil Resistance during Vibration (SRV) genoemd. Door een snelle verticale belastingwisseling op de grond over te dragen worden schuifspan - ningsgolven in de grond gebracht, die de grond in een bepaald gebied om het element in bewe - ging brengen. Door de continue trilling en de re - latief hoge frequentie, heeft de grond geen tijd om te consolideren en zal weinig sterkte heb - ben als gevolg van wateroverspanningen. Bij het trillen in niet cohesieve grond als zand, worden de onderlinge krachten tussen de korrels in het korrelskelet, door de snelle beweging en ver - weking bijna volledig opgeheven. De sterkte is dan zeer laag. In met water is verzadigd zand zal het trilproces, door het optreden van verweking, beduidend gemakkelijker verlopen dan in droog zand, waarin geen verwekingseffect optreedt. Bij trillen in cohesieve grond als klei en leem treedt verkneding of remoulding op. De grond om de plank wordt door de snelle op en neer - gaande beweging verkneed. De kleiplaatjes moeten over elkaar heen schuiven, waardoor deze een minder gunstige ligging gaan innemen en de sterkte van de klei lager wordt. Het in- en uittrillen in relatief stijve cohesieve grond gaat moeizaam of helemaal niet. De verhouding tussen de statische weerstand en de SRV wordt bij trillen eenvoudigheidshalve uit - gedrukt in de parameter β. De β-waardes voor worden per laag en apart voor wrijving en punt - weerstand opgegeven Enkele gangbare β waar - den zijn in ﬁguur 4 weergegeven. Het vaststel - len van deze waarden is gebaseerd op (lokale) ervaring. Een voorbeeld van een graﬁsche weergave van de ingevoerde parameters is weergegeven in ﬁguur 5 (programma GRLWEAP). De uitkomst van een wave equation berekening bestaat uit een aantal verschillende parameters. De meest belangrijke daarvan is de intrilsnel - heid in meters per seconde of de inverse daar - van (intriltijd). Deze waarde, gecombineerd met de berekende spanningen in de damwandplank, vormt de belangrijkste parameter in de vraag of een plank goed en schadevrij intrilbaar is of niet. Veelal wordt als bovengrens voor de intriltijd een waarde van 1 minuut per meter penetratie aangehouden. Als de grondweerstand dusdanig hoog is dat een langere tijd nodig is voor 1 meter penetratie, dan wordt de kans op schade aan de plank te groot. Voor een uitgebreide beschrijving van het proces van het maken van een prognose alsmede de benodigde invoer- en uitvoerpa - rameters van een wave equation programma wordt verwezen naar het handboek. NVAF graﬁeken In de NVAF-graﬁeken wordt voor diverse in - brengtechnieken en meerdere bodemproﬁelen een indicatie gegeven tot welke lengte damwand naar verwachting schadevrij in te brengen valt en wat de benodigde capaciteit van het materieel is. Deze graﬁeken zijn een handig hulpmiddel voor een snelle inschatting van de uitvoerbaarheid van het werk. De ingang van de graﬁeken wordt gevormd door het weerstandsmoment van de Figuur 4 - Vermoeiing van de grond, uitgedrukt in factor β. Figuur 5 - Graﬁsche weergave invoerpara - meters in het programma GRLWEAP. Figuur 6 - Damwandproﬁelen AZ18 en AZ18-800. geotechniek _December_2016_v1.indd 11 28/11/2016 15:48 12 GEOTECHNIEK - December 2016 damwand. Enerzijds is dat een gemakkelijk te verkrijgen en hanteren parameter, maar ander - zijds zit daar tevens het risico van het werken met deze graﬁeken. De graﬁeken zijn gebaseerd op de damwand - proﬁelen die gangbaar/beschikbaar waren op het moment dat de graﬁeken werden vervaar - digd, maar sinds het verschijnen van de graﬁe - ken zijn de damwandproﬁelen verder ontwikkeld en steeds breder en dunner geworden. Dit heeft gevolgen voor de verwerkbaarheid die niet blij - ken als men uitsluitend naar het weerstands - moment kijkt. Om dit te illustreren zijn op basis van NVAF- graﬁek 06 twee berekeningen gemaakt met een wave equation model voor een damwand met W = ca. 1.800 cm!, lang 18 meter. De eerste be - rekening betreft het proﬁel AZ18 dat gangbaar was op het moment dat de graﬁek werd vervaar - digd. De tweede berekening betreft AZ18-800 zoals dat recent op de markt is gekomen. Beide planken zijn weergegeven in ﬁguur 6. Er is gekozen voor een hoogfrequent trilblok met een slagkracht van 1950 kN. De β waarde is gesteld op 0,26 (enigszins arbitrair, er is na - melijk verder niets bekend over het zand). De berekeningsresultaten zijn zichtbaar in ﬁguur 7, waarin de SRV (ult. capacity) in kN en de pe - netratiesnelheid in sec/m is uitgezet tegen de diepte. Het verschil is opmerkelijk: de omtrek van de nieuwe plank is ca. 20% groter dan de oude plank, hetgeen leidt tot een ca. 20% grote - re SRV. Het verschil in penetratietijd in de buurt van de maximale diepte is echter bijna een fac - tor 2,5! Dit eenvoudige voorbeeld geeft aan dat de slankheid van de plank (omtrek gedeeld door het staaloppervlak) van bijzonder grote invloed is op de intrilbaarheid. Dit voorbeeld illustreert dat de bestaande NVAF graﬁeken nog wel gebruikt kunnen worden, maar dat uitsluitend het weerstandsmoment niet voldoende is om tot een goede risico- inschatting te komen. Bij het gebruik van slan - kere proﬁelen zal de ingang van de graﬁek moe - ten bestaan uit een ﬁctief gereduceerd weer - standsmoment. In deze reductiefactor dient dan de slankheid van de plank moeten worden mee - genomen, bijvoorbeeld als volgt: In het bovengenoemde voorbeeld bedraagt Wingang dan 1641 cm 3 in plaats van de werkelijke 1840 cm 3 . Benadrukt wordt dat bovengenoemde formule een eerste aanzet is voor een aangepast gebruik van de NVAF graﬁeken. Dit aspect dient nog verder onderzocht te worden. Wellicht voor een volgende druk van het handboek! Empirische formules Voor het bepalen van de capaciteit van tril- en drukmaterieel worden in CUR 166 empirische formules gegeven. Voor het heien van damwand wordt in CUR 166 ‘Damwandconstructies’ geen formule gegeven. Hiervoor zou men gebruik kunnen maken van de vuistregel die wordt ge - geven in ‘Handboek funderingstechnologie’ [3] van PREPAL wordt gegeven voor het heien van prefab betonpalen. Volgens genoemde publica - tie dient het valgewicht 50 à 100% van het paal - gewicht te bedragen. Gezien de regelbaarheid van zowel diesel- als hydraulische blokken is het raadzaam om te kiezen voor een blok met een valgewicht dat ongeveer gelijk is aan het plankgewicht. Men kan het heiwerk starten met kleine valhoogte en deze indien dat nodig blijkt opvoeren. Tot slot In het handboek zijn zo veel mogelijk bestaande kennis en ervaringen gebundeld. Heien en tril - len blijft echter een speciﬁek vakgebied binnen de geotechniek, waarbij ervaring een zeer be - langrijk aspect is. Zoals in de leercyclus is aan - gegeven is het continu verzamelen, goed docu - menteren en toepassen van die ervaringen van zeer groot belang. Alleen dan kan sprake zijn van een gecontroleerd ontwerp- en uitvoerings - proces. Literatuur - Hei- en trilbaarheid palen en damwanden, special Geotechniek, geotechniekdag, 19e jaargang (2015). - CUR 166; damwandconstructies; 6e druk, juli 2012. - Handboek funderingstechnologie’ van PREPAL Figuur 7 - Resultaat wave equation programma. geotechniek _December_2016_v1.indd 12 28/11/2016 15:48 14 GEOTECHNIEK - December 2016 Inleiding Het sluizencomplex in IJmuiden bestaat op dit moment uit een drietal sluizen: de Zuidersluis, de Middensluis en de Noordersluis. Deze laatste sluis is de grootste van de drie met kolkafmetin - gen van 400m lang, 50m breed en 15m diep en is in 1930 ofﬁcieel geopend. Om de haven van Am - sterdam verder te kunnen laten groeien in capa - citeit voor vracht en passagiers (cruiseschepen) was het wenselijk om de Noordersluis eerder te vervangen. Daarnaast is de Noordersluis aan het einde van de levensduur en tijdens de Twee - de Wereldoorlog beschadigd. Daarom is in 2009 besloten om de Noordersluis te vervangen door een nieuwe, grotere sluis. De aanbesteding van het DBFM-contract is gestart in 2015 en in de zomer van 2015 door Rijkswaterstaat gegund aan aannemersconsor - tium OpenIJ, bestaande uit BAM en VolkerWes - sels als hoofdaannemers voor het civiele deel en Boskalis en Van Oord als onderaannemers voor het GWW-deel. OpenIJ is verantwoordelijk voor het ontwerpen, bouwen, ﬁnancieren en gedurende 26 jaar onderhouden van de nieuwe zeesluis. De nieuwe zeesluis wordt 500m lang, 70m breed en 18m diep en wordt daarmee de grootste zeesluis ter wereld. Na een jaar voorbereiding (ontwerp en bouwrijp maken bouwterrein) is de bouw afgelopen zo - mer gestart. Ontwerp De nieuwe zeesluis wordt gebouwd ten zuiden van de Noordersluis en tussen de Midden- en Noordersluis in (zie Figuur 1), waarbij de af - stand tot deze bestaande constructies relatief klein is. Daarnaast wordt de primaire water - kering gekruist. Gezien de kwetsbaarheid van deze constructies en het feit dat ze gedurende de bouw in bedrijf moeten blijven is de invloed op de bestaande sluizen een belangrijke rand - voorwaarde voor het ontwerp. Daarbij komt dat het gebied rond het sluizencomplex gevoelig is voor zettingsvloeiingen. Dit wordt enerzijds ver - oorzaakt door de van nature aanwezige zoge - naamde Spisulazandlagen èn doordat de Noor - der- en Middensluis in een open bouwkuip zijn gebouwd die na gereedkomen van de construc - ties is volgestort met losgepakt zand. Aange - zien trillingen door de bouw zettingsvloeiingen kunnen veroorzaken is voor het ontwerp van de nieuwe sluis het motto “diepwand tenzij” gehan - teerd. De kolkwanden, de noordelijke wand van Nieuwe zeesluis IJmuiden ing. A. Feddema Specialist geotechniek OpenIJ ir. G. Peeters Geotechnisch ingenieur OpenIJ Figuur 1 - Situatietekening. Figuur 2 - Afbeelding sluis met constructieonderdelen. geotechniek _December_2016_v1.indd 14 28/11/2016 15:48 15 GEOTECHNIEK - December 2016 Samenvatting Rijkswaterstaat heeft de bouw van de nieuwe zeesluis IJmuiden bij de in - gang van het Noordzeekanaal gegund aan aannemersconsortium OpenIJ. In dit artikel wordt ingegaan op de belangrijkste geotechnische risico’s bij dit project; de invloed op de bestaande Noorder- en Middensluis en verwe - kingsvloeiingen door het intrillen van funderingselementen. Door OpenIJ wordt een aantal bijzondere bouwmethoden toegepast om trillingen te mi - nimaliseren en zijn veldproeven uitgevoerd om beschikbare voorspellings - modellen van trillingen en wateroverspanningen te valideren. Daarnaast wordt ingegaan op de ontwerpmethodiek van de verschillende construc - tieonderdelen en de 3D belastingsituaties. de tussendam en de fuikwand (zie Figuur 2) wor - den als diepwanden uitgevoerd. De sluishoofden worden in den droge in een bouwkuip als cais - son gebouwd en in verschillende fasen trillings - vrij pneumatisch afgezonken (zie Figuur 3). Door deze werkwijze ondervindt de omgeving zo min mogelijk hinder van de bouw van de nieuwe zee - sluis. Voor de bouwkuip van de drempel van het bui - tenhoofd is het ook noodzakelijk om de tijdelijke bouwkuipwanden trillingsvrij uit te voeren in verband met de losse aanvulzanden ter plaat - se. Hiervoor is gekozen om damwandproﬁelen in een cement-bentoniet af te hangen. Deze cement-bentonietwand staat in de waterrem - mende Eemformatie, die de onderafsluiting van de bouwkuip verzorgt. In de zo ontstane polder kan de drempel in den droge worden gebouwd. Daar waar de sluisonderdelen in het water moe - ten worden gebouwd (o.a. binnenhoofd, loswal Sluis en tussendam) is het niet mogelijk om diepwanden toe te passen en wordt gebruik gemaakt van getrilde combiwanden of dam - wanden. Bij de aansluitingen op de bestaande Noordersluis is voorzien om de buispalen van de combiwanden te boren om zo de trillingen te mi - nimaliseren. En ook de hinder voor de omgeving te beperken. Grondonderzoek De geologie ter plaatse van de Noordersluis wordt gekenmerkt door de in Tabel 1 genoemde globale bodemopbouw. In het verleden hebben op deze locatie duinen gelegen met een hoogte tot circa NAP +15m. Hierdoor zijn, met uitzonde - ring van de aanvulzanden, de grondlagen over - geconsolideerd. Het grondonderzoek van de Opdrachtgever in de planfase heeft zich geconcentreerd op de verwekingsgevoelige Spisulazandlagen. Dit was onvoldoende om een deﬁnitief ontwerp van een sluis te maken. Daarom is door OpenIJ aanvul - lend grondonderzoek (zie Figuur 4) uitgevoerd, bestaande uit: • Ruim 200 sonderingen • 14 boringen, waarvan 3 tot circa NAP -55m Tabel 1 - Geologie t.p.v. Noordersluis Grondlaag Hoofdbestanddeel Bk. laag[NAP +m] AO: Antropogene laag (aanvulzand) Zand mv. ≈ +5 Stz: Strand- en vooroeverzand Zand, matig ﬁjn, met schelpfragmenten -6 Scz1: Spisulazand 1 Zand, ﬁjn tot matig ﬁjn, schelphoudend -8 Scz2: Spisulazand 2 Zand, ﬁjn tot matig ﬁjn, schelphoudend -12 Vk/Bv: Laagpakket van Velsen / Basisveen Humeuze klei / Basisveen -17 Dz: dekzand Zand, ﬁjn tot matig ﬁjn -18,5 Bx: formatie van Boxtel Zand, matig ﬁjn. Basis: matig grof -22 Ee/Dr: Formatie van Eem / Drenthe Zand, siltig / Klei / keileem -38 Ur: Formatie van Urk Zand, matig ﬁjn – uiterst grof -42 Figuur 3 - Afzinkproces caisson. Figuur 4 - Locaties grondonderzoek OpenIJ. geotechniek _December_2016_v1.indd 15 28/11/2016 15:48 16 GEOTECHNIEK - December 2016 ter plaatse van de drempelkuip Buitenhoofd (polder) • Labtesten ontwerp zand: o CD-triaxiaalproeven bij verschillende rela - tieve dichtheden (correlatie qc-Re) o Poriëngetal (emin en emax) o Zeefkrommen en korrelvorm o Doorlatendheid • Labtesten ontwerp klei/veen: o CU-triaxiaalproeven o Oedometerproeven (bepaling OCR) o DSS-proeven o Doorlatendheid Vanwege de zettingsvloeiingsproblematiek zijn hierbij tevens een groot aantal gedraineerde en ongedraineerde anisotrope triaxiaalproeven en cyclische proeven uitgevoerd op de Spisula- en de aanvulzanden. Voor de bepaling van de sterkteparameters van de zandlagen is gebruik gemaakt van de corre - latie tussen relatieve dichtheid en de hoek van inwendige wrijving. Daarom zijn de CD-triaxi - aalproeven bij verschillende relatieve dichthe - den uitgevoerd die representatief zijn voor de betreffende zandlaag. Door de combinatie van sonderingen en de correlatie met de relatieve dichtheid kan per constructieonderdeel de re - presentatieve sterkte worden afgeleid. Een extra aandachtspunt voor het grondonder - zoek was de waterremmendheid van de Eem - formatie bij de drempelkuip van het Buiten - hoofd. Deze laag vormt de onderafsluiting van deze bouwkuip. Uit de eerste sondeerresul - taten kon op basis van het wrijvingsgetal niet goed worden bepaald hoe waterremmend deze laag was. Daarom zijn 3 diepe boringen uitge - voerd om het betreffende materiaal te kunnen beoordelen en beproeven en het ontwerp hier - op te valideren. Ontwerpmethodiek Het geotechnische ontwerp is voornamelijk uit - gevoerd met Plaxis, omdat: • Een EEM-model tot een economischer ont - werp leidt ten opzichte van een model met verende ondersteunde liggers (bijvoorbeeld D-Sheet Piling) • Een belangrijk aandachtspunt de invloed op de bestaande sluizen is. Dit aspect kan met een EEM-model meteen mee worden geno - men. • Een deel van de constructies bestaat uit kist - dammen (kistdam NO en Tussendam). Ook hiervoor is een EEM-model geschikter dan andere modellen. Daarnaast spelen 3D aspecten ook nog een rol. Zo zijn voor aanvaarbelastingen op de kolkwan - den en de tussendam 3D EEM-berekeningen uitgevoerd om een zo goed mogelijk beeld te verkrijgen van het effect van een aanvaring op de constructies. Naast aanvaarbelastingen op de wanden zijn er nog meer situatie die alleen goed in een 3D EEM-model kunnen worden be - schouwd. Hieronder worden twee voorbeelden gegeven. Deursponning Buitenhoofd De kolkwanden van de sluis zijn uitgevoerd in diepwanden met een dikte van 1,3m. De kolkwand aan de noordzijde van de sluis gaat over in de deursponning. In gesloten toestand van de deur steunt de sluisdeur aan de ene zijde af op de betonconstructie van de deurkas en aan de andere zijde op de deursponning. In tegen - stelling tot de grondkeringen ter plaatse van de kolkwand, wordt de grondkering bij de deurspon - ning belast door een watersprong van circa 20m bij het droogzetten van de tijdelijke bouwkuip. Dit maakt het mogelijk om de drempelconstructie en de aanslagen van de deur droog te bouwen. De diepwand ter plaatse van de sponning is uit - gevoerd in een dikte van 1,5m. De bouwfasering en de belastinggevallen haaks op de grondkering zijn berekend in Plaxis 2D. In Plaxis 2D is het niet mogelijk belastingen haaks op de beschouwde doorsnede, zoals de reactiekracht uit de deur, te modelleren. De reactiekrachten uit de deur zijn bij een aanvaring van de deur dusdanig groot, dat het noodzakelijk is om zo nauwkeurig mogelijk te bepalen welk deel van deze belasting naar welk onderdeel (kolkwanden, drempel en deurspon - ning) wordt afgedragen. Belastingen in de leng - terichting van de kolk zijn daarom gemodelleerd in Plaxis 3D. Het gedrag van de kolkwanden in de 3D-analy - se wordt deels bepaald door het gedrag van de diepwandvoegen. Om een realistisch gedrag van deze voegen te modelleren zijn de diepwand - voegen allereerst met een vereenvoudigd Plaxis 2D model gemodelleerd (zie Figuur 5). De diep - wand is gemodelleerd met volume elementen en de voegen door middel van interfaces. Voor de diepwandvoegen, doorlopende kopbalk en de dilataties in de kopbalk zijn materiaalsets opge - steld voor de interfaces. Op het voegenmodel is een horizontale kracht opgelegd en zijn para - meters voor de voegen getoetst. De resultaten en het vervormingsbeeld geven goede overeen - komsten met het verwachte vervormingsgedrag in de praktijk. In het Plaxis 3D model zijn de diepwanden als volume elementen gemodelleerd en de voegen als interfaces. In de berekening zijn de verschil - lende belastingen van één belastingcombinatie per fase aangebracht om de exacte invloed op de resultaten te kunnen interpreteren per be - lasting. Op deze wijze is ook per belasting de afdracht van belasting naar de kolkwand, de drempel en de grond ter plaatse van de spon - ning beschouwd. Deze resultaten zijn de input geweest voor het constructieve model. In Figuur 6 zijn de vervormingen van de wand van de sluistoegang, de deursponning, drempel en kolkwanden weergegeven voor de situatie bij een aanvaring van de buitendeur vanaf de zee - zijde. Hierin is duidelijk de invloed van de diep - wandvoegen te zien op de verplaatsingen in de kolkwanden (rechterzijde van Figuur 6). Sluishoofden De sluishoofden zijn zware betonnen construc - Figuur 5 - Plaxis 2D-model voegen. geotechniek _December_2016_v1.indd 16 28/11/2016 15:48 17 GEOTECHNIEK - December 2016 ties waar de deur in rijdt als de sluis opent. De constructie wordt met de caissonmethode pneu - matisch op diepte afgezonken. Bij een gesloten deur wordt de constructie belast door de reac - tiekracht uit de deur, daarnaast moet de con - structie hoogwater keren. Ter plaatse van het Buitenhoofd is een enkele deurkas gesitueerd, ter plaatse van het Binnenhoofd is een operati - onele deurkas en een onderhoudsdok aanwezig. Het onderhoudsdok kan nat of droog staan. Vanwege het asymmetrisch aangrijpen van de belastingen is de stabiliteit van het caisson in Plaxis 3D berekend (zie Figuur 7). Er bevindt zich een sprong in maaiveldniveaus en water - standen rondom de deurkas en de reactiekracht van de deur grijpt ver uit het hart van de con - structie aan. Daarnaast is een eindige elemen - ten berekening in 3D een goede methode om de vervormingen in de verschillende belastingcom - binaties te beschouwen. Verwekingsvloeiing Door het trillen van funderingselementen wordt de grond cyclisch belast. Afhankelijk van de grondeigenschappen en diepte verweekt de grond bij een bepaald aantal cycli. Dit is ook afhankelijk van de energie (slagkracht trilblok) die het trilblok de grond in stuurt. Deze bepaalt namelijk de versnelling van een gronddeeltje. Het aantal cycli waarmee de grond wordt belast is afhankelijk van de frequentie van het trilblok en de triltijd. Voor het berekenen van de versnellingen in de ondergrond wordt gebruik gemaakt van het mo - del uit CUR166 [1]. Om versnellingen naar wa - teroverspanningen om te rekenen wordt het mo - del van Seed en Rahman [2] gebruikt. De basis van dit model is de ontwikkeling van waterover - spanningen in een cyclische (triaxiaal) test of cyclische DSS test. De wiskundige beschouwing van dit model en de methodiek van de analyse is beschreven in [2]. Veldproeven Om het trillingsmodel uit CUR166 en het mo - del van Seed en Rahman te valideren zijn door OpenIJ proeven uitgevoerd in zowel de aanvul- als de Spisulazanden. Hierbij zijn tijdens het intrillen of heien van diverse funderingselemen - ten trillingen en wateroverspanningen gemeten op verschillende afstanden tot deze funderings - elementen. Voor de proeven wordt onderscheid gemaakt tussen de heiproef “water” en de heiproef “land”. Bij de heiproef “water” zijn de trillingen en wateroverspanningen gemeten in de eerste Spisulazandlaag; bij de heiproef “land” is dit gedaan voor de aanvulzanden. Aangezien de wanden die in het water zullen worden aange - bracht bestaan uit combiwanden zijn tijdens de heiproef “water” vanaf het water een drietal sta - len buispalen geïnstalleerd waarbij zowel een hoog- als een laagfrequent trilblok is gebruikt en de eerste buispaal is nageheid met een hy - NIEUWE ZEESLUIS IJMUIDEN Figuur 6 - Plaxis 3D-model verplaatsingen rond sponning Buitenhoofd bij aanvaring deur. Figuur 7 - Plaxis 3D-model verplaatsing Binnenhoofd bij aanvaring deur Figuur 8 - Heiproef water. geotechniek _December_2016_v1.indd 17 28/11/2016 15:48 18 GEOTECHNIEK - December 2016 draulische heihamer. Voor de tussenplanken zijn zowel AZ- als PU-proﬁelen ingetrild. Daar - naast zijn ter referentie ook nog een aantal AZ- damwandproﬁelen ingetrild. Voor de heiproef “land” is gekozen om AZ-dam - wandproﬁelen in de aanvulzanden in te trillen. Dit wordt in werkelijkheid niet gedaan. De tril - werkzaamheden in de aanvulzanden vinden voornamelijk op het water plaats. Op het water zijn echter geen locaties te vinden waarin kan worden getrild in de aanvulzanden zonder in - vloed op de bestaande sluizen. Daarom is deze proef op het land uitgevoerd op een stuk land ten noorden van de Noordersluis. In Figuur 8 is een foto van de opstelling van de heiproef “water” weergegeven. Aan de linker - zijde van de foto zijn goed de buispalen van de combiwand te zien die zijn ingetrild en nageheid (meest linker buispaal) en ingetrild (overige 2 buispalen). Rechts daarvan zijn de 5 damwand - planken te zien die zijn ingetrild. In Figuur 9 is de opstelling van de heiproef “land” te zien. Op de voorgrond wordt de eerste van de twee AZ-proﬁelen ingetrild. Duidelijk is al het ontstaan van een zakkingstrog te zien. Op de achtergrond zijn ter plaatse van de zwarte cilin - ders trillings- en waterspanningsmeters in de losgepakte aanvulzandlaag geplaatst. In Figuur 10 is de situatie weergegeven als de damwandplank door de aanvulzanden heen is getrild. De wateroverspanningen zijn zo groot dat het overspannen water-zandmengsel een uitweg naar het maaiveld zoekt door zwakke plekken, waaronder oude sondeergaten. De ge - meten wateroverspanningen zijn gelijk korrel - spanningen, zodat het zand op de diepte waarop wordt gemeten volledig verweekt is. Met de meetresultaten van beide trilproeven zijn met het predictiemodel van trillingen en water - overspanningen postdicties gemaakt, zodat het effect van de trillingen en wateroverspanningen beter kan worden voorspeld. Daarnaast is een beter inzicht verkregen in de effecten van het gebruikte materieel op de inbrengbaarheid en het trillingsniveau. Gebleken is dat het voorspellen van waterover - spanningen in de aanvulzanden lastig is. Om dit beter te krijgen zijn aanvullende metingen uit - gevoerd bij een verdichtingsproef. Het doel van deze proef was om te bepalen welke verdich - tingsmethode om de aanvulzanden te verdichten het beste is. Dit is noodzakelijk om voldoende sleufstabiliteit te verkrijgen op de locaties waar CB- en diepwanden worden gegraven. In Figuur 11 is één van de gebruikte trilnaalden weerge - geven die is getest bij de verdichtingsproef. Met de analyse van deze proefresultaten kan het voorspellingsmodel van trillingen en water - overspanning verder worden verbeterd. Hier - mee wordt de kans op schade aan de bestaande Noorder- en Middensluis door trillingen of wa - teroverspanningen verder beperkt evenals de kans op zettingsvloeiing van met name de pri - maire waterkering. Met als uiteindelijke doel: het in gebruik nemen van de nieuwe zeesluis in het najaar van 2019. Literatuur: [1] CUR166, Damwandconstructies, deel 2 [2] Meijers, P., Settlement during vibratory sheet piling, PhD-thesis, TU Delft, 2007 Figuur 11 - Verdichtingsnaald verdichtingsproef. Figuur 9 - Heiproef land. Figuur 10 - Spuiten zand-water mengsel heiproef land. geotechniek _December_2016_v1.indd 18 28/11/2016 15:48 29 GEOTECHNIEK - December 2016 Staalvezelgewapend Onderwaterbeton Ir. Marjorie Greveling-de Vos Advin Ontwerpmanager Bouwcombinatie Dura Vermeer-Besix Ir. Arjen Ramkema Advin Lead Engineer Geotechniek Ir. Jeroen Meijdam Advin Lead Engineer Inleiding In Leiden wordt momenteel niet de grootste, maar wel de diepste garage van Nederland gebouwd. Combinatie Parkeergarages Leiden, bestaande uit Dura Vermeer- Besix won begin 2014 de aanbesteding voor dit imposante pro - ject. Royal HaskoningDHV is als adviesbureau ingeschakeld voor het uitwerken van het con - structief ontwerp. De grote bouwkuip, waarin uiteindelijk 7 par - keerlagen worden gehuisvest, kenmerkt zich door de ronde vorm waarbij gesegmenteerde diepwandpanelen in een diameter van 60 m ongestempeld op ringdruk komen te staan. Deze diepwandpanelen hebben zowel een tij - delijke als definitieve grond- en waterkerende functie. Staalvezels vs traditioneel gewapend onderwaterbeton Een ongewapende onderwaterbetonvloer is door de hoge waterdrukken en ontgravings - diepte voor deze situatie technisch niet uit - voerbaar. De maximale boordiepte van het in te zetten equipment van Bauer Funderings - technieken zat met een diepte van bijna 60 meter aan haar grens. Daarnaast bleek dat bij de optredende waterdruk het kluitgewicht maatgevend werd. De bouwcombinatie heeft twee varianten vergeleken. De benodigde con - structieve dikte van het onderwaterbeton is bij zowel wapening met korven als met staalve - zels vergelijkbaar, in dit geval 1,0 meter dikte in het midden en 1,40 m in de randzone. De toepassing van staalvezels bleek zowel uit - voeringstechnisch als financieel een aantrek - kelijke oplossing ten opzichte van traditionele wapening. Gecombineerde Poerfundatie Op het dak van de garage komt een 1,5m dik grondpakket, daarnaast moet rekening worden gehouden met een belasting van een jaarlijks terugkerend evenement tijdens het Leidens ontzet (20 kN/m2). De fundatie van de kolom - men in de garage was mede door deze zware bovenbelasting een hele opgave. De kolommen Figuur 1 - Doorsnede parkeergarage Lammermarkt. Tabel 1 Traditionele wapening SV-OWB Vloer draagt door de ronde vorm in twee richtingen. In twee richtingen hoofdwapening in boven en ondernet. Fabrice - ren van korven is ivm benodigde laslengtes erg lastig. Staalvezels werken alzijdig. Plaatsingstolerantie gewi-ankers Gevoelig ivm sparingen in korven. Geen. Materiaal SVB heeft een hoge herver - delingscapaciteit ten opzichte van paalmis - standen. Bouwtijd Intensief, ivm nauwkeurig afzin - ken van wapeningskorven. Gunstig, staalvezels zit - ten in betonmengsel. Kosten Minimaal R25-250 4 lagen, geeft ca 80-90 kg/m3 35 kg/m 3 staalvezels geotechniek _December_2016_v1.indd 29 28/11/2016 15:49 30 GEOTECHNIEK - December 2016 Samenvatting In de ronde parkeergarage Lammermarkt te Leiden is een gecombi - neerde poerfundatie toegepast bestaande uit staalvezel gewapend on - derwaterbeton met aanvullend nog traditionele wapening. De uitvoe - ringsomstandigheden waren voor deze toepassing dermate uniek dat een praktijkproef is opgetuigd waarmee de betrouwbaarheid van de toe - passing van staalvezels kon worden bevestigd. In het ontwerp is gerekend met slippende gewi-ankers. De vervormingen van de onderwaterbetonvloer zijn tijdens droogzetten van de bouwkuip in beeld gebracht door middel van 4 SAAF-meetslangen. Hieruit kon wor - den geconcludeerd dat het staalvezelbeton aan de randen los komt door krimp, maar desondanks wordt vastgehouden op het aansluitvlak met de diepwand. dienen op ﬂinke poeren gefundeerd te worden. Een deel van de poeren kon in de kelder onder het laatste deel van de wokkel worden opge - nomen. Voor ca 500 m2 van de funderingspoe - ren was dit niet mogelijk en is een koppeling gemaakt met het onderwaterbeton om de poer in het onderwaterbeton op te kunnen nemen. Voor de poerfundatie in het onderwaterbeton moest naast de staalvezels ook traditionele wapening worden opgenomen. Praktijkproef staalvezelbeton. De ervaring met de toepassing van staalve - zelbeton was beperkt en al helemaal op 24 m diepte en in combinatie met 6 lagen wapening. Men stelde vraagtekens bij de uitvoeringsri - sico’s. Aan de hand van een proefstort is meer inzicht verkregen in het gedrag van het staal - vezelbetonmengsel voor en tijdens het storten. De volgende aspecten zijn uitgelicht. - Vezelverdeling bij verpompen over langere afstand. - Variatie in vezelverdeling bij onderwater stort. - Variatie in vezelverdeling rond de wapening. Er is een proefopstelling opgebouwd waarin alle omstandigheden zo goed mogelijk, één op één, zijn nagebootst. In een kist van ca 6,0 m bij 2,0 m zijn 4 stuks ankers met 6 lagen wa - pening rond 40 mm geplaatst op een grindbed. Het SVB is via een 25m pomp in een hoek in de kist gestort. Via plexiglas werd zichtbaar hoe het mengsel onder water rond de wapening stroomt. Vervolgens is de temperatuurontwik - keling met rijpheidscomputers vastgelegd. De staalvezels zijn met een transportband aan de mixer toegevoegd. Om te controleren of de vezels goed in de mixer verdeeld worden, zijn monsters genomen bij aanvang stort, halver - wege en van het laatste beton uit de mixer. Daarnaast zijn er ook monsters genomen voor en na de pomp. Men heeft via wash-outs van deze mengsels de vezels geteld. Figuur 2 - Bekisting proefstort met plexiglas venster. Figuur 3 - Gelijkmatig verdeelde staalvezels bij proefstort. Figuur 4 - Volledig omsloten wapening door staalvezelbeton. geotechniek _December_2016_v1.indd 30 28/11/2016 15:49 31 GEOTECHNIEK - December 2016 STAALVEZELGEWAPEND ONDERWATERBETON Na verharding zijn boorkernen genomen en is het proefstuk gesloopt. Van de boorkernen en brokstukken is visueel geanalyseerd hoe de vezels in het beton verdeeld zijn. Naar aanleiding van de resultaten van de proef zijn de volgende conclusies getrokken: - Het mengsel verdeelt zich goed rond de wa - pening. Er zijn geen ophopingen van staalve - zels aangetroffen. - Zowel aan het begin als het eind van de stort lijken de staalvezels op het oog gelijkmatig verdeeld over het beton. - De pomp heeft geen invloed op de vezelver - deling. - Uit de wash-outs blijkt dat de vezels niet ge - lijkmatig verdeeld uit de mixer komen. Naar aanleiding van de resultaten van de proef heeft Cementbouw de mengprocedure aan - gepast. De vezels zijn tijdens de stort bij het vullen van de mixer uit de silo direct aan het mengsel toegevoegd. Slippende ankers Eén van de grootste uitdagingen die het ont - werpteam heeft bezig gehouden is de vraag of het onderwaterbeton langs de diepwand vast zou blijven zitten of niet. Rekenkundig is van twee uiterste uit gegaan, volledig vast en vol - ledig los. Deze twee scenario’s leiden tot ver - schillende verdelingen van de ankerkrachten over de ankerpalen. Uitgaan van een OWB- vloer die langs de diepwand zou glijden, re - sulteert in een vrijwel gelijkmatige verdeling van de ankerkrachten over alle ankers. In het tweede scenario blijft de OWB langs de rand hangen aan de diepwand, waardoor de diep - wand een bijdrage gaat leveren aan vasthou - den van de OWB-vloer en de ankers gemiddeld genomen ontlast worden. Deze ontlasting was in dit geval echter niet gelijkmatig verdeeld. De eerste vier rijen an - kers kort op de diepwand werden hierbij 75 tot 25% ontlast. In het midden van de vloer was geen effect meer merkbaar, maar in een zone hiertussen van wederom ca. vier rijen ankers moet nu een kromming in de OWB-vloer ge - trokken worden waardoor bij deze ankerrijen in dit scenario de ankerkracht met ca. 5 à 10% toenam, boven waarde van een gelijkmatig verdeelde ankerkracht. Er is in het ontwerpteam hierop enige discus - sie ontstaan of de verankering nu gewoon op deze hogere krachten gedimensioneerd moest worden, of dat er enige mate van herverde - lingscapaciteit in het systeem aanwezig was, en zo ja, hoe deze dan in het ontwerp mee - genomen kon worden. Hierop is het idee ont - staan om met “slippende ankers” te rekenen. Het is gebruikelijk om aan groutankers een lineaire veerstijfheid toe te kennen, waardoor in de constructieve modellen de krachten in deze ankers uit kunnen stijgen tot boven het draagvermogen. Het anker is dan “rekentech - nisch bezweken”. Door deze aanpak is her - verdeling van krachten binnen het model niet mogelijk en wordt dus enige extra veiligheid Figuur 5 - 3D Weergave palenplan. Figuur 6 - Verticale vervorming OWB-vloer van rand naar midden (de terugvallen in de lijn zijn de bevestigingen op de vloer) geotechniek _December_2016_v1.indd 31 28/11/2016 15:49 32 GEOTECHNIEK - December 2016 ingebouwd, die dus gewoonlijk aanwezig is en deels verdwijnt wanneer je de ankers als bili - neaire veren (slippend) modelleert. Omdat dit een toch een afwijking is van het - geen “te doen gebruikelijk is” is er in het ont - werpteam wel enige discussie geweest of dit een verantwoorde keuze was maar door een combinatie van redenen is besloten deze opti - malisatie wel door te voeren. - Op de staaldoorsnede van de ankerpalen was voldoende marge aanwezig om ook de hogere ankerkrachten op te nemen; - Bij het geotechnisch draagvermogen is het kluitgewicht, en niet slip bepalend. Doordat het totale kluitgewicht van alle ankers geza - menlijk niet afhankelijk is van het scenario, is herverdeling van dit kluitgewicht aanne - melijk; - De OWB-vloer is met staalvezels versterkt waardoor deze ook enige herverdelingsca - paciteit heeft; - De CUR 77 gaat in principe uit van lineaire veren, maar laat wel de ruimte voor andere benaderingen. Doordat zeker in dit scenario, met een OWB vloer die vast blijft zitten aan de diepwand, de benadering met een laag aangehouden veer - stijfheid maatgevend was, is in de modellering aangenomen dat de ankers pas bij een hoge vervorming van ca. 60 mm zouden gaan slip - pen. Hierdoor vond in het model enige herver - deling plaats waardoor de ankers kort op de rand meer werden uitgenut en een iets hoger moment in de OWB-vloer werd aangetroffen hetgeen opneembaar was. Monitoring stijfheid fundatie Door de autogene krimp van het onderwater - beton zal bij aanvang van het droogpompen een kier van ca. 7 mm op de voeg aanwezig zijn. De mate waarin het onderwaterbeton langs de diepwand omhoog zal schuiven wordt door een aantal aspecten bepaald. - Krimp van het onderwaterbeton - Zetting van de diepwand. - Relaxatie van de diepwand in tangentiele richting, (verkleining van de cirkel), door toenemende ringdruk. - Omhoog komen van het OWB door rek in de gewi-ankers en heffing van de bodem. - Mate van oneffenheden op het grensvlak en daarmee de wrijvingsweerstand. Met behulp van 4 stuks SAAF(ShapeAccelArray/ Field) meetslangen, van firma Inventec., bleek het mogelijk om over 2 assen de verticale verplaatsing te meten van het OWB, vanaf de rand tot aan het midden van de vloer. Een SAAF bestaat uit een aantal onderling in alle richtingen scharnierend aanééngekoppelde sensorelementen. Elk element bevat een multi-axiale accelerometer op basis van de meest geavanceerde MEMS-chiptechnologie. Hierdoor werkt elk element als een uiterst nauwkeurige inclinometer die in elke wil - lekeurige richting de hoekverdraaiing meet. Elke meetslang wordt gemonteerd met beu - gels op de vloer en heeft een vast eerste refe - rentiepunt aan de diepwand. Ondanks de grote diepte van 24 meter onder de waterspiegel kon met dit systeem real-time, binnen 0,5 mm nauwkeurig de vervormingen van het OWB in beeld worden gebracht. In figuur 6 zijn de verplaatsingen, zoals ge - meten met een van SAAF. Over de horizontale as is het verloop in de tijd gegeven, over de vertikale as de verplaatsing. De meetwaarden zijn genomen tijdens het leegpompen van de bouwput. Duidelijk is te zien dat op de 9e fe - bruari geprobeerd is om de put leeg te pom - pen, maar dat deze poging gestopt is. Vanaf 8 maart is, in een periode van enkele weken de put daadwerkelijk leeggepompt. De meetgegevens zijn na afloop vergeleken met de waardes uit de berekening van het OWB (SLS). De verplaatsingen in het midden van de vloer bedroeg ca 34 mm en komen orde grote overeen met de uitkomsten van het OWB model, model A stijve veren. De verplaatsin - gen ter plaatse van de buitenste rij ankers be - droeg ca 7 mm. Daaruit kan worden geconclu - deerd dat het staalvezelonderwaterbeton aan de randen los komt, maar desondanks wordt vastgehouden of zichzelf al snel vast klemt. Daarnaast kan worden geconcludeerd dat de ankerstijfheid conservatief is aangehouden en dat slip van de anker niet is opgetreden. Figuur 7 - PG Lammermarkt na droogzetten bouwkuip. Betrokken partijen: Opdrachtgever Gemeente Leiden Opdrachtnemer Combinatie Parkeergarages Dura Vermeer-Besix Constructief Ontwerp Royal HaskoningDHV / Advin / Besix Engi - neering Departement – Design Leverancier beton Cementbouw Leverancier staalvezels Bekaert Gewi-ankers Bauer Funderingstechniek Monitoring Prisma Meten + Strukton Maatvoering & Monitoring SAAF Inventec geotechniek _December_2016_v1.indd 32 28/11/2016 15:49 42 GEOTECHNIEK - December 2016 Op dit moment wordt door een aantal Neder - landse aannemers en ingenieursbureaus de laatste hand gelegd aan de bouw van een nieu - we kademuur op een steenworp afstand van het Olympisch park in Londen. Het project dat begin 2015 op de markt kwam is door Gebr. van’t Hek BV als hoofdaannemer verworven van een par - ticuliere opdrachtgever die projecten door heel Europa ontwikkelt. De opdrachtgever wilde graag een Nederland - se partij laten meedingen naar de opdracht omdat men onder de indruk was van water - bouwkundige projecten die in Nederland en door Nederlanders worden opgeleverd en was bovendien door haar (Nederlandse) adviseurs gewezen op de coöperatieve houding van Ne - derlanders in tenders en tijdens de uitvoering van projecten. Zodoende is het Nederlandse maar ook internationaal opererende ingeni - eursbureau Crux Engineering betrokken aan opdrachtgevers zijde. Het project betreft het ontwerp en de aanleg van 1045 m kade rondom het gebied genaamd Strand East, een oud industrie gebied in de Dock Lands van Oost Londen. De te realiseren kade vormt de begrenzing met de River Lea and Three mills River een zij kanaal en rivier van de Thames. Na het verkrijgen van de opdracht begin april 2015 diende direct met de verdere uitwerking van het aanbiedingsontwerp begonnen te wor - den. Reeds gedurende het maken van het aan - biedingsontwerp en de tenderdialogen kwamen de (soms genuanceerde) verschillen in wet en regelgeving maar vooral ook in cultuur aan het licht. Ten tijde van de tender maakte het Ver - enigd Koninkrijk nog deel uit van de EU, er is echter veel aversie te merken tegen de Euro - codes en net als in Nederland zorgt een Natio - nale Annex ervoor dat er veel bij het oude blijft, hier moest dus worden omgeschakeld. Bij het ontwerp is gebruik gemaakt van de Britse te - genhanger van onze CUR 166, de Ciria C580. Later bij het maken van het deﬁnitief ontwerp is ook gewerkt met BD42/00, de Britse norm voor wegontwerp en is het hele ontwerp getoetst aan CDM 2015, hierbij wordt gekeken naar persoon - lijke veiligheid in gebruiks- en uitvoeringsfase. Een ander verschil is dat de referentie periode voor een ontwerp in Groot-Brittannië 120 jaar bedraagt waardoor er met hogere partiële vei - ligheidsfactoren gewerkt dient te worden dan in Nederland gebruikelijk is. Tijdens de tenderdialoog bleek de Nederland - se delegatie (veel) kleiner dan door de Britten werd verwacht. Verder leidde een Nederlandse “stoere” foto tot enig onbegrip bij hen. (Figuur 1) Een vonkenregen is nou niet echt iets dat bij de Britse veiligheidscultuur past en versterkte het Cowboy Imago van ons als Nederlanders. Kademuur Strand East Londen Ing. Patrick IJnsen MBA Figuur 1 - Een foto die tijdens de tender dialogen veel stof deed opwaaien. Figuur 2 - Werken met een Silent Piler . geotechniek _December_2016_v1.indd 42 28/11/2016 15:49 43 GEOTECHNIEK - December 2016 In de tender data roam waren veel zogenaamde Borehole logs aanwezig waarvan bij vele geen (en ook zeker niet van iedere laag) SPT slagdi - agrammen aanwezig waren. Wel waren er van enkele lagen ongeroerde monsters gestoken die aan triaxiale proeven onderworpen waren en ook waren er van de zogenaamde “river-terrace” laag zeefkrommes aanwezig waardoor een idee gevormd kon worden van de bodem opbouw. Om meer gevoel te krijgen bij de bodem opbouw wilde wij (als Nederlanders) toch graag sonde - ringen zien. Dit wilde de klant graag voor ons organiseren maar de wachttijd om sonderingen uitgevoerd te krijgen op de locatie bedroeg vol - gens de projectmanager van onze klant en de projectmanager van de Principal Contractor (de aannemer de verantwoordelijk is voor Veiligheid Gezondheid en Milieu in en om het bouwterrein) zes weken. Zoveel tijd was er niet omdat het de - ﬁnitieve ontwerp binnen 8 weken gerealiseerd diende te worden. Het uitnodigen van GSNED uit Nederland bood hier uitkomst, binnen een week waren de sonderingen uitgevoerd en kon het grondproﬁel met een “vertrouwd gevoel” wor - den opgesteld. In de sonderingen was de zogenaamde “river terrace” duidelijk te onderscheiden een zande - rige grindlaag met een dikte van 2,0 tot 5,0 m waar de damwand zijn inklemming zou vinden en ook eventueel in verankerd zou kunnen wor - den. Een damwand hierin trillingsvrij installeren (zoals gebruikelijk in Londen) vraagt wel de no - dige expertise. (Figuur 5) Het uitgangspunt van de klant betrof een kader - muur uitgevoerd als vrij uitkragende of veran - kerde stalen damwand met betonsloof. Gezien de gemiddelde kerende hoogte van 3,5 tot 5,5 m waarbij de damwand ca. 0,00 tot 2,70 m boven de waterlijn uitsteekt, bleek een onverankerde damwand al gauw onmogelijk. Aan de posi - tie van de verankering zelf werden echter ook strenge eisen gesteld, de verankering mocht namelijk niet onder bestaande of in de toekomst te realiseren gebouwen worden geplaatst waar - door verankering in een zone van 8 tot 10 m ach - ter de kade gerealiseerd moest worden. Omdat de bestaande constructie deel uitmaakt van de Flood Defence van Londen, mocht tijdens de uitvoering in principe het top niveau van de doorgaande Flood Defence van 5,5 +AOD niet doorbroken worden. De nieuwe constructie dient opgeleverd te worden op dit niveau, echter dient in het ontwerp rekening gehouden te worden met een toekomstige verhoging tot 6,20 +AOD. Als laatste diende bij het ontwerp rekening ge - houden te worden met de positie van het dam - wand ten opzichte van de bestaande (vervallen) kades, “online” oftewel op de lijn van de be - staande kade, dit betekende dat de bestaande kade eerst gesloopt zou moeten worden alvorens de nieuwe kade kon worden aangebracht. Om tijdens de sloop de “Flood Defence” te kunnen waarborgen, en de sloopwerkzaamheden te faci - literen was een tijdelijke damwand noodzakelijk. Een ander deel van de nieuw te realiseren kade mocht ofﬂine worden geplaatst waardoor de nieuwe damwand op 1,0 m voor de bestaande kade geplaatst mocht worden hierna kon de bestaande kade worden gesloopt om ruimte te maken voor de verankering. De randvoorwaarden van het ontwerp, zoals levensduur, ontwerppuntniveau en trillingsvrij installeren vroegen om een dikwandig robuust damwand proﬁel. De begaanbaarheid van het terrein en de grote waterstandsverschillen over een deel van het traject dat onderhevig is aan eb en vloed leidden tot de keuze van installatie van de deﬁnitieve damwand met behulp van een Silentpiler (Figuur 2). Als damwandproﬁel is gekozen voor een Larssen L24 12/12 met een lengte van 11,0 m. Dit proﬁel heeft een breedte van slechts 500 mm waardoor minder wrijving bij Gebr. van’t Hek legt momenteel de laatste hand aan 1045 m kademuur in Oost-Londen in het Verenigd-Koninkrijk De kadeconstructie is opge - bouwd uit stalen damwandplanken met een lengte van 11,0 m sonisch geboorde groutankers met een lengte van 9 tot 11 m en prefab betonnen deksloven. Het project is door Gebr. van’t gerealiseerd met behulp van zowel Nederlandse als Britse onderaannemers en ingenieursbureaus, de belangrijkste rol in ontwerp en uitvoering was hierbij wel voor de Nederlandse partijen weggelegd de Britse partijen boden vooral onder - steuning met het vinden van de weg in de Britse Bouw Cultuur. In het najaar van 2015 is reeds een artikel over dit project verschenen in het blad Civiele Techniek Samenvatting Figuur 3 - De ABI Silent Press werkend vanaf een Ponton . geotechniek _December_2016_v1.indd 43 28/11/2016 15:49 44 GEOTECHNIEK - December 2016 het inbrengen zal ontstaan. Door de dikke wand is het proﬁel bestand tegen knikken en voldoet het ook aan de eisen met betrekking tot corrosie in een potentieel agressief milieu (oude industrie locatie) en op de water-wind lijn. In het ontwerp is als hulpmethode het voorboren van het dam - wandscherm tot puntniveau voorzien. Dit in te - genstelling tot het in UK veel toegepaste “water jetting” dit leekt vanuit onze optiek echter niet de beste wijze om een grindlaag te penetreren. De tijdelijke damwand werd geïnstalleerd met een ABI sheet pile press systeem waarmee vier in elkaar geschoven enkele AZ 18 planken ge - lijktijdig ingedrukt kunnen worden. (Figuur 3) De uitdaging in het anker ontwerp en de uitvoe - ring hiervan betrof wederom de “river-terrace” laag, die in sommige gebieden zeer dun is; slechts 2,0 m,(Figuur 6 en 7) waardoor grou - tankers onvoldoende capaciteit zouden hebben. Ook door onderlinge invloed van de ankers op el - kaar omdat de ankers op een h.o.h. afstand van slechts 1,0m werden geplaatst. Bovendien zou de retourspoeling die nodig is voor het installeren van groutankers leiden tot grote hoeveelheden af te voeren potentieel vervuilde boorspoeling. De sonische schroefankers gemaakte door High 5 Solutions, hebben een schroefblad diameter van 400 mm en worden met beperkte toevoeging van grout geïnstalleerd. Om de levensduur van de ankers in het agressieve milieu te kunnen garan - deren, is het anker element uitgevoerd als GEWI- staaf met overdikte ten behoeve van corrosie. Het volledig ontwerp is gerealiseerd in BIM om zo “clashes” tussen damwanden, ankers en de bestaande en toekomstige gebouwen en onder - grondse infrastructuur vroegtijdig te kunnen ont - dekken. Ook is het BIM model gebruikt om, na het inlezen van de inmetingen van de damwand - constructie en na het afspannen van de ankers, de maten van de prefab betonnen (pas-) elemen - ten van de deskloof te bepalen. Op dit moment kunnen we al zeggen dat we te - rug kijken op een succesvol en leerzaam project waarin wij niet alleen veel geleerd hebben over de Britse bodemgesteldheid maar even zoveel van de Britse bouw en veiligheids cultuur waarvan zeker de laatste ons kritisch naar onze werkme - thodes heeft doen kijken en de trigger is geweest voor diverse aanpassingen en innovaties en in - novatie. Referenties - Civiele techniek 2015-7 - Sonderingen (afbeeldingen 5, 6 en 7) door GSNED Figuur 4 - Ankers installeren. Figuur 5 - Sondering door GSNED “River Terrace”.. Figuur 6 en 7 - Verschil in dikte van de “River Terrace”.. geotechniek _December_2016_v1.indd 44 28/11/2016 15:49 20 GEOTECHNIEK - December 2016 Halfverdiepte ligging A4 Delft Schiedam Voor het laatste deel van de snelweg A4 tussen Delft en Schiedam werd een verdiepte weglig - ging gekozen om aan de gewenste inpassing in het veenweidegebied van Midden Delﬂand te voldoen. Over een lengte van 2600 m ligt de weg half verdiept op een gemiddeld niveau van 5 m-NAP ofwel circa 2 m beneden oorspronkelijk maaiveld in de polder. Er is ook een verdiept deel gerealiseerd voor het eco-aquaduct (inclusief toeritten 1490 m lang). Het studieproject betrof alleen de halfverdiepte ligging en de ondiepe de - len van de 2 toeritten, over 220 en 280 m lengte. Om een zijdelingse toestroming van grondwa - ter vanuit de omgeving te blokkeren, zijn in het ontwerp van de aannemingscombinatie A4All voor de halfverdiepte ligging ondiepe cement- bentoniet-wanden tot een diepte van 7,5 m-NAP gekozen (zie ﬁguur 1). In het ontwerp van A4All leveren de Holocene klei-/veenlagen de benodigde verticale afdich - ting in de constructie. Het ontwerp moest re - sulteren in een beperkt lekbezwaar dat paste binnen de vergunningseisen van het Hoogheem - raadschap. Onverwachte ondergrondcondities: risico van lekkage door zandpalen Toen de aannemingscombinatie A4All de ont - graving startte, werd ontdekt dat in het tracé zandpalen voorkomen. Deze bleken 40 jaar ge - leden te zijn toegepast als zetting-versnellende maatregel bij de aanleg van de aardebaan voor de toen geplande weg op maaiveldligging. De aanwezigheid van zandpalen was onbekend tij - dens de projectvoorbereiding en vormde daar - mee een risico voor de opdrachtgever. De zand - palen met een diameter van circa 0,3 m komen voor met een grid-afstand van 3 m. Het risico door de aanwezigheid van zandpalen wordt dui - delijk door een korte toelichting over de bodem - opbouw en geohydrologie. Het drainageniveau in de verdiepte ligging is 6,85 m-NAP. De natuurlijke grondwaterstijghoogte in het Pleistocene watervoerende pakket is 2,5 à 3 m-NAP maar deze kan stijgen naar 1,9 m-NAP bij stopzetting van de grondwateronttrekking bij DSM in Delft. Het Holocene klei/veenpakket wordt aangetroffen tot een diepte van circa 18 m-NAP en heeft volgens het grondonderzoek van de aannemer een grote hydraulische weer - stand. Daarom werd dit pakket in het ontwerp als onderafdichting van de polderconstructie aangehouden. Vanwege het voorkomen van on - geveer 25.000 zandpalen in de holocene grond - lagen bestond er bij alle partijen grote onzeker - heid welke kwaliteit de voorgestane constructie zou hebben, of overschrijding van het vergunde waterbezwaar dreigde en een alternatieve op - lossing nodig was. Als kortsluitstroming door één zandpaal optreedt, zou de lekkage 0,25 tot 1 m3/dag per zandpaal bedragen. Opzet van onderzoek en risicobeoordeling Belangrijk voor de voortgang van het project was dat direct een toegewijd team van aanne - mer, opdrachtgever en adviseurs startte om een breed gedragen oplossing te vinden. Verschil - lende onderzoeken werden ingezet om de optre - dende mechanismen vast te stellen: • voorkomen en diepte van zandpalen, • geologisch onderzoek van Holocene en Pleis - tocene afzettingen naar de kans op lokaal ver - GeoRisicoManagement, aanpak van lek door zandpalen in de halfverdiepte A4 Delft - Schiedam Hans Brinkman Deltares Hans van Meerten Deltares Fred Kloosterman Deltares Marc Hijma Deltares Figuur 1 - Ontwerp van de halfverdiepte ligging A4 Delft Schiedam en aanduiding van zandpalen . geotechniek _December_2016_v1.indd 20 28/11/2016 15:48 21 GEOTECHNIEK - December 2016 Samenvatting In Nederland is algemeen bekend dat de aanleg van ondergrondse con - structies in een slappe en natte bodem een uitdagende opgave is. Studies zoals GeoImpuls en georisicoscans voor infrastructuurprojecten leren dat afwijkende ondergrondcondities, zeker als die een relatie hebben met grondwaterstroming, toprisico’s zijn bij dergelijke werken. Optredende afwijkingen kunnen tot vertraging of kostenoverschrijding leiden, vooral wanneer constructies onvoorzien moeten worden aangepast. Bij de aan - leg van de halfverdiepte A4 speelden onbekende ondergrondcondities een belangrijke rol. Toch zijn de problemen tegen beperkte kosten op een ele - gante manier opgelost. Toepassing van risicogestuurd grondonderzoek, geautomatiseerde interpretatie plus probabilistische modellering en visu - alisatie ondersteunden de besluitvorming bij de selectie van maatregelen. hoogde grondwaterstroming door discontinuï - teiten, geulinsnijdingen en tussenzandlagen , • doorlatendheid en optredende lekstroming in model en praktijk. Belang van geologische kennis De circa 100 zandpalen die opgegraven werden, bleken op één na boven de voorkomende zand - lagen te eindigen. Het opgraven tot soms 14 m-NAP in zeer slappe grond was een enorme inspanning. Bij alle partijen resteerden echter zorgen over mogelijke variaties in laagovergan - gen die mogelijk niet waren opgemerkt. Het onderzoeksteam kon gebruik maken van specialistische kennis uit een promotiestudie naar de lokale geologie [Hijma et al., 2009]. De top van het Pleistoceen is een begraven rivieren - landschap met hoogteverschillen van circa 2 m door afwisselingen tussen riviergeultjes en oe - vers. Lokaal komen ook kleine windduintjes voor. In het begin van het Holoceen zijn door rivieren lokaal zandlichamen gevormd met de top rond 15 m -NAP. Daar, maar ook ter plaatse van jon - gere deltageulen, is het het Basisveen afwezig en is er kortsluiting tussen Holoceen en Pleisto - ceen zand. Veel van de afzettingen boven de 15 m -NAP zijn afgezet in een estuarium, waardoor de afzettingen over korte afstand sterk kunnen varieren. Door de geoloog het grondonderzoek te laten beoordelen, ontstond inzicht in de bode - mopbouw en in daarmee samenhangende geo - hydrologische risico's. Risicogestuurd grondonderzoek Om vast te stellen of kortsluitstroming door ga - ten in afsluitende lagen en via zandpalen kon optreden, werden eerst de beschikbare data uit het vooronderzoek (211 sonderingen en 38 boringen) geïnterpreteerd. Door de geoloog werden laagdikten bepaald en gebieden gemar - keerd door de aanduiding van de kans op kort - sluiting tussen zandlagen via geulinsnijdingen. Vooral de hoogteligging van Holocene zandige tussenlagen in de delta-afzettingen was belang - rijk. De onzekerheid daarin hangt echter ook af van de afstand tussen meetpunten. De nodige meetnetverdichting en de plaatsen van aanvul - lende sonderingen werden tevens op dat gege - ven gebaseerd. Het proces van verdichting van het meetnet werd iteratief doorlopen. De sonderingen wer - den in weekenden gemaakt vanwege de druk op het project. Per weekend werden vele tientallen sonderingen gemaakt en op maandag gerap - porteerd. De interpretatie en kartering werd aan het begin van de week verricht en de be - sluitvorming over een nieuwe meetronde vond plaats aan het eind van de week. Totaal werden 225 aanvullende sonderingen uitgevoerd, vooral nabij geulafzettingen. De afstand tussen sonde - ringen bedroeg gemiddeld 22 m maar werd voor lokale detaillering verkleind tot een minimum van 10 m. Interpretatiemethode Voor een snelle maar secure interpretatie van grote aantallen sondeerﬁles is een automati - sche routine in Rockworks gebouwd met een dataopslag in GIS. De routine gaat uit van de bekende interpretatie op basis van conuswaarde en wrijving volgens Robertson [Lunne 1997]. De methode is afgestemd op de lokale grondop - bouw die wordt getypeerd door 5 voorkomende grondsoorten, volgend uit een ijking op boringen Figuur 2 - Geologisch Z-N proﬁel door Midden Delﬂand nabij het tracé van de A4 [Hijma et al., 2009]. PLEIS TOCEEN ZAND KLEI RIVIERZAND DE LTA WIJCHEN KLEI BASISVEEN Z N KLEI HOLLANDVEEN -10 -5 m NAP -20 -15 82000 82000 82500 82500 83000 83000 83500 83500 84000 84000 84500 84500 85000 85000 85500 85500 440000 440000 440500 440500 441000 441000 441500 441500 442000 442000 442500 442500 443000 443000 443500 443500 444000 444000 444500 444500 500 0250Meters Ü Gebied A-HVL Gebied A-VL Gebied B-VL 61.261.49 60.2260 59.5 59 58.5 5857.5 57 de tweede rode stippen. Breuk? geotechniek _December_2016_v1.indd 21 28/11/2016 15:48 22 GEOTECHNIEK - December 2016 in dit gebied. Een voorbeeld van een gemaakt geotechnisch proﬁel is getoond in ﬁguur 3. Een bijzonder aandachtspunt bij de kartering betrof de contouringmethode van hoogtelijnen van grondlagen. Daarbij is de voorkeur gegeven aan de meest simpele methode, Nearest Neigh - bor. Per geldigheidsgebied van een sondering geldt de gemeten laagdiepte. De contouren (zie ﬁguur 4) zijn op GIS-kaarten weergegeven met zogeheten Thiessen-polygonen [Burrough 1998]. Interpolatiemethoden zoals Kriging, In - verse Distance of Linear Interpolation zijn niet gekozen omdat daarmee een automatische geo - statistische interpolatie wordt geïntroduceerd en van nature in grondlagen voorkomende dis - continuïteiten worden weggepoetst. Omdat de geoloog met zijn gebiedservaring structuren in de holocene lagen kon herkennen zoals hoogteverschillen en geulinsnijdingen, was zijn inbreng onontbeerlijk bij de advisering en de besluitvorming over voortzetting dan wel afsluiting van het grondonderzoek. Analyse van het waarschijnlijke lekdebiet Om een schatting van het mogelijke lekdebiet van zandpalen te maken, is eerst een analyse gemaakt met het programma Plaxﬂow uit - gaande van axiaal symmetrische grondwater - stroming. De omvang van het lekdebiet van een zandpaal die volledig in klei is ingebed, bedraagt tussen 2,5 en 35 liter/dag afhankelijk van de kleidikte onder de zandpaal, de doorlatendheid van de klei en de anisotropie. Een zandpaal die de kleilaag penetreert, geeft een lek van 250 tot 1000 liter/dag (afhankelijk van doorlatendheid van het zand). Een simpele sommatie over alle zandpalen zou leiden tot een verkeerde indruk van het maximaal te verwachten waterbezwaar in de halfverdiepte ligging. Ten behoeve van goede besluitvorming over te treffen maatregelen was een meer geavan - ceerde analyse nodig om een representatief beeld van de verdeling van lekdebieten over de bouwlocatie te maken. De verwachte diepte van een zandpaal ten opzichte van de gemeten bovenkant van de (tussen)zandlaag leidt tot de verwachtingswaarde van de kortsluitstromming door een zandpaal (q50). Een probabilistische berekeningsmethode is opgezet om de schat - ting van de 95% bovengrenswaarde van het lek- debiet af te leiden. De bovengrenswaarde is voor elk sondeerpunt bepaald. Met een zogenaamde First Order Second Moment (FOSM) methode zijn de resultaten van de bijdragen van alle be - palende variabelen X op de spreiding van de kwel σq kwadratisch gesommeerd. Daarbij is uitgegaan van normale verdelingen van verschillende onafhankelijke variabelen X: gemiddelde en variatie van de zandpaaldiepte, bovenkant zandlaag, diameter van een zand - paal, afstand tussen zandpalen, doorlatendheid, afwijking in sondeerdiepte. De 95% bovengrens - waarden voor alle sondeerpunten zijn op de GIS- kaart geplot. De aandachtsgebieden met grotere kans op lekkage zijn gearceerd (ﬁguur 4). Risicogestuurde selectie van maatregelen Het projectteam van opdrachtgever, aannemer en experts kon door afweging van de gekar - teerde risicolocaties besluiten waar preventieve maatregelen of correctieve maatregelen nodig waren: • Verschillende methoden voor afdichting van zandpalen stonden ter beschikking, zoals overboren en vullen met beton, jetgrouten of injectie maar ook rigoureuze maatregelen zo - als onderwaterbeton met en zonder trekpalen en zelfs polderconstructies met wanden tot in de Waalreklei op 40 m-NAP. Per tracédeel is Figuur 3 - Geotechnisch N-Z bodemproﬁel van A4 halfverdiepte ligging Tabel 1 - Het beperkte kweldebiet in de halfverdiepte A4 na maatregelen [HHD 2015] Compartiment Lengte (m) Wandconstructie Waterbezwaar (m3/dag) Gemeten Vergund 1 350 CB foliewand 19 m-NAP 0.2 165 2 207 CB foliewand 19 m-NAP 17 3a 93 CB foliewand 19 m-NAP 8 3b 12 CB foliewand 19 m-NAP Nb 4 350 CB foliewand 19 m-NAP 12 5 380 CB wand 7,5 m-NAP 16 6 400 CB wand 7,5 m-NAP 35 7 400 CB wand 7,5 m-NAP 45 8 400 CB wand 7,5 m-NAP 17 9 (toerit) 220 Damwand 12 12 10-14 (VL) Geen onderdeel van de studie 15 (toerit) 280 Damwand 25 30 Totaal 3100 197 217 geotechniek _December_2016_v1.indd 22 28/11/2016 15:48 23 GEOTECHNIEK - December 2016 de optimale oplossing bepaald. • Over de eerste kilometer van de halfverdiepte ligging lag de tussenzandlaag hoog. Hier is preventief de cement-bentoniet-wand tot 19 m-NAP in het basisveen doorgezet. • Voor het resterende deel is gekozen om bij de ondiepe delen van de 2 toeritten te starten en de “Observational Method” toe te passen. Daarbij zijn generieke correctieve maatrege - len geselecteerd voor het geval uit debietme - tingen zou blijken dat de lek van een compar - timent te groot was. De inzet van correctieve maatregelen was nodig op 1 van de 3 locaties in de zuidelijke toerit waarvoor een signiﬁcan - te kans op een groot lekdebiet was voorspeld. In een gebied van enige honderden vierkante meters zijn de zandpalen na vrijgraven van de top met jetgrouten afgedicht. Voor andere zandpalen werden speciﬁeke maatregelen achter de hand gehouden wanneer welvor - ming zou ontstaan, door direct stabiliseren van de wel met een laag zand en daarna jetg - routen. Dit bleek 4 keer nodig. Controle van het resultaat Na de afdichtingsmaatregelen is het resultaat door de aannemerscombinatie A4All gecontro - leerd door het totaal van kwel en lekdebiet in gescheiden compartimenten te monitoren. De aanpak heeft geleid tot een kwelbezwaar dat voldeed aan de vergunningseis. Zo is een op het eerste gezicht omvangrijk probleem afgeperkt tot een overzichtelijk werk waarbij slechts en - kele honderden van in totaal 25.000 zandpalen zijn afgedicht. Voor het project heeft deze aanpak van de on - verwachte afwijking geleid tot de keuze van oplossingen binnen een tijd van slechts enkele maanden. Daardoor is nagenoeg geen project - vertraging opgetreden. Lessons learned Geringe afwijkingen van verwachte ondergrond - condities kunnen bij de realisatie van onder - grondse werken problemen veroorzaken. Bij de uitvoering van onderzoek wordt aanbevolen om dit af te stemmen op de schaal van mogelijke geologische verschijnselen. De beschreven risicogestuurde aanpak is toe - gepast in een project in de uitvoeringsfase. Een gelijke aanpak is mogelijk voor ontwerptrajec - ten met een hoge mate van onzekerheid. Om een efﬁciënte aanpak bij vergelijkbare pro - blemen te garanderen, is het sterk aan te be - velen om een projectteam te formeren waarin zowel geotechnische experts als geologische specialisten samenwerken. Een probabilistische aanpak is gebruikt in een analyse waar beteugeling van het waterbezwaar in ondergrondse constructies aan de orde was. De aanpak was geschikt om snelle besluitvor - ming te ondersteunen bij de selectie van maat - regelen om aan vergunningseisen te kunnen voldoen in een omgeving die uiterst kwetsbaar is voor grondwaterstandsverlaging. Literatuur - Burrough, P.A. and McDonnell, R.A. eds., 1998, Principles of Geographical Information Sys - tems, Oxford: Oxford University Press - HHD Hoogheemraadschap Delﬂand, Samen - vatting van rapportage debiet en omgevings - beïnvloeding, vergaderstukken HHD 17 maart 2015 - Hijma, M. P., Cohen, K. M., Hoffmann, G., Van der Spek, A. J., & Stouthamer, E. 2009. From river valley to estuary: the evolution of the Rhine mouth in the early to middle Holocene (western Netherlands, Rhine-Meuse delta). Netherlands journal of geosciences, 88(01), 13-53. http://dspace.library.uu.nl/bitstream/ handle/1874/209701/article.pdf?sequence=2 - Lunne, T., Robertson, P.K. and Powell, J.J.M. 1997. Cone Penetration Testing in Geotechni - cal Practice, Blackie, New York. - van Meerten, J.J., Hijma, M.P., Kloosterman, F.H., Brinkman, J., The beneﬁts of a risk based soil survey for the A4 highway Delft – Schie - dam, Proceedings ECSMGE, Edinburgh 2015. GEORISICOMANAGEMENT, AANPAK VAN LEK DOOR ZANDPALEN IN DE HALFVERDIEPTE A4 DELFT - SCHIEDAM Figuur 4 - Kartering met Thiessenpolygonen van de maximale kwel van grondwater in toerit zuid. V1 en V2 zijn gebieden met grote kans op omvangrijke lek door penetrerende zandpalen. geotechniek _December_2016_v1.indd 23 28/11/2016 15:48 38 GEOTECHNIEK - December 2016 Het Bouwterreincertiﬁcaat (BTC) Nederland Jim de Waele Keller UK Henk de Koning Secretaris NVAF Working Platform Certificate De voordracht van Jim de Waele tijdens de Funderingsdag 2016 was getiteld ‘Working Platform Certificate’. In 2000 werd binnen de FPS (Federation of Piling Specialists) beslo - ten dat er iets moest worden gedaan aan de kwaliteit van het werkterrein. De FPS hanteert strenge regels voor het lidmaatschap. Leden zijn verplicht relevante zaken te melden en moeten aan objectieve condities voldoen. Zo werd regelmatig gemeld dat ongevallen toe te schrijven waren aan de draagkracht van het terrein waardoor de stabiliteit van machines in gevaar kwam. In 2002 had men zoveel vorde - ringen gemaakt dat men een regeling kon in - troduceren nadat hiervoor steun was gevraagd aan en gekregen van de HSE (Health & Safety Executive, vergelijkbaar met onze Inspectie SZW). Main Contractors were not happy! Voor een sluitende regeling was er behoefte aan objectieve en hanteerbare rekenregels voor de draagkracht en daarvoor moest een onafhankelijke ontwerpstandaard worden ontwikkeld. Tegelijkertijd keek men naar de wetgeving (The Construction (Design and Ma - nagement) Regulations 1994 (thans 2015) en de EU Directive 92/57/EEC 1992 'Construction Sites Directive’). Vanaf 1 januari 2004 zouden FPS-leden geen werkzaamheden aanvangen totdat een Working Platform Certificate cor - rect zou zijn ingevuld en overhandigd aan het lidbedrijf. In het certificaat (in feite een verklaring) be - vestigt de Principal Contractor wie het bouw - terrein heeft ontworpen en dat hij aan zijn wettelijke verplichtingen voldoet. Het is be - grijpelijk dat hoofdaannemers hier niet di - rect het voordeel van inzagen en moeite had - den met wat er op hen af kwam. Het ontwerp dient ook nog te voldoen aan richtlijn BR470, waarin de nodige rekenregels zijn gegeven. Het certificaat bevat meer dan alleen een ver - klaring. Het zegt ook het een en ander over voetgangers (wij zouden zeggen persoonsbe - gaanbaarheid), taluds, de toegang tot het ter - rein, grondonderzoek, inspectie, onderhoud en markering. Tot zover het betoog van Jim de Waele, die hier enkele praktijkvoorbeelden aan toevoegde om te illustreren in hoeverre daadwerkelijke vooruitgang is geboekt. De Nederlandse praktijk De waarnemingen van de FPS-leden komen overheen met de Nederlandse praktijk. Dit wordt bevestigd in een rapportage van de Arbeidsinspectie (thans Inspectie SZW) van het Project Fundering 2009, dat 38% van de bezochte bedrijven meldde dat zij in de afge - lopen acht jaar 1 tot 10 keer hebben meege - maakt dat een machine omviel. In twee van de drie situaties speelde hierbij de draagkracht van de ondergrond een rol. De NVAF introduceerde in 2015 de Neder - landse versie van het Working Platform Cer - tificate. Dat wil zeggen, er werd begonnen met een letterlijke vertaling en vervolgens een vertaalslag gemaakt naar de Nederlandse verhoudingen, praktijk en regelgeving. Ook in Nederland geldt de EG-richtlijn ‘Tijdelijke en Mobiele Bouwplaatsen’. In de brochure welke door de NVAF is uitgegeven worden de hier geldende wet- en andere regelgeving uitge - breid geciteerd. De brochure kan gratis wor - Figuur 1 - In Nederland wordt doorgaans op schotten gewerkt mits de funderingstechniek dat toestaat. geotechniek _December_2016_v1.indd 38 28/11/2016 15:49 39 GEOTECHNIEK - December 2016 Samenvatting Het bouwterreincertiﬁcaat is in Nederland geïntroduceerd als Neder - landse versie van het Britse ‘Working Platform Certiﬁcate’ (zie ook de Engelse summary). Dit betreft een verklaring die door of vanwege de opdrachtgever moet worden opgesteld en afgegeven waaruit blijkt dat het bouwterrein zodanig is ontworpen dat de draagkracht voldoende is voor zware funderingsmachines. Voor de Nederlandse praktijk geldt dat onder de opdrachtgever veelal de hoofdaannemer moet worden verstaan. Jim de Waele stond aan de wieg van het Working Platform Certiﬁcate en liet tijdens de Funderingsdag zien hoe dit in de UK functioneert. Volgens hem is het aantal ongevallen met funderingsmachines afgenomen als direct gevolg hiervan. den besteld bij het secretariaat NVAF, postbus 1218, 3840 BE Harderwijk, secretariaat@nvaf.nl). Via de EFFC (European Federation of Foun - dation Contractors) wordt de systematiek van het Working Platform Certificate verder ver - spreid en toegelicht. De verwachting is dat ook andere aangesloten landen in navolging van het Verenigd Koninkrijk tot introductie en implementatie over zullen gaan. Ontwerp van het bouwterrein De subtitel van de brochure van de NVAF luidt niet voor niets ‘Naar een beter ontwerp van het werkterrein voor de inzet van funde - ringsmachines’. Maar worden bouwterreinen in Nederland wel ontworpen en zo ja volgens welke ontwerpregels? Vanaf 2004 stond de publicatie van CUR, CROW en Arbouw 2004-1 ‘Beoordelingssysteem voor de begaanbaar - heid van bouwterreinen’ ter beschikking. Deze publicatie bevatte meerdere systemen voor persoonsbegaanbaarheid, lichte voer - tuigen en zware voertuigen en machines. De NVAF haakt thans in op de ontwikkeling van een nieuwe SBRCURnet-richtlijn over be - gaanbaarheid van bouwterreinen welke deze publicatie zal vervangen. Deze richtlijn welke eind 2016 verschijnt, beperkt zich tot de bere - kening van de draagkracht voor de inzet van funderingsmachines op rupsen en andere ma - chines met een hoge last zoals verticale drai - nage. De ontwerper kan de eigen rekenregels van de richtlijn toepassen of kijken naar Plaxis resp. het Britse BR470. In Nederland is ech - ter meer dan elders sprake van het gebruik van (dragline-) schotten en de regels strekken zich anders dan in het BRE-rapport zich ook daartoe uit. Opdrachtgever Op bouwplaatsen is het een komen en gaan van aannemers, onderaannemers, leveran - ciers transportbedrijven en toezichthouders. Zij dienen zich soms gelijktijdig aan zodat diverse bedrijven gelijktijdig werkzaam zijn. Maar veel meer is er sprake van volgtijdigheid. Niet zelden is het funderingsbedrijf een van de eerste bedrijven die hun opwachting maken. Alhoewel er ook een eigen verantwoordelijk - heid is aan de kant van de funderingsaanne - mer (met name voor de veiligheid en arbeids - omstandigheden van de eigen werknemers en het vooraf aanleveren van gegevens betref - fende de in te zetten machine(s) bij de hoofd - aannemer), is het vooral de opdrachtgever die in de ontwerpfase verantwoordelijk is voor de organisatie van het werk. Deze functie wordt vervolgens vaak overgenomen door een aan - nemer of een combinatie van aannemers (de hoofdaannemer), waarvan er een meestal de rol van V&G-coördinator toebedeeld krijgt. In de UK gaat men zonder meer uit van het optreden van een hoofdaannemer (Principal Contractor – men hangt daar nog veel meer aan hem op dan hier te lande gebruikelijk is), in Nederland is dat echter lang niet altijd het geval, met name bij D&C- en vergelijkbare ge - integreerde contracten. Omdat in de Neder - landse arbowetgeving het begrip hoofdaan - nemer niet voorkomt, is er voor gekozen in het bouwterreincertificaat te spreken van de opdrachtgever. Dit is dan veelal de ‘opdracht - gever van de onderaannemer’. Contractueel Het fenomeen bouwterreincertificaat zal gaandeweg ook een contractuele status krij - gen. Funderingsbedrijven zullen zeker een beroep gaan doen op hun hoofdaannemer om een bouwcertificaat af te geven. Vanuit een wederzijds gevoelde verantwoordelijkheid van partijen om de veiligheid en gezondheid van de eigen werknemers, de werknemers van ande - ren en de omgeving te waarborgen, zal men over en weer willen vastleggen wat daarvoor nodig is. Het wordt een samenspel om weder - zijds tot een optimaal werkterrein te komen. Het certificaat is een eenzijdige verklaring, dus geen contractstuk, maar in de nieuwe al - gemene voorwaarden voor de aanneming van funderingswerken (AVAF 2016) zijn wel bepa - lingen ten aanzien van het bouwterrein opge - nomen. In de daarin van toepassing verklaarde SBR - CURnet-richtlijn heeft het bouwcertificaat een plaats gekregen. Het certificaat Het certificaat is een verklaring van de op - drachtgever (in veel gevallen dus de hoofd - aannemer), dat het bouwterrein, zoals in het certificaat omschreven, zodanig is ontworpen en aangelegd, dat de werkzaamheden met het materieel zoals in het certificaat benoemd veilig kunnen worden uitgevoerd. ‘Het bouw - terrein zal door of namens de opdrachtgever voldoende worden geïnspecteerd en onder - AVAF 2016 Artikel 5. Bouwterrein 5.1 De opdrachtgever zorgt voor een goede toegankelijkheid en begaanbaarheid van het bouwterrein, of in geval van water - werk voor de bevaarbaarheid naar en op het werkterrein, voor het vervoer van materieel, materialen en personeel. De kosten van eventueel noodzakelijke voor - zieningen om het terrein begaanbaar en geschikt te maken voor de uitvoering van de werkzaamheden door de opdrachtne - mer zijn voor rekening van de opdracht - gever. 5.2 Het bouwterrein zal door of namens de opdrachtgever voldoende worden geïn - specteerd en onderhouden en zal, waar nodig, zodanig worden hersteld dat de draagkracht gedurende de werkzaamhe - den gewaarborgd blijft. Zo nodig wordt hiervoor door of namens de opdracht - gever een nieuw terreininrichtingsplan inclusief bijbehorende draagkrachtbere - kening opgesteld. De opdrachtgever zal daarbij de SBRCURnet Richtlijn 689:2016 ‘Begaanbaarheid van bouwterreinen’ in acht nemen. geotechniek _December_2016_v1.indd 39 28/11/2016 15:49 40 GEOTECHNIEK - December 2016 houden en zal, waar nodig, zodanig worden hersteld dat de draagkracht gedurende de werkzaamheden gewaarborgd blijft.’ Na een ontgraving of beschadiging moet het bouwterrein op basis van het oorspronkelijke of een nieuw ontwerp inclusief draagkracht - berekening worden aangepast of hersteld. Voordat met de werkzaamheden op het terrein wordt begonnen moet een kopie van dit certifi - caat ondertekend door een bevoegde persoon door of namens de opdrachtgever aan iedere gebruiker van het bouwterrein worden ver - strekt. Handleiding Het bouwterreincertificaat is een tamelijk be - knopt document, maar hieraan is een hand - leiding toegevoegd met een aantal spelregels. Zo wordt uitgebreid ingegaan op de specifieke gevaren verbonden aan de inzet van zware machines voor de begaanbaarheid van het bouwterrein en de stabiliteit van de machines. Voor het bouwterrein moet een gespecificeerd ontwerp worden gemaakt voor de totale duur van het werk. Onder omstandigheden moet het ontwerp worden herzien of aangepast. En nu de praktijk De praktijk is nu aan het woord. Het is aan te raden en te hopen dat de diverse betrokken partijen van deze ontwikkelingen kennis ne - men en tot oplossingen komen. De tools zijn inmiddels voorhanden. Enerzijds het bouw - terreincertificaat met de daarin opgenomen handleiding en anderzijds de SBRCURnet- richtlijn 689:2016, die als het goed is inmid - dels verkrijgbaar is. Beide documenten ver - wijzen naar elkaar en kunnen de basis gaan vormen van wat alle betrokkenen zonder meer wensen: minder tot geen ongevallen als ge - volg van een slechte ondergrond en goede re - sultaten van alle verrichtingen. Grondonderzoek Volgens de SBRCURnet-richtlijn dienen voor de grondmechanische berekeningen de dikte, de samenstelling en de eigenschappen van de grondlagen bekend te zijn. Hiervoor wordt een grondonderzoek uitgevoerd. De laagscheidingen worden bij voorkeur t.o.v. het NAP gemeten. Deze gegevens worden in grondproﬁelen (rekenproﬁelen) verzameld en vastgelegd. Het aan - tal proﬁelen voor een bouwlocatie moet zijn afgestemd op de variatie in de grondopbouw en grondeigenschappen. In ieder geval moeten de maatgevende (slechtste) situaties beschouwd worden. Voor de berekeningen zijn per proﬁel en per bodemlaag grondeigenschappen benodigd: - laagdikte en niveau van de laagscheidingen - de grondwaterstand - hoek van inwendige wrijving - schijnbare cohesie - ongedraineerde schuifsterkte - samendrukkingseigenschappen - volumiek gewicht (nat en droog). De omvang van het grondonderzoek (afstand tussen de onderzoeksplaatsen) dient zodanig te zijn dat met zekerheid gesteld kan worden dat slechte plekken in de bodem gedetecteerd zijn. Aangezien de variatie in de bodemopbouw groter is en vaker voorkomt naarmate zij zich dichter onder de oppervlakte bevindt (invloedsgebied van de machine), kan er geen minimum aan de omvang van het onderzoek gesteld worden. Als indicatie kan een raster worden aan - gehouden met een grootte gelijk aan het grondoppervlak van de funderingsmachine. Voor machines op een schottenbed kan een raster gelijk aan de wielbasis x de schotlengte worden aangehouden. Wanneer een werkvloer of grondverbetering wordt aangebracht, dienen van elke aanvullaag het toegepaste materiaal en de verkregen verdichting gecontroleerd te worden. Summary BTC (Nederland) stands for ‘Bouwterrein - certiﬁcaat’, which is an initiative of the Dutch Association of Foundation Contractors. It has been derived from the Working Platform Cer - tiﬁcate, which was developed by the British FPS – Federation of Piling Specialists – in co- operation with the Health & Safety Executive in the UK. Before the implementation of the certiﬁcate one third of all dangerous occur - rences reported by the FPS Membership were related to working platforms. Every dange - rous occurrence and every 'near miss' invol - ving a platform is a potential fatality. There - fore, working platforms must be designed, properly constructed, regularly inspected and maintained for the plant which will use them. The FPS Working Platform Certiﬁcate conﬁrms that the working platform has been properly designed, constructed in the accor - dance with the design, and will be regularly inspected and adequately maintained to en - sure the integrity of the platform. It requires the signature of the Principal Contractor, in his capacity as the Temporary Works Co- Ordinator and must be handed to the Piling Contractor before piling (or other work) com - mences on site. The design of the working platform must take account of the bearing pressures of the plant which will use it and the ground conditions on which it will be constructed. It should be undertaken by a competent designer with ap - propriate geotechnical expertise. A BRE Guide 'Working platforms for trac - ked plant: good practice guide to the de - sign, installation, maintenance and repair of ground-supported working platforms' (IHS BRE Press, www.brebookshop.com) gives guidance for the design. In the Netherlands a similar guideline has been developed by SBR - CURnet called ‘Begaanbaarheid van bouw - terreinen’ (roughly translated as: Stability of Working Platforms), which exclusively is related to the deployment of foundation rigs for piling, drilling and other similar activities. The Health & Safety Authorities in the Ne - therlands reported in 2009 already that two third of all incidents with foundation rigs were related to the capacity of the surface. The in - troduction of the certiﬁcate system seeks to contribute to the design and preparation of safe sites. geotechniek _December_2016_v1.indd 40 28/11/2016 15:49

Jaargang 20, 2016 - nummer 4

26 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 Inleiding Kenmerkend aan de binnenstad van Utrecht zijn de vele historische wal- en kluismuren langs de grachten die door de stad lopen (zie ﬁguur 1). Bij ieder perceel langs het water, hoorde vroeger een aparte wal- of kluismuur. De voorbije 700 jaar maakte elke perceeleige - naar deze ‘kluis’ naar wens en budget. Achter de huidige kluismuur, een aaneenschakeling van de individuele kluizen, bevonden zich tal - rijke ondergrondse werfkelders, die het ach - terliggende pand verbonden met de gracht langs de kluismuur. Oorspronkelijk waren deze werfkelders bedoeld voor opslag van handels - waren die gelijkvloers vanaf de waterweg naar de huiskelder konden worden gebracht. Te g e n w o o rd i g w o rd e n v e l e v a n d e z e w e r f k e l - ders gebruikt door restaurants, uitgaansgele - genheden, winkels of als atelierruimte. Deze werfkelders en kluismuren maken deel uit van het typische beeld van de binnenstad van Utrecht. Het is dan ook de wens van de ge - meente Utrecht om deze kluismuren zoveel mogelijk in hun oorspronkelijke staat te hou - den en waar nodig te restaureren. Doelstelling werken Rond 2010 zijn er verzakkingen bij enkele kluis - muren ter hoogte van de Stadhuisbrug vastge - steld. De oorzaak van deze verzakkingen was de zwaar aangetaste paalfundering waarop de kluismuren rusten. Deze grenen palen, rond 1800 aangebracht, waren grotendeels verrot. De oorzaak hiervan was een bacterie in het water en een schimmel die, bij een lage grond - waterstand, het hout heeft aangetast. Om deze oude fundering te verstevigen heeft de klant geopteerd voor de techniek van jet- grouting. Met deze techniek is het mogelijk grote funderingsmassieven onder een be - staande structuur te realiseren met minimale impact op de bestaande historische kluismu - ren en achterliggende werfkelders. Er zijn slechts enkele kleine lokale doorboringen ver - eist. In ﬁguur 2 wordt dit proces schematisch voorgesteld. Bij deze stabilisatiewerken werden groutmas - sieven (800m!) gemaakt onder de bestaande muren tot een draagkrachtige laag, ongeveer 6 meter dieper (-7 meter NAP in ﬁguur 3). Deze stabilisatiewerken werden uitgevoerd aan bei - de zijden van de Stadhuisbrug, Rak 6 en Rak 7 genaamd. Ter hoogte van Rak 6 werd een 30- tal meter kluismuur met achterliggende werf - kelders gestabiliseerd en ter hoogte van Rak 7 werd een 60-tal meter gestabiliseerd. Gekende uitdagingen Wegens de aard van de werken en de locatie van de bouwwerken waren op het moment van aanbesteding reeds een aantal moeilijkheden gekend. Stabilisatie kluismuren in de historische binnenstad van Utrecht Ir. T. Demeyere Denys NV, Projectleider Figuur 1 - Kluismuren - UNEDITED. Figuur 2 - Dwarssnede. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 26 26/08/16 12:49 27 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 De beschikbare ruimte om deze werken uit te voeren was zeer beperkt. De werfkelders die zich achter de kluismuren bevonden, waren zeer klein en enkel via het water toegankelijk omdat de verbinding met het achterliggende pand door de jaren in onbruik was geraakt. Bo - ven deze kelders bevond zich de openbare weg, welke slechts gedeeltelijk mocht worden onder - broken. De nieuwe funderingen moesten zowel onder de kluismuur als onder de keldermuren geplaatst worden. Een aangepaste uitvoerings - wijze drong zich hier op. Gezien de ligging van deze werf, in het histori - sche centrum van Utrecht, had de klant stren - ge geluidseisen opgelegd om de hinder voor omwonenden en toeristen tot een minimum te herleiden. Er was maximaal 65 db(A) toegela - ten tijdens deze werken. In normale werkom - standigheden kan de geluidsproductie van de volledige jetgroutinstallatie oplopen tot boven de 90 db(A). Dergelijke eis was niet eenvoudig te voldoen maar men is er in geslaagd de ge - luidsproductie te reduceren tot 63,5 db(A) door het inzetten van speciaal aangepast, ‘state of the art’ materieel. Vooronderzoek Voor aanvang van de werken werd, zoals voor - zien door de klant, een vooronderzoek uitge - voerd door Denys naar het aanzetpeil en de staat van de oude funderingen. Hierdoor kon het palenplan aangepast worden naar de werkelijke situatie. Waar de initiële aannames van het aan - zetpeil en de vorm van de funderingen vrij goed overeen bleken te komen met de werkelijke toe - stand, bleek de aantasting van de funderingen vele malen ernstiger dan ingeschat. De kluismuur (de muur aan de waterzijde) was over een lengte van ongeveer 30 meter volledig losgescheurd van de achterliggende werfkel - ders en helde over naar de waterzijde, hierdoor was er een niet te verwaarlozen risico dat deze kluismuur in het water kon vallen. In ﬁguur 4 wordt het overhellende deel van de kluismuur voorgesteld waarop de rode lijn de afscheuring van de werfkelders symboliseert, de pijlen geven Dit artikel handelt over de restauratie van de kluismuren Rak 6 en Rak 7 in de historische binnenstad van Utrecht. In dit artikel wordt speciﬁek ingegaan op het fundering technische aspect van deze restauratie, de focus ligt op de uitvoeringaspecten evenals de beperkingen en moeilijk - heden waar men bij restauratieprojecten rekening mee moet houden. Na een probleemschets en een beschrijving van de vooropgestelde sta - bilisatietechniek wordt verder ingegaan op de speciﬁeke uitvoeringas - pecten van deze stabilisatiewerken en de ongewone situaties die zich tijdens de uitvoering hebben voorgedaan. Samenvatting Figuur 4 - 3D Model scheur. Figuur 3 - Sondering. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 27 26/08/16 12:49 28 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 de kanteling van de kluismuur weer. In ﬁguur 5, gemaakt vanuit een werfkelder ziet u aan de lin - kerkant de kluismuur en aan de rechterkant het keldergewelf. De scheuropening, zoals vastge - steld tijdens het vooronderzoek, bedroeg onge - veer een 5-tal centimeter. Tijdens het vooronderzoek ter plaatse van Rak 6 bleek dat onder de vloer van bepaalde werf - kelders de grond volledig was weggespoeld. Figuur 6 is een foto die is genomen door een verkenningsboring doorheen de vloer van de werfkelder. Aan de bovenkant van de foto kan de onderzijde van de baksteen vloer van de werf - kelder worden waargenomen hieronder was alle grond is weggespoeld. Bij verder onderzoek is gebleken dat de kluismuren en werfkelders op bepaalde locaties tot anderhalve meter ver on - derspoeld waren. Hierdoor hing de keldervloer en kluismuur in het ijle waardoor de stabiliteit niet langer kon worden gegarandeerd. Men ver - moed dat de fundering van de kluismuur onder de waterlijn mettertijd beschadigd is geraakt en dat door de turbulentie in het water (ver - oorzaakt door bijvoorbeeld de boegschroeven van de vaartuigen op de gracht - voor de kluis - muur lag een scherpe bocht) de grond onder de kluismuur en werfkelders stelselmatig verder is weggespoeld van onder de bestaande kluismuur en achterliggende werfkelders. Voorbereidende werken In het licht van deze resultaten werd beslist on - middellijk actie te ondernemen. De instabiele werfkelders werden binnenin geschoord om instorting te vermijden en in afwachting van de deﬁnitieve funderings- en restauratiewerken werd het afgescheurd deel van de kluismuur 5 meter naar het achterliggende pand toe veran - Figuur 5 - Scheur tussen kluismuur en werfkelder. Figuur 8 - Boorkop jetgrout- machine door gewelf kelder. Figuur 6 - Holte onder vloer wegens uitspoeling. Figuur 7 - Boormachine Jetgrouting. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 28 26/08/16 12:49 29 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 STABILISATIE KLUISMUREN IN DE HISTORISCHE BINNENSTAD VAN UTRECHT kerd. Om de doeltreffendheid van deze tijdelijke schoring en verankering te beoordelen werd de muur 3 maal per dag ingemeten met een Totaal station en dit op een 20-tal punten verspreid over de instabiele kluismuur te Rak 6. De gaten in de fundering van de kluismuur on - der de waterlijn werden afgedicht door middel van een tijdelijke houten wand die aan de wa - terzijde werd geplaatst. Hierna kon de uitge - spoelde holte onder de vloer van de werfkel - ders terug worden gevuld. Dit gebeurde door het inbrengen van een tijdelijk vulmateriaal be - staande uit zandcement. Dit zandcement werd ingewassen doorheen enkele kleine openingen in de vloer van de werfkelders. Hierdoor kon de impact van deze interventie tot een minimum worden beperkt. Deze voorbereidende werken waren vereist om de stabiliteit van het geheel te verzekeren in afwachting tot en tijdens het uitvoeren van de jetgrout werkzaamheden. De werken onder de waterlijn hadden tot doel te voorkomen dat de spoil van het jetgrouten (de retourstroming bestaande uit verwijderde grond gemengd met water en cement) in het vaarwater terecht zou komen. Deze zou het reeds ondiepe vaar - water ontoegankelijk kunnen maken voor het scheepsverkeer. Eenmaal de tijdelijke schoring en verankering was geplaatst, werd de uitvoeringsprocedure voor het uitvoeren van de jetgroutkolommen herwerkt, rekening houdend met de resulta - ten van het vooronderzoek. Bijkomende fun - deringspalen werden voorzien en de uitvoe - ringsvolgorde van de funderingspalen werd aangepast om de stabiliteit niet verder in het gedrang te brengen. Verdieping fundering door middel van jetgrouting Zoals reeds aangehaald moest de bestaande, aangetaste, houten paalfundering onder de kluismuren en werfkelders vervangen worden door jetgroutpalen. Door middel van de jetg - routtechniek werden groutpalen met diame - ters van 120 cm en 130 cm onder de bestaande fundering, die onder het grondwaterpeil lag, gerealiseerd doorheen een boorgat met een diameter niet groter dan 15 cm. Hierdoor was één boring per meter fundering voldoende om een aaneengesloten fundering, met een conti - nue ondersteuning van de structuur, te realise - ren onder de bestaande muren. Hierdoor bleef de impact van deze werken op de historische structuur zeer beperkt. Weinig ruimte Zoals reeds aangehaald was de beperkte be - schikbare ruimte één van de grote uitdagingen bij dit project. De werfkelders waaronder de grout- palen moesten worden gemaakt waren enkel toegankelijk via een smalle deuropening langs het water. Deze smalle, groene deuren aan de waterzijde zijn duidelijk zichtbaar in ﬁguur 1. Naast de smalle deuropeningen was er ook de sterke kromming van de gewelven van een aan - tal van de achterliggende werfkelders waardoor het, zelfs met de kleinste jetgrout materieel, onmogelijk was om groutpalen onder de funde - ringsaanzet te maken zoals voorzien. Hierdoor was men genoodzaakt om het jetgrouten uit te voeren vanop de bovenliggende straat, door - heen de bestrating, keldergewelven, kelder en keldervloer zodoende de groutpalen onder de bestaande structuur te realiseren. Deze uitvoe - ringsmethodologie is schematisch voorgesteld in ﬁguur 2. Om dergelijke doorboring veilig te kunnen uit - voeren werd voorafgaand de bestrating ver - wijderd en geleidingsbuizen aangebracht tus - sen de vele aanwezige nutsleidingen. Na het her aanvullen van deze gewelven werden door deze geleidingsbuizen kernboringen uitgevoerd door de baksteen gewelven en muren tot aan het aanzetpeil van de funderingen. Hierna werd de rupsboormachine bovenop de her aange - vulde gewelven geplaatst. In ﬁguur 7 ziet men de rupsboormachine de boorstang door de ge - leidingsbuis neerlaten. In ﬁguur 8, genomen uit een werfkelder, ziet men de boorkop en jetg - routstangen door het keldergewelf naar bene - den zakken tot de bodem wordt bereikt. Vreemde bodem Tijdens het jetgroutproces wordt een mengsel bestaande uit water en cement onder 400 bar in de grond geïnjecteerd door middel van 2 verstui - vers, nozzles aan de zijkant van de boorkroon. Om drukopbouw in de ondergrond te vermij - den is het van groot belang dat steeds evenveel spoil, retourstroom (boormodder die terug naar het oppervlakte stroomt) uit het boorgat stroomt als er onderaan boorvloeistof in de grond wordt gepompt. Kort na de aanvang van de werkzaamheden werd vastgesteld dat de stroming van de spoil afnam om uiteindelijk geheel weg te vallen. In - dien verder zou gejetgrout worden, zal het (tij - delijk) vloeibare groutbad onder de fundering onder druk komen te staan met het risico op ophefﬁng van de structuur of doorbraak van het groutbad naar de naastliggende ‘Oudegracht’. Er werd beslist werd om de boorstangen terug te trekken uit het boorgat en de boring voorlo - pig te staken. Na terugtrekken van de boorstang kwam er terug een kleine hoeveelheid modder naar boven, gemengd met grote brokken. Na ﬁltering bleek dat die boormodder een groot aantal beenderen bevatte. Ook bij verder liggen - de groutpalen bleek dit fenomeen zich te mani - festeren. Na onderzoek door een forensisch ex - pert bleek het over dierlijke beenderen te gaan, deze waren volgens de dienst erfgoed afkomstig van de slachthuizen uit de 18e eeuw die hun slachtafval daar systematisch hadden gestort. In Figuur 9 ziet u de hoeveelheid dierlijke been - deren die per groutpaal werd opgepompt. Wegens de aanwezigheid van deze beenderen in de ondergrond werd de vraag gesteld of deze iets te maken konden hebben met het weg - vallen van de retourstroming. Na een aantal proeven is duidelijk geworden dat het soorte - lijk gewicht van deze beenderen net lager was van het soortelijk gewicht van de boormodder. Hierdoor hadden deze beenderen de neiging, eenmaal omringd door het vloeibare groutbad, om naar het oppervlakte te stijgen. Deze been - deren waren te groot om via de ringruimte tus - sen de boorstang en het kleine boorgat naar het oppervlakte te stijgen en blokkeerden gradueel de retour van de boormodder. Dit fenomeen is schematisch weergegeven in Figuur 10. Een - maal dit fenomeen gekend was, was de oplos - sing eenvoudig, alhoewel niet vanzelfsprekend voor de dienst erfgoed; door het vergroten van Figuur 9 - Beenderen uit boormodder. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 29 26/08/16 12:49 30 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 het boorgat of het boren van een naastliggend gat ontstond voldoende ruimte zodat de beende - ren naar de oppervlakte konden komen drijven. Lokale abnormaliteiten (drainagekanalen) Tijdens het verdere verloop van het project werden nog een aantal boringen geregistreerd waar het, ondanks bovenstaande maatregelen, niet mogelijk was om retourspoeling terug naar het oppervlakte te laten vloeien. Verdere studie wees uit dat deze problemen zich in drie spe - ciﬁeke zones voordeden. Nader onderzoek van deze zones door middel van camera inspectie toonde aan dat er zich in elk van deze zones baksteen metselwerktunnels, gevuld met water, bevonden onder de kluismuur. Het bestaan en de reden van deze ondergrondse tunnels was door niemand gekend. De dienst erfgoed heeft op basis van deze bevindingen en onderzoek in de archieven kunnen achterhalen dat dit eeuwen - oude drainagekanalen betrof die destijds waren aangelegd om het achterliggende moerasland - schap te draineren. Een digitale representatie van de monding van deze drainagekanalen in de Oudegracht is in ﬁguur 11 weergegeven. De ar - cheologen van de dienst erfgoed vonden dit een fantastische ontdekking, wij als aannemer iets minder… Omdat geen jetgroutpalen kunnen worden ge - maakt in holtes werd na overleg met de dienst erfgoed in onderling overleg beslist deze drai - nagekanalen (die niet meer in dienst waren) over een lengte van enkele meter te dempen door middel van zandcement. Deze drainage - kanalen werden opgevuld doorheen de reeds geboorde gaten door middel van inspoeling van zandcement. Na verharding van dit vulmateri - aal kon hierdoor een boring worden uitgevoerd waardoor groutpalen onder en door deze tun - nels konden worden gerealiseerd. Herstel kluismuur onder waterpeil Tijdens de vooronderzoeken en uitvoering van de werken was het duidelijk geworden dat het gedeelte van de kluismuur dat zich onder het waterpeil bevond in zeer slechte staat was. De kluismuur bestond uit 18e-eeuws baksteenmet - selwerk. Het gedeelte onder water bestond uit grote natuursteenblokken, daterend uit de 13e eeuw. Gezien dit stuk van de kluismuur zich in het drukst bevaren gedeelte van de grachten in Utrecht bevond, namelijk de Oudegracht ter hoogte van de Stadhuisbrug, mocht het scheeps - verkeer geenszins gehinderd worden door deze werken. Deze grachten worden nog steeds in - Figuur 10 - Verstopping door beenderen. Figuur 12 - Bouwkuip natuusteenrenovatie. Figuur 11 - Drainagekanaal onder werfkelders. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 30 26/08/16 12:49 31 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 STABILISATIE KLUISMUREN IN DE HISTORISCHE BINNENSTAD VAN UTRECHT tensief gebruikt, niet alleen door toeristen maar ook toeleveranciers of voor de afvalophaling in het centrum. Hierdoor was men genoodzaakt een zeer smalle bouwkuip te plaatsen over de lengte van het te renoveren onderwaterdeel ter hoogte van Rak 6. Deze bouwkuip bestond uit een houten damwand die door middel van scho - ren werd afgestempeld naar de kluismuur. Deze damwand werd ingedrukt aangezien intrillen niet was toegestaan wegens de instabiliteit van de naastliggende kluismuur. In ﬁguur 12 kan u deze, leeggepompte bouwkuip waarnemen, weliswaar na de uitvoering van de natuursteen - restauratie. Na het leegpompen van deze bouwkuip werd snel duidelijk dat de problemen verre van op - gelost waren. Zoals vermeld was de kluismuur niet meer verankerd aan de achterliggende kel - dergewelven (cf. de scheur tussen de gewelven en de kluismuur). Door het wegschuiven van de kluismuur naar de waterzijde was ook de fun - dering van de kluismuur onder het waterpeil beginnen kantelen. Hierdoor stond de kluis - muur ter hoogte van de waterlijn 10 centimeter verder naar het water toe dan de aanzet van de natuursteen fundering. Door deze schuinstand was het duidelijk dat een lokale herstelling van de fundering niet ging volstaan om de stabiliteit te verzekeren. Een volledige restauratie van de fundering was vereist. Op die manier kon deze terug verticaal onder de kluismuur kon worden geplaatst. In overleg met de dienst erfgoed werd beslist de volledige fundering te verwijderen en te in - ventariseren. Zoveel mogelijk oorspronkelijk materiaal werd behouden en herplaatst. De natuurstenen die niet meer geschikt waren of ontbraken werden vervangen door nieuwe ste - nen uit dezelfde groeves als de oorspronkelijke natuurstenen. Deze nieuwe natuurstenen zul - len de komende jaren verweren en stilaan het uiterlijk van de oorspronkelijke natuurstenen aannemen. Dit terugplaatsen gebeurde via een inplantings - plan opgesteld door de dienst erfgoed. Hierin werden de oorspronkelijke materialen naar de waterlijn toe gebracht en de nieuwe natuurste - nen onderaan geplaatst. Om de oorspronkelijke situatie zoveel mogelijk te respecteren werden de natuurstenen terug ingeplant zoals ze eeu - wen terug waren geplaatst. In ﬁguur 13 wordt het resultaat van deze restauratie weergegeven. Om de oorspronkelijke fundering te kunnen verwijderen voor restauratie werd de volledige kluismuur met tijdelijke stempels afgeschoord naar de onderliggende groutpalen. Wegens het plaatsgebrek in de smalle bouwkuip was het niet mogelijk deze blokken te verwijderen met behulp van machines maar diende dit handma - tig te gebeuren, zoals geïllustreerd in ﬁguur 14. In acht genomen dat sommige natuurstenen tot 250 kg zwaar waren, was het geen eenvoudige klus om deze na restauratie terug op hun plaats te krijgen. In deze restauratiefase is dus niet alleen het historische karakter van het bouw - werk gerespecteerd maar is dit ook nog eens uitgevoerd volgens de oorspronkelijke manuele bouwwijze. Van symboliek gesproken. Conclusie Funderingsrestauratie is geen eenvoudige zaak. De impact op de structuur moet zoveel moge - lijk geminimaliseerd worden, met een maximaal hergebruik van de oorspronkelijke materialen. Hiervoor is een uitvoerige voorstudie vereist. Tijdens de uitvoering dienen de werken grondig opgevolgd en gemonitord te worden door een bouwteam met ervaring in deze materie en een grondige kennis van de voorgeschiedenis van de structuur. Zoals met deze casus aangetoond, zal de ervaring van het bouwteam er toe leiden dat problemen tijdig kunnen erkend worden en onvoorziene omstandigheden adequaat kunnen worden aangepakt. Dit zal zowel de planning, het budget en de te restaureren structuur zelf ten goede komen. Figuur 13 - Bouwkuip natuusteenrenovatie. Figuur 14 - Uitvoering restauratie natuursteen. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 31 26/08/16 12:49 GEOKUNST - Oktober 2016 54 Inleiding De meest eenvoudige manier om folieconstructies aan te brengen is in een open ontgraving. Uitvoering van ondergrondse constructies met een onderwater talud resulteert echter in een groot ruimtebeslag, zie deel 1 van deze serie. In stedelijk gebied is deze ruimte vaak niet beschikbaar, doordat er op korte afstand gebouwen, ondergrondse constructies, spoorlijnen, wegen of kabels/leidingen aanwezig zijn. De breedte van de folieconstructie kan beperkt worden door alternatieve concepten, waarbij deze wordt afgezonken tegen verticale begrenzingen (bouwput wanden). Concepten Rijkswaterstaat en verschillende marktpartijen hebben een aantal concepten ontwikkeld en proeven uitgevoerd om het ruimtebeslag van folieconstructies te beperken. Hoewel de concepten circa twintig jaar geleden zijn ontwikkeld, kunnen deze nog steeds worden gezien als innovatief ten opzichte van traditionele bouwmethoden met onderwater beton en trekpalen. De belangrijkste concepten hierbij zijn: 1. Folieconstructie U-polder 2. Folieconstructie damwandpolder Het principe van de concepten staat in het klein weergegeven in ﬁguur 1 en 2. Voor grotere afbeeldingen en toelichting op de concepten wordt verwezen naar deel 1 van dit artikel. Vergelijking constructiemethode Het verschil tussen het damwand- en het U-polder concept zit voornamelijk in de wijze waarop de horizontale gronddruk in evenwicht wordt gehouden (tabel 1). Bij de damwandpolder komt dit evenwicht door de interactie tussen de primaire en secundaire damwand. Deze damwanden zijn permanent aanwezig, zowel tijdens de uitvoering als tijdens de gehele levensduur van de constructie. Bij de U-polder kunnen de stalen damwanden tijdelijk of permanent gebruikt worden. Het uiteindelijke evenwicht wordt bereikt met een gewichtsconstructie van grond, gewapende grond of een L-wand. In tabel 2 is een kwalitatieve vergelijking weergegeven van bouwmethoden ten aanzien van het beperken Afgezonken folieconstructies in beperkt ruimtebeslag Ondergronds bouwen met geokunststoffen Ing. R.H. Gerritsen Witteveen+Bos drs. D.H. van Regteren Genap R.H. Knulst Rijkswaterstaat Figuur 1 - Folieconstructie U-polder met tijdelijke damwanden. Bron: Witteveen+Bos, 2016. DEEL 2 geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 54 26/08/16 12:49 Samenvatting 55 GEOKUNST - Oktober 2016 van de breedte, ervaringen, duurzaamheid bouwmethode en de bouwkosten. Vergelijking bouwkosten De bouwkosten van alternatieve folieconstructies zijn sterk afhankelijk van de aanwezig project omstandigheden. De geotechnische omstandigheden zoals grondsamenstelling en grondwaterstanden zijn hierbij zeer belangrijk. De lokale bodemsamenstelling bepaalt de herbruikbaarheid van de afgegraven grond. Tabel 3 geeft de verschillende onderdelen van bouwkosten bij folieconstructies. Voor vergelijking zijn de onderdelen van bouwkosten bij een traditionele bouwmethode ook weergegeven, uitgaande van permanente damwanden, trekpalen, onderwaterbeton en een constructieve betonvloer. Als business case voor bepaling van de bouwkosten is er een vergelijking gemaakt Folieconstructies kunnen worden gebruikt voor waterdichte afsluitingen van ondergrondse constructies. Vanwege de hoge grondwaterstand in Nederland zijn diepe en grootschalige folieconstructies over het algemeen afgezonken. Dit geeft vaak problemen met het ruimtebeslag, aangezien in stedelijke gebieden de beschikbare realisatieruimte beperkt is. De breedte kan beperkt worden door gebruik te maken van ontwerp concepten als de U-polder en de damwandpolder. Als vervolg op praktijkproeven in het verleden zijn verschillende projecten inmiddels succesvol uitgevoerd. Het succes hangt af van een integrale aanpak ten aanzien van ontwerpen uitvoeringsaspecten, risicobeheersing en kwaliteitsborging tijdens de uitvoering. De bouwmethode is vaak gebruikt en geschikt in Nederlandse omstandigheden, echter heeft ook zeker potentie voor buitenlandse projecten. Dit artikel betreft het tweede deel uit een serie van twee. Het eerste deel heeft de concepten van de U-polder en damwandpolder in detail beschreven. Dit tweede en laatste deel gaat in op een verdere vergelijking van de concepten voor de constructiemethode, bouwkosten en risico's. Tevens wordt ingegaan op verschillende projectervaringen, waaronder de recent gerealiseerde Doornboslaan in Breda. Figuur 2 - Folieconstructie U-polder met tijdelijke damwanden. Figuur 2 - Overtrekken folie tot nabij het kopscherm vóór het maken van een kanaallas en afzinken folieconstructie U-polder Doornboslaan Breda. Bron: Witteveen+Bos, 2016. Bron: Gerritsen, Witteveen+Bos, 2016. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 55 26/08/16 12:49 GEOKUNST - Oktober 2016 56 tussen drie bouwmethodes. Dit betreft de damwand- en U-polder (met tijdelijke of permanente damwand) en de derde is een traditionele bouwmethode met een betonbak. Als basis voor de kostenindex is gekozen voor een verdiepte wegligging op 4 meter onder maaiveld over een lengte van 100 meter. Vergelijkingen met onder andere de breedte en kosten zijn ook eerder beschouwd door Rijkswaterstaat en in een afstudeeronderzoek van Aartsen, 1995. In de onderstaande graﬁek is de relatie gegeven tussen de directe aanlegkosten (verticale as) en de breedte van de wegconstructie (asfaltbreedte). De kosten voor de traditionele constructie omvatten in dit geval bijvoorbeeld de ontgravingen, damwanden, onderwaterbeton, trekpalen en de constructievloer. De kosten voor de alternatieve folieconstructies bestaan ondermeer uit de (tijdelijke) damwanden, ontgravingen, folieconstructie en ballastzand. De bandbreedte van de bouwkostenberekening wordt geschat op +/- 30 %. De startkosten van een smalle weg (5 meter) zijn hoog (meer dan 1 miljoen euro). Dit heeft te maken met de hoge initiële kosten voor het plaatsen van de verticale wanden en detailwerkzaamheden. Afhankelijk van de projectomstandigheden en keuzes naar de toe te passen grondkerende constructies kan het percentage van de wanden liggen tussen maar liefst 30-60% van de totale bouwkosten. Wanneer de wegconstructie breder wordt zullen de kosten per vierkante meter verdiepte ligging geleidelijk afnemen vanwege de relatief lage eenheidsprijs van het foliemateriaal. Grondwerk en grondtransport zorgen bij de folieconcepten ook voor een aanzienlijk deel van de kosten, te weten een percentage van 20-35%. Belangrijke kosten bepalende factoren zijn daarbij de mogelijkheid voor hergebruik van uitgekomen materiaal, transportafstanden en mogelijkheden om overgebleven grond te hergebruiken binnen het project. Bij een ‘slechte’ grondslag (klei/veen) en het volledig moeten afvoeren van uitgekomen materiaal geeft dit uiteraard aanzienlijke extra kosten, waardoor een bouwmethode minder aantrekkelijk kan worden. De graﬁek geeft de maximale wegbreedte op 25 meter, dit komt overeen met een verdiepte ligging met circa 6 rijbanen. Uiteraard zijn in de praktijk bredere constructies mogelijk, waarbij de voordelen voor een folieconstructie alleen maar toenemen. Uit ﬁguur 4 kan geconcludeerd worden dat folieconstructies afgezonken in een beperkt ruimtebeslag economisch gezien een alternatief kunnen zijn in veel omstandigheden. Het meest interessant zijn locaties met grote constructiebreedtes in geval van aanzienlijke wegbreedtes (> 20 meter) of wenselijkheid van groene taluds gevraagd vanuit een beeldkwaliteitsplan. Bij kleinschalige projecten, smalle wegconstructies (< 7 meter), Tabel 2 - Vergelijking constructiemethoden Constructie methode Gelimiteerde breedte Ervaring Duurzaam bouwen (CO2) Bouwkosten 1. Beton (traditioneel) +++ +++ - - 2. Natuurlijke polder (waterremmende grondlagen) + +/- +++ +++ 3. Folieconstructie open ontgraving 0 ++ +++ +++ 4. Folieconstructie U-polder ++ + ++ ++ 5. Folieconstructie damwandpolder +++ + ++ + Tabel 3 - Vergelijking belangrijkste kostenonderdelen constructiemethoden Damwand- en U-polder Traditionele bouwmethode (onderwater beton en trekpalen) 1 Installatie (tijdelijke) damwanden en verankering (zwaarder gedimensioneerd), voorzetconstructie 1 Installatie permanente damwanden en verankering 2 Grondwerk (dieper) 2 Grondwerk 3 Afzinken folieconstructie en beschermende geotextielen 3 Aanbrengen trekpalen 4 Kwaliteitsborging, interne/externe keuring (QC) 4 Storten onderwater betonvloer 5 Inzet lekdetectiemethode 5 Storten constructie betonvloer 6 Hergebruik ontgraven zand, aanvoer nieuw ballastmateriaalen/of afvoeren ontgraven grond 6 Afvoeren ontgraven grond Tabel 1 - Vergelijking constructiemethoden Constructie methode Waterafsluiting Evenwicht verticale richting Evenwicht horizontale richting 1. Beton (traditioneel) Beton Palen, betonvloer Damwanden, betonwand 2. Natuurlijke polder (waterremmende grondlagen) Natuurlijke grondla - gen of dichtwanden Natuurlijke grond - lagen, kunstmatige injectie Natuurlijk talud, folieschermen, soilmix-wanden, cement-bentoniet wanden, stalen damwanden 3. Folieconstructie open ontgraving Folieconstructie Zandaanvulling Zandaanvulling 4. Folieconstructie U-polder Folieconstructie Zandaanvulling Zandaanvulling, gewapende grondconstructie, L-wand 5. Folieconstructie damwandpolder Folieconstructie Zandaanvulling Verankerde voorzetwand geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 56 26/08/16 12:49 57 GEOKUNST - Oktober 2016 AFGEZONKEN FOLIECONSTRUCTIES IN BEPERKT RUIMTEBESLAG permanente of verloren damwandconstructies, aanwezigheid van slechte bodemopbouw (klei/veen) of hoge toeslagfactoren voor risico’s, benaderen de kosten een traditionele bouwmethode. In dergelijke gevallen dient goed beschouwd te worden, welke bouwmethode daarbij projectspeciﬁek het meest aantrekkelijk is. De berekening met een bovengrens is inclusief aanvoer van nieuw zand (levering en transport), inzet van een lekdetectiemethode, inzet van externe kwaliteitsborging en een risicotoeslag met onvoorziene kosten van 20% (rode lijn). Wanneer een tijdelijke damwand wordt toegepast nemen afhankelijk van de wegbreedte de kosten met 10-20% af (blauwe lijn). De groene lijn betreft een ondergrens van de kosten. Uitgaande van een wegbreedte van 18 meter zien we op basis van de gehanteerde uitgangspunten dat een folieconstructie 10- 50 % goedkoper kan zijn dan de traditionele methode met een betonnen bakconstructie in een gesloten bouwkuip met onderwater beton. Locaties met zand en een hoge grondwaterstand hebben de meeste potentie voor toepassing van folieconstructies. Indien er cohesieve (stoor) lagen aanwezig zijn (klei, leem, veen) of minder geschikt zand (veel ﬁjne delen, siltig, humeus, stenen), dient er vooraf goed onderzoek te worden gedaan naar de mogelijkheden van hergebruik. Hergebruik van cohesieve grondlagen onder de grondwaterstand binnen in een folieconstructie wordt sterk afgeraden, doordat de samenhang van deze lagen verloren gaat en verdichten lastig is. In geval dat de bodem ongeschikt is voor hergebruik, dient er nieuw zand aangevoerd te worden voor de ballastlaag op de folieconstructie. Zelfs wanneer er volledig nieuw aanvulmateriaal aangevoerd moet worden, kan een alternatieve folieconstructie concurrerend zijn ten opzichte van een traditionele bouwmethode. Risicoanalyse Voor folieconstructies in een beperkt ruimtebeslag wordt gebruik gemaakt van bekende bouwtechnieken en slimme combinaties daarvan, zoals funderingswerken (damwanden, ankers), grondwerk en verwerking van geotextielen. Het succes hangt af van goede kennis van ontwerpaspecten, materialen en kwaliteitsborging, en beheersing van raakvlakken op alle onderdelen tijdens het ontwerp- en bouwproces. Folieconstructies hebben een verhoogd risicoproﬁel ten opzichte van standaard bouwmethoden. Dit is inherent aan het werken met een gevoelig en kwetsbaar geokunststof materiaal. Het is dan ook van groot belang dat risicobeheersing wordt geïntegreerd in het gehele proces van ontwerp, uitvoering en beheer. Hierbij zijn ondermeer de volgende risico’s van belang: • Beschadiging van de folie tijdens de aanleg (bescherming vanuit scherpe delen stalen damwanden, voorzetwanden, aanvulmethode, trekkrachten). • Verticale stabiliteit folie door externe waterdrukken ten opzichte van het aangebrachte gewicht (diepteligging folie, gewicht ballastmateriaal, verlaging van het polderpeil, ontgravingen voor putten, riolering, drainagekoffers, L-wanden, etc.). • Horizontale stabiliteit van de constructieonderdelen en folie (damwanden, verankering, keermuren, voorzetwanden, passieve gronddruk, optreden van grondwaterdrukken). • Geschiktheid van de uitgegraven grond voor hergebruik rondom de folieconstructie (aanwezigheid cohesieve klei-, leem of veenlagen, scherpe stenen, boomwortels, geschiktheid zand voor hergebruik en behalen van verdichtingsgraad). • Aanwezigheid milieuverontreinigingen in de omgeving (aantasting folieconstructie, Figuur 4 - Relatie tussen de directe bouwkosten diverse varianten afhankelijk van de wegbreedte. Bron: Gerritsen, Witteveen+Bos, 2016. Figuur 5 - . Overtrekken folieconstructie toeritten ﬁetstunnel met U-polder Assen Peelo Bron: Gerritsen, Witteveen+Bos, 2008. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 57 26/08/16 12:50 GEOKUNST - Oktober 2016 58 duurzaamheid, levensduur folieconstructie). • Beschadiging folieconstructie tijdens levensduur door calamiteit met brand of agressieve vloeistoffen (gebruiksfase). Meer uitgebreide informatie over risico’s en geleerde lessen bij folieconstructies wordt gegeven in het artikel van Gerritsen, et al. 2016. PROJECT ERVARINGEN U-polder toeritten ﬁetstunnel Assen In Assen zijn de toeritten van een ﬁetstunnel aangelegd met een U-polder concept. De totale constructie lengte is ongeveer 150 meter. Dit is opgedeeld in circa 30 meter gesloten deel met betonnen tunnelsegmenten en toeritten met folieconstructie van circa 60 meter per zijde. Bij deze toeritten is de folieconstructie afgezonken tussen permanent verankerde damwanden (zie ﬁguur 5). De holle ruimtes van de damwand zijn afgeschermd met wapeningsnetten bedekt met een non-woven beschermend geotextiel. Het uiteindelijke horizontale evenwicht is verzorgd door het aanbrengen van een grondtalud met kleine keerwanden. De folieconstructie is verbonden met het betonnen middeldeel door een waterdichte klemconstructie op ongeveer 7 meter onder maaiveld. Damwandpolder toeritten verdiepte ligging Assen Het concept van de damwandpolder is met succes toegepast voor een verdiepte ligging in Assen. In 2005 is vanuit de gemeente besloten één van de hoofdverbindingen richting de snelweg te verdubbelen, om hiermee het ﬁleprobleem voor in- en uitgaand verkeer in Assen op te lossen. Voor inpassing in de bebouwde omgeving en verkeerstechnische redenen is daarbij gekozen voor een verdiepte ligging met hierop kruisend een ovale rotonde voor het lokale verkeer. De opgave ter voorbereiding van het werk is vanuit de gemeente in de markt gezet als een prijsvraag, waarbij aan de markt werd gevraagd te komen met slimme en innovatieve oplossingen. Door de gekozen bouwmethode was het mogelijk om de folieconstructie naast de huidige hoofdweg af te zinken, zonder dat deze geheel moest worden afgesloten. De damwandpolder is in Assen toegepast voor beide toeritten van de onderdoorgang. De inwendige breedte van de onderdoorgang is circa 18 meter. De totale lengte van de onderdoorgang is 300 meter, waarvan de toeritten een lengte hebben van 180 meter (2 x 90 meter). De middensectie van 120 meter met bovengelegen rotonde, is vanwege de diepte en dragende functie uitgevoerd met een traditionele bouwmethode van damwanden, trekpalen, een onderwater betonvloer en deﬁnitieve vloer van constructief beton. De verbinding van de folieconstructie met het betonnen middeldeel is uitgevoerd met behulp van een klemconstructie. Deze verbinding is gemaakt in een smalle bouwkuip van ongeveer 8 meter diep. In dit compartiment is de verbinding met het kopzeil van de folieconstructie gemaakt. Na het afklemmen van de folie is het compartiment onder water gezet en na het bereiken van een gelijke waterstand in de aangrenzende bouwputten zijn de scheidende stalen damwanden verwijderd. Het geprefabriceerde foliepakket is hierna opgesteld langs de zijkant van de toerit. Het totale pakket van de folie had een afmeting van circa 90 x 35 meter en is in de toerit gepositioneerd met behulp van drijﬂichamen, trekogen en lieren (zie ﬁguur 6). Na het positioneren is de hoofdfolie aan de kopfolie gelast met een kanaallas op een klein ponton. Na deze verbinding en het testen hiervan is de gehele folieconstructie afgezonken met een wateroverdruk. Tijdens het ontwerp- en bouwproces zijn bepaalde onderdelen van de damwandpolder aangepast of geoptimaliseerd in vergelijking met Figuur 6 - Overtrekken folieconstructie toeritten met damwandpolder Assen Peelo Figuur 7 - Uiteindelijke situatie van de damwandpolder als hoofdontsluitingroute richting de snelweg Assen Peelo Bron: Van Dijk, Witteveen+Bos, 2008. Bron: Meester, Witteveen+Bos, 2008. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 58 26/08/16 12:50 59 GEOKUNST - Oktober 2016 AFGEZONKEN FOLIECONSTRUCTIES IN BEPERKT RUIMTEBESLAG het originele concept (Meester, Gerritsen, 2009). Voor de voormuur (secundaire muur) is gekozen voor een betonnen wand, die er hetzelfde uitziet als het betonnen tunnelsegment in het midden. Om installatie redenen is de afstand tussen de primaire en secundaire wand aangehouden op ongeveer 1,0 meter. Met deze tussenruimte was het eenvoudiger om de verbinding tussen de wanden te maken en de ruimte op te vullen. Tevens is hiermee het risico gereduceerd op beschadiging van de folieconstructie. Om het bouwproces gemakkelijker te maken heeft de aannemer tijdelijk verticale bemaling geplaatst tussen de primaire damwand en de folieconstructie. Door deze bemaling achter de folie kon de waterdruk worden beheerst en op een veilig niveau gehouden. Na aanbrengen van de ballastlaag op de folieconstructie is het polderpeil ingesteld. Met de bemaling achter de folie kon de secundaire wand in de droge worden aangebracht. Tevens was de verbinding en het aanvullen tussen de twee wanden gemakkelijker. Na realisatie van de betonnen voorwand, de verbindingen en het aanvullen achter de wand kon de bemaling verwijderd worden. Met een bouwperiode van circa 1,5 jaar werd de onderdoorgang succesvol afgerond in 2008 (zie ﬁguur 7). U-polder toeritten ﬁetstunnel Deventer In Deventer zijn de toeritten van een ﬁetstunnel ook gebouwd volgens het U-polder concept. De bouwmethode was enigszins verschillend met die in Assen. Eén van de verschillen was dat de folieconstructie direct tegen de primaire damwand werd afgezonken. Deze methode vereiste dat de folieconstructie in langsrichting de exacte vorm van de damwandkassen zou volgen. Hiertoe zijn er door de folieverlegger spieën (extra driehoek met vorm wand) gelast ter plaatse van elke damwandkas. Met gebruik van deze methode werd het risico gezien dat de folie niet precies gepositioneerd of zou passen tussen de damwanden, met als mogelijk gevolg eventuele hoge trekkrachten en schade. Bij uitvoering was de maatvoering en het positioneren van de folie dan ook cruciaal. Het afzinken van de folieconstructie is succesvol uitgevoerd (zie ﬁguur 8). Na het opzetten van een overdruk zijn lekdetectiemetingen uitgevoerd en daarbij zijn geen lekkages waargenomen. Damwandpolder spoorwegonderdoorgang Schagen Voor realisatie van de spoorwegonderdoorgang te Schagen is gebruik gemaakt van een damwandpolder. Projectspecifieke omstandigheden waren de zeer beperkte ruimte door aanwezigheid van een naastgelegen kanaal en ﬁetspaden. Na het aanbrengen van de damwanden is de bestaande weg verwijderd en is de bouwput uitgegraven tot de vereiste diepte. De holle ruimte tussen de damwanden zijn vlak gemaakt met een wapeningsnet afgedekt met een geotextiel. Innovatief was het gebruik van een geotextiel composiet-materialen. Dit was een waterdicht folie van 1,0 mm vanaf de fabriek aan één zijde voorzien van een non- woven geotextiel. Het geotextiel is gebruikt als bescherming van de folie aan de onderzijde voor mogelijke scherpe delen vanuit het ontgravingoppervlak of vanuit de wanden (zie ﬁguur 9). Na aanbrengen van de folieconstructie en de ballastlaag is de secundaire wand geplaatst. De folieconstructie is vastgemaakt aan de damwand en is uiteindelijk verankerd in een geul achter de deﬁnitieve damwand. Na het aanbrengen van de folie is er geo-elektrisch lekdetectieonderzoek uitgevoerd en hierbij zijn er geen lekken gevonden. U-polder spoorwegonderdoorgang Doornboslaan Breda Voor een spoorwegonderdoorgang in Breda is een grootschalige U-polder folieconstructie toegepast ter plaatse van de toeritten. Bijzondere omstandigheid was dat deze nieuwe folie is aangebracht ter vervanging van de oudste civiele folieconstructie in Nederland. Deze oude folieconstructie uit 1969 was in een zeer slechte technische staat. Oorzaak hiervan is naar Figuur 8 - Overtrekken folieconstructie U-polder toeritten ﬁetstunnel Deventer . Figuur 9 - Overtrekken folieconstructie damwandpolder Schagen . Bron:Gerritsen, Witteveen+Bos, 2009. Bron: Genap 2013. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 59 26/08/16 12:50 GEOKUNST - Oktober 2016 60 verwachting de aanwezigheid van een historische grondwaterverontreiniging met VOCL. Als gevolg van deze verontreiniging is naar verwachting een versneld verlies van weekmakers opgetreden. De folie was hierdoor bros, vertoonde lekkages, en functioneerde hiermee niet meer afdoende als waterdichte afsluiting voor de toeritten. Het project ter vervanging heeft bestaan uit een volledige reconstructie van de toeritten, waarbij een PVC-p folie met een dikte van 1,0 mm is afgezonken in een bouwput met stalen damwanden (zie ﬁguur 3 en 10). Ter bescherming is daarbij zowel aan de onderzijde als aan de bovenzijde van de folie een non-woven beschermdoek aangebracht van 1000 gram/m2. Het overtrekken en afzinken van een dergelijk zwaar doek was een primeur, maar is vier keer succesvol uitgevoerd. Aan de binnenzijde van de bouwputten is gebruik gemaakt van (verloren) kunststof damwandschermen, waartegen de folieconstructie is afgezonken. Na realisatie zijn de achtergelegen stalen damwanden weer zoveel als mogelijk getrokken. Hierdoor blijven alleen de verticaal ingepakte folieconstructie tegen de kunststof voorzetwand in de ondergrond achter. De reconstructie van de toeritten is gecombineerd met de bouw van een hoogwaardig openbaar vervoer busbaan langs het spoor met kruisende viaducten (HOV-baan). Voor het project is het betonnen middendeel met hierop een 4-tal sporen volledig in standgehouden. Dit maakte wel dat de nieuwe folieconstructie aansluiting moest vinden op een bestaande constructie door middel van een vrij diepe klemconstructie op circa 8,5 meter beneden maaiveld in een smalle bouwkuip direct naast het spoor. De omstandigheden van de aansluiting op een bestaande constructie gefundeerd op staal, aanwezigheid van het spoor (zeer strenge deformatie-eisen), beperkte ruimte in de binnenstad/spoorse omgeving (logistiek), en de uitvoering in den natte maakten dit project tot een aanzienlijke uitdaging voor alle betrokkenen (Gerritsen, 2015). Het project is in juni 2016 succesvol opgeleverd. Gezien de vele interessante aspecten in dit project zal in de toekomst waarschijnlijk een apart artikel verschijnen over dit uitdagende project. Conclusie Met behulp van een damwandpolder of U-polder concept kan de breedte van een folieconstructie aanzienlijk beperkt worden. De damwandpolder kan nagenoeg dezelfde constructiebreedte hebben als een traditionele bouwmethode met een betonconstructie. Bij gebruik van deze folieconcepten is de vermindering in het ruimtebeslag substantieel ten opzichte van traditionele folieconstructies onder een natuurlijk talud met open ontgraving in den natte. Door vermindering in de breedte is het mogelijk om de folieconstructies toe te passen bij lastige situaties, waarin de beschikbare ruimte beperkt is, zoals een stedelijke omgeving. Tevens kunnen dit soort constructies een hogere waardering hebben ten aanzien van duurzaam bouwen (vermindering van primaire bouwmaterialen, gebruik van grond als ballastmateriaal). De grootste potentie in toepasbaarheid van folieconstructies hebben de locaties met een ondergrond van zand en hoge grondwaterstanden. De economische voordelen van een folieconstructie nemen bij zeer brede constructies toe ten opzichte van een traditionele bouwmethode met een betonbak. Vermindering van aanlegkosten kan tot gevolg hebben dat bij planvorming met complexe infrastructuur projecten met vele stakeholders een verdiepte ligging de voorkeur krijgt ten opzichte van aanleg van infrastructuur op maaiveldniveau. Dergelijke keuzes kunnen een verbetering betekenen van de leefomgeving en een beperking van de impact van bouwprojecten op de omgeving. Dit biedt voor toepassing van foliecontructies niet alleen potentie voor Nederlandse omstandigheden, maar ook voor toekomstige projecten in het buitenland. Cursus Meer informatie over folieconstructies in verdiepte infrastructuur kan worden verkregen tijdens een cursus georganiseerd door PAO techniek en management, zie https://paotm.nl/nl/. Referenties - Ruit, van de, G.M. januari 1995, Rapportage proefproject U-polder, Rijkwaterstaat. - Aartsen, R.J., augustus 1995, De economische haalbaarheid van de U-polder als nieuwe methode voor het verdiept aanleggen van wegen, TU Delft. - Vries, de J, Jansen W, januari 2001, Damwandpolder: Een innovatieve manier voor een verdiepte aanleg, Cement. - Hemelop, D.W., Oktober 2002, Praktijkproef damwandpolder, Geotechniek. - CUR 221, 2009, Folieconstructies voor verdiepte infrastructuur. - Meester, H, Gerritsen, R.H., 2009, Folieconstructies met damwand- en U-polder in Assen, Land+Water. - Gerritsen, R.H., 2012, Innovatieve ondergrondse constructies: folieconstructies in beperkte ruimte, Centrum voor ondergronds bouwen (COB), presentatie jaarcongres COB. - Gerritsen, R.H., Van Regteren, R.H, Knulst, R.H, 2014, Submerged geomembrane systems: innovative polder-constructions in limited space, Geo-art, special edition / Proceedings, 10th International Conference on Geosynthetics, Berlin. - Gerritsen R.H., 2015, Reconstructie onderdoorgang Doornboslaan Breda, Speciale uitdagingen en folieconstructie, presentatie ten behoeve van bijeenkomst en projectbezoek NGO-Kivi. - Gerritsen, R.H., Angenent, C., Scheirs, J. 2016, Geomembrane systems in the Netherlands and abroad - Risks and lessons-learned, Proceedings, 6th European Conference on Geosynthetics. Copyright ﬁguren: zie bronvermelding bij ﬁguren. Figuur 9 - Overtrekken folieconstructie U-polder in toeritten onderdoorgang Doornboslaan Breda voor afzinken . Bron: Gerritsen, Witteveen+Bos, 2013. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 60 26/08/16 12:50 16 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 Scenario’s van de ondergrond voor WBI 2017: kansen en toepassing Dr. M.P. Hijma Deltares, Afdeling Toegepaste Geologie en Geofysica Ir. K.S. Lam Deltares, Afdeling Dijkveiligheid MSc. J.M. van der Hammen Rijkswaterstaat WVL, afdeling Waterkeringen Inleiding De ondergrond vormt een integraal onderdeel van veel infrastructurele werken en is bepalend voor het functioneren daarvan. Of een waterke - ring bezwijkt tijdens extreem hoogwater hangt bijvoorbeeld in sterke mate af van hoe de onder - grond onder de waterkering is opgebouwd. Voor een gedegen ontwerp of toets van de sterkte van infrastructuur moeten de ondergrond en zijn eigenschappen daarom in voldoende detail bekend zijn. Momenteel wordt in veel projec - ten de ondergrond geschematiseerd met indi - viduele sondeerstaten of met geotechnische lengteproﬁelen waarin vergelijkbare patronen in sonderingen en boringen aan elkaar verbon - den worden met lijnen. In de meeste gevallen is de datadichtheid aan sonderingen en boringen echter niet voldoende om de relevante variatie in de ondergrond met voldoende zekerheid te karakteriseren. Ondergrondopbouwen die een sterke negatieve invloed hebben op het functi - oneren van de infrastructuur kunnen zodoende eenvoudig gemist worden (Tabel 1). Vaak wordt deze onzekerheid impliciet erkend door het in - bouwen van conservatisme met betrekking tot het schematiseren van de ondergrond tijdens het ontwerp en/of toetsen van infrastructuur. Dit kan leiden tot een te conservatief ontwerp of toets en daardoor tot onnodig hoge kosten. Het zou daarom beter zijn de onzekerheid die er bestaat over de opbouw van de ondergrond expliciet mee te nemen bij het schematiseren van de ondergrond. Dan wordt deze onzeker - heid op een directe wijze inzichtelijk en kan deze worden gekwantiﬁceerd. Dit is mogelijk door de opbouw van de ondergrond te beschrijven met behulp van ondergrondscenario’s waaraan kan - sen van aantreffen worden toegekend. Dit wordt stochastisch schematiseren van de ondergrond met scenario’s genoemd. Bij het opstellen van de ondergrondscenario’s is het van belang de kennis die er bestaat over de natuurlijke sys - tematiek in de ondergrond te combineren met informatie uit boringen, sonderingen of gecon - stateerd gedrag. In de laatste vijftien jaar is deze werkwijze al gebruikt bij het toetsen van boezemkades in Noord-Holland, Zuid Holland, Groningen, Fries - land, Drenthe, Gelderland en Utrecht: bij elkaar bijna 5000 km boezemkade. Het is overigens goed te beseffen dat de opbouw van de dijk ook vaak onzeker is en dat deze onzekerheid in som - mige gevallen minstens zo groot is als de on - zekerheid over de opbouw van de ondergrond. Net als bij de ondergrond kan deze onzekerheid ondervangen worden door te werken met sce - nario’s, in dit geval van mogelijke dijkopbouwen. Recent is in het kader van het Wettelijk Beoor - delingsinstrumentarium 2017 (WBI 2017) de on - dergrond onder alle primaire waterkeringen met deze methodiek globaal geschematiseerd. Deze globale schematisaties zullen het uitgangspunt zijn voor het maken van lokale schematisaties. Dit artikel beschrijft allereerst de methodiek voor het schematiseren van de ondergrond met behulp van scenario’s. Vervolgens wordt aan - gegeven hoe deze methodiek in het WBI 2017 wordt toegepast. Figuur 1 - Een actief kweldergebied in Nederland. Binnen het gebied komen direct naast elkaar verschillende afzettingsmilieus voor. De ruimtelijke verspreiding van deze milieus kan door de tijd sterk veranderen. Dit soort landschappen ligt in Nederland op tal van locaties begraven. Bij grondonderzoek in een dergelijk gebied kunnen de boor- en sondeerstaten over korte afstand dus veel variatie laten zien. Foto: Jan Tuijp. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 16 26/08/16 12:48 17 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 Samenvatting Het schematiseren van de ondergrond vormt een belangrijk onderdeel bij het beoordelen of ontwerpen van waterkeringen. Een moeilijkheid hierbij is dat de ondergrond over korte afstand sterk kan variëren en dat deze variatie vrijwel nooit met de huidige dichtheid aan sonderingen/boringen is te vatten. Een alternatieve aanpak, het onderwerp van dit artikel, is de opbouw van de ondergrond te beschrijven met behulp van ondergrondsce - nario’s met kansen van aantreffen, een stochastische ondergrondsche - matisatie (SOS). Deze aanpak is in het verleden veelvuldig en met suc - ces toegepast bij de beoordeling van regionale waterkeringen. Voor WBI 2017 is een globaal en toepassingsonafhankelijk SOS opgesteld dat het uitgangspunt zal vormen voor de door de beoordelaar te maken lokale ondergrondschematisatie. Variatie in de ondergrond Het is niet verwonderlijk dat in Nederland en andere laaggelegen kust- en deltagebieden de ondergrondopbouw over korte afstand sterk kan variëren. Dergelijke gebieden worden geken - merkt door een hoge landschapsdynamiek die duidelijk zichtbaar is in gebieden waar de natuur nog vrij spel heeft (Figuur 1). Door bijvoorbeeld veranderingen in de stand van de zeespiegel of door rivierverleggingen verschuiven land - schapstypen door de tijd heen. In Nederland is zo in de laatste 12,000 jaar een tot 25 m dik pak - ket (Holocene) afzettingen neergelegd, waar - bij verschillende landschapstypen naast, op, of deels in elkaar liggen. Een boring in de omge - ving van Delft zou bijvoorbeeld alleen al in de bovenste 20 meter achtereenvolgens een moe - ras-, wadden/kwelder-, estuarium-, moeras- , rivier-, moeras-, en rivierlandschap aanboren (Figuur 2). Over korte afstand kunnen daardoor sterk wisselende ondergrondopbouwen voorko - men. Het opstellen van een stochastische ondergrond - schematisatie met scenario’s De ondergrond wordt geschematiseerd met zo - genaamde ondergrondscenario’s. Zo’n scenario is een stapeling, 1-D en soms 2-D, van lagen die relevant zijn voor de toepassing. De lagen in die scenario’s en de stapelingen ervan worden vast - gesteld op basis van inzicht in de ondergrond en waarnemingen. Data en kennis De belangrijkste databronnen voor de sche - matisatie betreffen ondergrondgegevens, di - gitale hoogtemodellen, luchtfoto’s en geologi - sche kaarten. De ondergrondgegevens bestaan vaak uit boor- en sondeerstaten, maar indien beschikbaar kunnen geofysische data ook erg waardevol zijn. Digitale hoogtemodellen met voldoende resolutie, in Nederland het Actueel Hoogtebestand Nederland, geven veel infor - matie over de opbouw van de ondergrond van de bovenste 5-7 m. Oude, soms zelfs begraven, rivierlopen en kustlijnen zijn zichtbaar in het landschap, evenals bijvoorbeeld dijkdoorbraak - afzettingen. Luchtfoto’s geven aanvullende in - formatie over de ondergrond. Met name in ge - bieden waarvoor geen goede hoogtemodellen aanwezig zijn, kan met behulp van bijvoorbeeld Google Earth toch nog veel informatie over de ondergrond verkregen worden (Hijma et al., 2015). Geologische kaarten worden ook geba - seerd op ondergrondgegevens en geven op regi - onale schaal veel informatie over de aanwezige afzettingen. Bij het gebruik moet beseft worden dat de harde grenzen op de kaarten in werkelijk - heid een behoorlijke plaatsonzekerheid kennen die sterk afhangt van de datadichtheid. Naast deze harde data zijn geologische kennis, inzicht in de systematiek in de ondergrond, en kennis van de toepassing waarvoor geschema - tiseerd gaat worden nodig om tot een bruikbare schematisatie te komen. Geologische kennis is nodig bij het analyseren en integreren van de data tot schematisaties. De ondergrondgege - vens laten bijvoorbeeld zien dat zand en orga - nische klei is aangetroffen in de sonderingen. Deze afzettingen worden met geologische ken - nis in dit voorbeeld geïnterpreteerd als afgezet door een rivier: het zand dicht bij de riviergeul en de klei relatief ver weg van de rivier in de laaggelegen kommen. De tussenliggende rivier - oeverafzettingen zijn niet aangetroffen, maar zullen op basis van geologische kennis toch op - genomen worden in de ondergrondscenario’s. Daarnaast wordt geologische kennis als gemid - delde breedtes van rivieren en hoeveel kreken er gemiddeld voorkomen in getijdengebieden meegenomen tijdens het schematiseren. Het schematiseren dient uiteraard altijd een doel, en dat doel bepaalt mede de manier van schematiseren. Er zal (bijvoorbeeld) geschema - tiseerd moeten worden om een waterkering te beoordelen. Een globale schematisatie kan vol - Figuur 2 - Voorbeeld van een boring nabij Delft waarbij in minder dan 20 m diepte veel verschillende afzettingen en dus veel verschillende materiaaleigenschappen worden aangetroffen. De afzettings - milieu’s grijpen verticaal en horizontaal in elkaar, waardoor er een complexe opbouw van de onder - grond ontstaat. De afzettingsmilieu's zijn: 1) moeras, 2)Waddenachtig getijdengebied, 3) estuarium, 4) moeras, 5) rivierstroomgordel, 6) moeras, 7) rivierstroomgordel (Pleistoceen). geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 17 26/08/16 12:48 18 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 doende zijn voor landsdekkende inschattingen van de veiligheid. Soms is echter een gedetail - leerde schematisatie nodig voor bijvoorbeeld het beoordelen van een waterkering voor het faalmechanisme macrostabiliteit. Kennis over de toepassing is essentieel om de relevante en irrelevante scenario’s te kunnen onderscheiden. Het bepalen wat relevant is gebeurt meestal op geotechnische overwegingen die gerelateerd zijn aan materiaaleigenschappen, diktes van lagen en de gevoeligheid van een faalmecha - nisme voor een bepaalde ondergrondopbouw. Een goede samenwerking tussen geologen en geotechnici is daarom onmisbaar bij het maken van een bruikbare stochastische ondergrond - schematisatie. Het bepalen van relevante ondergrondeenheden Bij het schematiseren met scenario’s wordt de ondergrond ingedeeld in eenheden. Deze een - heden omvatten ondergrondlagen met verge - lijkbare materiaaleigenschappen. In veel geval - len betekent dit dat de eenheden zogenaamde afzettingsmilieus beschrijven, bijvoorbeeld afzettingen van een rivier, een getijdengeul of de wind. In ﬁguur 3 zijn ter illustratie de een - heden A-D onderscheiden. In deze stap moet, afhankelijk van de toepassing, ook de mate van opsplitsen van de afzettingsmilieus gekozen worden. Voor een piping-toets kan bijvoorbeeld toegespitst worden op het onderscheiden van typen rivierzand (ﬁjn, matig grof, grof) met elk hun eigen D70 en doorlatendheid. Voor een ma - crostabiliteitstoets kan de nadruk sterker lig - gen op het differentiëren van organische lagen naar dikte en diepte. Alle eenheden krijgen een beschrijving (materiaaleigenschappen, herken - baarheid in boringen/sonderingen) en worden opgeslagen in een database. Proevenverza - melingen kunnen aan de eenheden gekoppeld worden en indien er geen proeven beschikbaar zijn voor een eenheid kunnen óf waarden uit ta - bellen toegekend worden óf er kunnen alsnog speciﬁek voor die eenheid proeven uitgevoerd worden. Voor de globale schematisatie van het WBI 2017 wordt gewerkt met een gestandaar - diseerde eenhedenlijst voor geheel Nederland. Deze lijst is bepaald door rekening te houden met het beoordelen van waterkeringen op de faalmechanismen piping, macrostabiliteit en zettingsvloeiingen. Segmenten maken Een volgende stap is het nader onderverdelen van het onderzoeksgebied. Lijnelementen zoals primaire waterkeringen, worden daarbij opge - deeld in segmenten. Voor toepassingen waarbij de ondergrond in een gebied geschematiseerd wordt, bestaat de opdeling uit deelgebieden. Hieronder wordt verder de term ‘segment’ ge - bruikt om die opknipping te beschrijving. Voor elk van de segmenten worden in een ver - volgstap ondergrondscenario’s opgesteld. Segmenten worden onderscheiden op basis van relevante overgangen in de variatie in de ondergrond. In gebieden met een hoge data dichtheid, zoals Nederland, worden hiertoe de ondergrondgegevens in het gebied direct rond de dijk weergegeven op een scherm (Figuur 4). Relevante overgangen voor het onderscheiden van segmenten zijn bijvoorbeeld een structu - rele verandering in de dikte van veenlagen, de diepteligging van een geconsolideerde laag of de verhouding tussen klei- en zandlagen of de verandering van de kans van aantreffen van een bepaalde laag. De lengte van segmenten kan variëren van enkele honderden meters tot meer dan 10 km in de toepassing voor het WBI. Een lang segment hoeft niet te betekenen dat er niet veel variatie in grondopbouw is in dat segment. In sommige gevallen kent een lang segment na - melijk relatief veel variatie, maar is er geen sys - tematische verandering van de patronen in de variatie te onderscheiden met de beschikbare datadichtheid. Daar waar verdere opknipping van het segment niet tot een wezenlijke veran - dering leidt van de verwachte ondergrondscena - rio’s (in aantal en in type opbouw) heeft verdere opknipping geen zin. Indien in een vervolgstap meer ondergrondgegevens beschikbaar komen kan het in sommige gevallen wel weer lonend zijn om segmenten verder op te knippen. Scenario’s opstellen Na het vaststellen van de segmenten worden de ondergrondgegevens in dat gebied in groter detail bekeken. Hierbij worden op basis van de waarnemingen en kennis de eenheden geclus - terd in scenario’s (Figuur 4). De einddiepte van de scenario’s kan per project verschillen, afhan - kelijk van bijvoorbeeld de hoogte van een wa - terkering of de diepte tot het Pleistocene zand, maar is in veel gevallen enige tientallen meters. Indien nodig, worden eenheden toegevoegd die niet direct zichtbaar zijn in de waarnemingen, maar waarvoor wel aanwijzingen van voorko - men bestaan. Ook de minimale dikte van de on - derscheiden eenheden is afhankelijk van de toe - passing, maar zal meestal niet minder zijn dan 0.25 m. De eenheden zelf bestaan meestal wel uit dunnere lagen, bijvoorbeeld een afwisseling van organische klei- en veenlagen, of zand en kleilaagjes. In sommige gevallen kan een laag die dunner is dan 0.25 m dermate relevant zijn, dat deze wel apart geschematiseerd moet wor - den. Dit geldt bijvoorbeeld voor een dunne, maar uitgestrekte continue laag die als een afslui - tende laag voor waterdruk kan fungeren tussen zandlagen. Een voorbeeld hiervan in Nederland Figuur 3 - Bij het stochastisch schematiseren wordt de mogelijke grondopbouw in een segment samengevat in een aantal scenario’s. Het linkerpaneel laat de scenario’s zien die onderscheiden zijn in Figuur 4 en bestaan uit vier ﬁctieve eenheden (A-D). Eenheid D heeft twee unieke voorkomens en deze voorkomens worden numeriek onderscheiden. Alle eenheden hebben een eigen kans van aan - treffen toegekend gekregen (paneel rechtsboven). Door de kansen van aantreffen van de verschil - lende eenheden te vermenigvuldigen ontstaat er een kans van aantreffen voor het gehele scenario. De kans op aantreffen van scenario I is in dit voorbeeld 0,28 oftewel 28%. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 18 26/08/16 12:48 19 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 is het zogenaamde basisveen. Aan elke eenheid wordt een diepteligging voor de top van de eenheid toegekend. Deze diepte - ligging kan binnen een segment uiteraard varië - ren. Het dieptebereik waarbinnen de top van de eenheid kan liggen wordt daarom meestal geka - rakteriseerd door drie dieptes: de minimale, de modale en de maximale diepteligging voor WBI 2017. De modale diepteligging geeft de meest voorkomende diepteligging weer. De “minimale” en “maximale” waarden geven de dieptes aan die in ongeveer 10% van de gevallen dat de laag wordt aangetroffen over- dan wel onderschre - den wordt. In sommige gevallen is het mogelijk dat de maximale diepteligging hoger ligt dan de minimale, modale of maximale diepteligging van de top van de bovenliggende eenheid. In zulke gevallen is er een kleine kans dat de bovenlig - gende eenheid niet aanwezig is. Voor een uit - eindelijke beoordeling zal vaak een maatgevend geachte dikte gebruikt worden. Als een bepaalde eenheid kan voorkomen in een segment, wordt nagegaan met welke kans de eenheid er kan worden aangetroffen. Het vast - stellen van de kans van aantreffen van een een - heid in de globale stochastische schematisatie berust op: (i) De relatieve frequentie van aantreffen van de eenheid in sondeer- en boorstaten; (ii) de karakteristieke afmetingen van een een - heid (bijvoorbeeld een riviergeul met een bepaalde breedte) ten opzichte van de lengte van het segment; (iii) in relatie hiermee en op basis van geologisch inzicht: hoe vaak een bepaalde eenheid met een bepaalde karakteristieke afmeting voor kan komen binnen een segment van een ze - kere lengte. Hierbij wordt gewerkt met een globale classi - ﬁcatie van de kans van aantreffen: een eenheid die vrijwel altijd aanwezig is krijgt bijvoorbeeld een kans van 95%, een eenheid die zelden aan - wezig is 5% of soms zelfs minder en een een - heid die iets vaker dan in de helft van gevallen aanwezig kan zijn bijvoorbeeld 60%. De kansen van aantreffen van de verschillende scenario’s is het product van de kansen van aantreffen van al de eenheden waaruit het scenario is opgebouwd (Figuur 3). Verder toegelicht: WBI 2017 Deltares ontwikkelt voor Rijkswaterstaat de inhoudelijke componenten voor het Wettelijk Beoordelingsinstrumentarium (WBI). Het WBI moet in 2017 bruikbaar zijn voor het uitvoeren van de beoordelingsronde van de primaire wa - terkeringen. Een onderdeel van het WBI is een globale stochastische ondergrondschematisa - tie, hierna de SOS (Stochastische Ondergrond Schematisatie) genoemd (Hijma en Lam, 2015). Voor alle primaire keringen (dijken, dammen en kunstwerken) is het SOS beschikbaar: een to - taal van meer dan 3500 km. De schematisatie is opgesteld door Deltares, in samenwerking met TNO – Geologische Dienst Nederland. De SOS is een globale, toepassingsonafhankelijke onder - grondschematisatie en kan na een verﬁjnslag door de keringbeheerder gebruikt worden voor het beoordelen van de keringen voor alle rele - vante faalmechanismes. Een verﬁjnd SOS wordt aangeduid als een lokale SOS. Dit komt voort uit de aanname dat keringbeheerders over aanvul - lende ondergrondgegevens en omgevingskennis beschikken. De globale SOS vat de inzichten in en kennis over de opbouw van de ondergrond samen, zodat deze efﬁciënt ingezet kunnen wor - den voor de lokale schematisaties. De functie van de beschikbaar gestelde SOS is het toele - veren van informatie over de opbouw van de on - dergrond en het herkennen en identiﬁceren van relevante ondergrondlagen. Daarnaast helpt de globale SOS ook bij het eenduidig toewijzen van waarden voor grondparameters. Samen met inzicht in de werking van en invloeden op faal - mechanismen kan met de globale SOS informa - tie op efﬁciënte wijze een verantwoorde lokale schematisatie van de ondergrond worden opge - steld. De global SOS wordt aangeboden in het soft - warepakket D-Soil Model en bestaat uit 1081 segmenten (gemiddeld 3,3 km lang) en 5537 ondergrondscenario’s (gemiddeld 5 per seg - ment). Tijdens het beoordelen worden voor een te beoordelen strekking, het bijbehorende SOS- segment en de SOS-ondergrondscenario’s be - keken. Daarbij worden relevante ondergrondge - gevens (boringen/sonderingen) verzameld. Als deze laatste digitaal beschikbaar zijn kunnen ze direct in D-Soil Model bekeken worden. De on - SCENARIO’S VAN DE ONDERGROND VOOR WBI 2017: KANSEN EN TOEPASSING Figuur 4 - Voorbeeld van een ﬁctief segment waarbinnen vier eenheden zijn onderscheiden (A-D) in de boor- en sondeerlocaties. De eenheden komen verspreid over het gebied voor. Op basis van de verticale positie van de eenheden zijn vier verschillende scenario’s opgesteld (I-IV, rechts). Voor elke een - heid wordt de modale, de maximale en de minimale diepteligging van de top van de eenheden gegeven, in de ﬁguur voor Eenheid B. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 19 26/08/16 12:48 20 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 dergrondgegevens kunnen vervolgens vergele - ken worden met de scenario’s. De beoordelaar stelt daarna vast hoe de SOS-eenheden terug te vinden zijn in de ondergrondgegevens en met welke diepteligging ze voorkomen. Dit vormt de opmaat voor het lokaal schematiseren waarbij vastgesteld wordt of op basis van de waarnemin - gen het SOS segment (i) nog nader opgeknipt moet worden, (ii) er lokale lagen onderscheiden moeten worden die relevant zijn voor de toepas - sing, (iii) of alle SOS scenario’s voorkomen en (iv) of er voldoende grondonderzoek beschik - baar is om bijvoorbeeld te kunnen uitsluiten of een bepaalde laag afwezig is (Figuur 5). Tijdens het lokaal schematiseren moet ook be - sloten worden of er 2D-scenario’s opgesteld moeten worden in verband met bijvoorbeeld signiﬁcante variatie in een dwarsproﬁel van een dijk door zetting van lagen onder de dijk of af - wijkende ondergrondopbouw binnen- en buiten - dijks. Uiteindelijk zullen faalmechanisme-spe - ciﬁeke lokale scenario’s opgesteld zijn die voor eenzelfde gebied kunnen verschillen, omdat elk faalmechanisme zijn eigen maatgevende onder - grondopbouwen heeft. Ondergrondscenario's die een grote kans van aantreffen hebben wegen zwaarder mee in de berekening van de totale faalkans van het segment dan scenario's die een kleine kans hebben (Figuur 6). Het gebruik van SOS wordt ondersteund door een handleiding die de stap van globale naar lokale schematisa - tie in detail behandeld (Kruse en Hijma, 2015). Daarnaast zal er ondersteuning gegeven worden voor de gebruikers van SOS met behulp van cur - sussen en een helpdesk. Er wordt in de beschikbare handleiding ook uit - gebreid stilgestaan bij het benodigde grondon - derzoek om lagen te onderscheiden (Figuur 7, Tabel 1). De aanbevelingen zijn gebaseerd op af - wegingen van de minimale lengte die een laag in de ondergrond moet hebben om maatgevend te kunnen zijn (meestal minimaal 25-50 m) en be - palingen van de kans van aantreffen afhankelijk van de afmetingen van de lagen en de datadicht - heid (Figuur 7, Tabel 1). Tabel 1 laat bijvoorbeeld zien dat bij een meetlocatieafstand van 200 m 4 eenheden van 50 m in 28% van de gevallen niet aangetroffen worden, bij een afstand van 100 m neemt dit af naar 4% en met een afstand van 50 m worden de 4 eenheden altijd aangetroffen. Dit betekent niet dat altijd om de 50 m gesondeerd moet worden, dit is alleen nodig als het loont om met zeer grote zekerheid het voorkomen van een bepaalde eenheid uit te sluiten of te begren - zen. De gewenste afstand tussen de puntwaar - nemingen zal dus bepaald moeten worden op basis van een afweging van gewenste zekerheid over de opbouw van de ondergrond en de kosten van zowel het grondonderzoek als de eventueel benodigde versterking. Afsluitend Het schematiseren van ondergrond met be - hulp van ondergrondscenario’s is in Nederland al vaak met succes toegepast. De methodiek vormt nu een belangrijk onderdeel van het in - strumentarium voor de komende beoordelings - ronde. De methodiek wordt hierdoor veelal in verband gebracht met het beoordelen van wa - terkeringen. De methode kan echter ook van waarde zijn voor andere toepassingen waarvoor de onzekerheid over de opbouw van de onder - grond relevant is. Denk hierbij bijvoorbeeld aan het aanleggen van wegen en pijpleidingen of het in kaart brengen van de effecten van aardbe - Figuur 5 - De componenten die gebruikt worden bij het schematiseren van de ondergrond voor WBI 2017. Met ondergrondgegevens en met de informatie van het globale SOS kunnen lokale grondop - bouwscenario’s worden opgesteld die in berekeingen voor het toetsen en overige evaluaties kunnen worden gebruikt. Figuur 6 - In dit voorbeeld zijn er vier mogelijke scenario’s opgesteld, met elk een eigen kans van aantreffen (P) en een eigen faalkans (F). De gecombineerde faalkans is het gewogen gemid - delde van de individuele faalkansen. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 20 26/08/16 12:48 21 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 vingsgolven. Keringbeheerders kunnen de SOS en de afgeleide lokale schematisaties al voor meer taken dan alleen het beoordelen gebrui - ken. Voor taken als vergunningverlening, ont - werp, calamiteitenbeheer en monitoring heeft men immers met dezelfde ondergrond te ma - ken. Uitgaan van één ondergrondschematisatie voor meerdere taken zorgt voor meer unifor - miteit van de verschillende waterkeringstaken. Nationale uniformiteit krijgt een impuls door de lokale schematisatie te baseren op de beschik - baar gestelde SOS. Uitgaan van eenzelfde basis voor het ondergrondschematiseren maakt het ook lonend om deze schematisaties te beheren en steeds te verﬁjnen wanneer nieuwe grondge - gevens beschikbaar komen. Op dat moment kan de beheerde ondergrondschematisaties immers voor de verschillende waterkeringstaken steeds worden (her)gebruikt. Dit zorgt niet alleen voor meer efﬁciëntie, maar ook voor een betere kwa - liteitsborging en een continue verbetering van de ondergrondschematisatie. Kostbare onder - grondonderzoeken krijgen alleen dan de groot - ste waarde. Dankwoord Met dank aan Gerard Kruse voor zijn input voor dit artikel en zijn grote bijdrage aan de ontwik - keling van deze methode in de laatste tientallen jaren. Referenties - Hijma, M.P. en Lam, K.S., 2015. Globale sto - chastische ondergrondschematisatie (WTI- SOS) voor de primaire waterkeringen. Delta - resrapport 1209432-004-GEO-0002 - Hijma, M.P., Van der Meij, R. en Lam, K.S., 2015. Grasping the Heterogeneity of the Sub - surface: Using Buildup Scenarios for Asses - sing Flood Risk. In: Congresbundel Geotech - nical Safety and Risk V, Rotterdam. - Kruse, G.A.M. en Hijma, M.P., 2015. WTI 2017: Handleiding lokaal schematiseren met WTI- SOS. Deltaresrapport 1209432-004-GEO-0002. SCENARIO’S VAN DE ONDERGROND VOOR WBI 2017: KANSEN EN TOEPASSING Tabel 1. Voorbeeld van berekende kansen van aantreffen van eenheden van bepaalde afmetin - gen in boor-sondeerlocaties op onderlinge afstanden van respectievelijk 200, 100 en 50 m in een strekking van 1 km lengte. W = lengte strekking [m]; D = lengte van een enkele eenheid in een strekking (m); Nd = aantal voorkomens van de eenheden; Rmis, gem. = gemiddelde relatieve frequentie van het niet aantreffen van een eenheid, Thit gem. = gemiddeld aantal ke - ren dat de eenheid wordt aangetroffen in de boringen en sonderingen, Thit st.dev. = standaard deviatie van het aantal aangetroffen eenheden, S: afstand [m] tussen sondeer-boorlocaties, Ns: aantal boor-sondeerlocaties in strekking. W = 1000 m, de relatieve lengte van alle eenheden is 0,2 D Nd Rmis, gem. Thit, gem. Thit, st. dev. S = 200, Ns = 5 200 1 0,00 1,00 0,00 100 2 0,21 0,99 0,07 50 4 0,28 0,98 0,07 25 8 0,31 0,98 0,08 S = 100, Ns = 10 200 1 0,00 2,00 0,00 100 2 0,00 2,00 0,00 50 4 0,04 1,97 0,12 25 8 0,06 2,03 0,11 S =50, Ns = 20 200 1 0,00 4,00 0,00 100 2 0,00 4,00 0,00 50 4 0,00 4,00 0,00 25 8 0,00 3,93 0,14 Figuur 7 - Voorbeeld van de opzet van de bepaling van de kans van aantreffen. W is de lengte van onderzochte strekking, S de afstand tussen de meetlocaties en D de lengte van een enkele eenheid. In het voorbeeld zijn er 5 sonderingen (Ns=5) en komt een eenheid vier keer voor (N=4d). De roodge - kleurde sonderingen treffen de eenheid, de zwarte niet. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 21 26/08/16 12:48 8 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 1 Inleiding Waterkeringen zijn door de Rijksadviseur voor het landschap aangemerkt als aantrekkelijke plaatsen voor windturbine. Deze windturbines kunnen naast de waterkering worden geplaatst, maar ook op de waterkering. Aan verschillende waterschappen is gevraagd of het toegestaan is een windturbine op de kruin van een dijk te plaatsen. De waterschappen twijfelen over het antwoord. Wat zijn de gevolgen van deze wind - turbines op de waterveiligheid? Wat zijn de ge - volgen voor het beheer van de waterkering? Een bijzonder aspect zijn de trillingen die een wind - turbine genereert. De gevolgen van dergelijke trillingen voor de waterveiligheid zijn een ken - nisleemte. De achtergrond van de vraag van de waterschap - pen komt voort uit het feit dat de vermoeiing van de constructie een belangrijke ontwerppa - rameter voor een windturbine is. Een windtur - bine wordt dynamisch belast, resonantie van de constructie speelt een belangrijke rol. Het is dan logisch na te gaan of de trillingen vanuit een windturbine invloed hebben op de veiligheid van de dijk. Figuur 1 toont een principe schets van het probleem. 2 Faalmechanismes Tijdens het ontwerp van een dijk wordt voor elk mogelijk faalmechanisme nagegaan of de kans op optreden voldoende klein is. Het is van belang om het idee van een faalmechanisme in deze context voldoende ruim op te vatten. Het opstel - len van een faalboom start met de ongewenste gebeurtenis: overstroming. Vervolgens is één faalmechanisme een aantal opeenvolgende gebeurtenissen en gevolgen die uiteindelijk tot overstroming kunnen leiden. Als voorbeeld kan genoemd worden dat er door de trillingen in de windturbine vermoeiing ontstaat. Dan kan tij - dens een storm de gondel van de toren waaien. Als deze een groot gat in de dijk slaat en het wa - ter staat voldoende hoog, dan kan er een over - stroming ontstaan. In het huidige STW-project wordt het falen van de windturbine zelf niet be - schouwd. (Voor een volledige faalkansanalyse van de situatie moeten dergelijke gebeurtenis - sen natuurlijk wel beschouwd worden). Er wordt nagegaan wat de consequenties van een func - tionerende windturbine op het functioneren van Dynamisch gedrag van een on-shore windturbinefundering P. Hölscher TU Delft Figuur 1 - Principe schets van een windturbine op een dijk. Tabel 1 - Overzicht invloed componenten windturbine op faalmechanismes statische dynamische mechanisme blok palen wind wind golf kruinhoogte + + 0 0 0 piping - 0 - - - heave - 0 - - - stabiliteit buitentalud - -? - - ? stabiliteit binnentalud 0 -? - - 0 opdrijven afdeklaag - -? - - - erosie afdeklaag - 0 - - - verweking 0 0 - - - breaching 0 0 - - -? - verlaagt de veiligheid, 0 geen invloed op de veiligheid,+ verhoogt de veiligheid, ? invloed onduidelijk geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 8 26/08/16 12:48 9 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 Samenvatting In Nederland is de vraag of een windturbine op een waterkering geplaatst mag worden nog niet beantwoord. Windturbines zijn bijzondere construc - ties vanwege de grote krachten die op de fundering worden uitgeoefend, de wisselende richting en de trillingen die de windturbine genereert. Dit artikel gaat in op de aspecten die een rol spelen bij plaatsing op een wa - terkering. Aan de hand van een berekening en een meting wordt het tril - lingsniveau rond de fundering besproken. Het blijkt dat de typische on- shore windturbine fundering invloed heeft op de trillingen in de bodem. een waterkering is. Hierbij moet bijvoorbeeld gedacht worden aan de vraag of de krachtwer - king uit een windturbine een verminderde weer - stand tegen piping kan veroorzaken. De achtergrond voor deze beperking is de con - statering dat de fysische achtergrond van de invloed van trillingen op de waterveiligheid niet goed bekend is. Trillingen zijn immers geen parameter in de standaard procedure. Daarom moet voor elk faalmechanisme nagegaan wor - den of dit beïnvloed wordt door trillingen en, zo ja, in welke mate. In eerste instantie is een kwalitatieve analyse uitgevoerd of de windturbine invloed kan heb - ben op de waterveiligheid. Deze analyse is voor elk bekend faalmechanisme uitgevoerd voor een standaard situatie geschetst in Figuur 1. De vol - gende invloeden zijn beschouwd: de fundering, d.w.z. de palen en het blok, en de windbelasting. Hierbij moet rekening gehouden worden dat de windbelasting van de windturbine uit een stati - sche component (de gemiddelde windkracht) en een dynamische component bestaat (ten gevol - ge van de vlagen in het windveld en draaien van de rotoren). Dit is een principieel verschil tussen de bestaande constructies in een dijk (bij voor - beeld een sluis) en een windturbine. Tabel 1 geeft een overzicht van de resultaten van deze beschouwing. Voor elk faalmechanisme (in de linker kolom) is voor elk van de vijf compo - nenten (in de kolommen 2 t/m 5) nagegaan wat de verwachte invloed is. Hierbij is steeds nage - gaan of de betreffende component invloed heeft voor de externe belasting, de interne belasting of de sterkte voor zover deze relevant is voor het betreffende faalmechanisme. Als voorbeeld van de aanpak kan de invloed van trillingen op de stabiliteit van de buitenbekleding beschouwd worden. Trillingen hebben geen invloed op de externe belasting, deze bestaat immers uit de waterstroming. Trillingen kunnen wel een inter - ne (traagheids)belasting geven die de stabiliteit negatief beïnvloedt. En als de trillingen tot een dynamische trekkracht in de bodem leiden, dan kan de contactspanning tussen elementen afne - men, waardoor de wrijving tussen de elementen af kan nemen. Dit hangt af van de sterkte van de trillingen en kan niet a priori als invloedsfac - tor uitgesloten worden. Daar is dus een verder onderzoek naar een zinvolle modellering wen - selijk. Bij andere faalmechanismes is het wel a priori te zeggen dat de situatie er beter (of niet slechter) van wordt. Daarnaast moet nog gecontroleerd worden of er extra nieuwe faalmechanismes kunnen ont - staan, en deze moeten zo nodig beoordeeld wor - den. Dit artikel gaat in op het trillingsniveau dat optreedt in de bodem rondom de windturbine. In een volgend artikel worden de consequenties van deze trillingen nader geanalyseerd. 3 Trillingsniveau 3.1 Berekeningen windturbine Een belangrijke vraag is natuurlijk over welke trillingen praten we. De trillingen kunnen be - rekend worden. Het model dat gebruikt wordt kan gevalideerd worden met metingen bij een lagere windkracht, zodat de berekening feitelijk neerkomt op het extrapoleren naar de extreme storm situatie. De belasting op de dijk ontstaat doordat de windkracht op de wieken en de toren afgedragen worden aan de fundering. De krachten die de wind op de toren uitoefent en vervolgens afge - dragen worden naar de fundering zijn berekend met het model Fast [Jonkman en Buhl 2005]. Dit is een praktisch model. De berekening bestaat uit twee fases. Eerst wordt er een tijdsafhanke - Figuur 2 - Gemiddelde en extreme belasting als functie van de windsnelheid op niveau van de ge - nerator. De cirkeltjes tonen de berekende gemid - delde belasting, de volle cirkeltjes gelden voor de geparkeerde windturbine. De '+' symbolen tonen de berekende extreme waarden. De onderste ﬁguur geeft de absolute waarde van de berekende maximale amplitude weer. In de ﬁguur zijn enkele redelijke benaderingen getekend, die kwadratisch met de windsnelheid verlopen. Rood gestreept een gelineariseerde hoge waarde. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 9 26/08/16 12:48 10 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 lijk twee-dimensionaal windveld gegenereerd. Vervolgens wordt de reactie van de windturbine hierop berekend. Een belangrijke rol hierbij speelt de regeling van de windturbine. Tijdens de energie productie worden de bladen van de wieken steeds bijgesteld op basis van de actuele windsnelheid en wordt de richting van de gon - del aangepast aan de actuele windrichting. Dit alles wordt door het programma gesimuleerd. Daarbij wordt de response van de wieken en de mast op de windbelasting berekend. Standaard worden hiervoor tijdsintervallen van 10 minuten gebruikt. Voor deze simulaties zijn de standaard mee - geleverde instellingen van het model gebruikt. Voor de generatie van het windveld is gebruik gemaakt van een standaard turbulentie model onder normale omstandigheden en een stan - daard windproﬁel met de hoogte. De aangege - ven windsnelheid is op het niveau van de gondel. Ook de besturing van de windturbine is als stan - daard gekozen. De berekeningen zijn bedoeld om een globaal inzicht te krijgen van de grootte van de belasting als functie van de windsnel - heid. De verwachting is dat dit slechts beperkt beïnvloed wordt door deze speciﬁcaties. Mocht de situatie kritisch worden voor de dijkveilig - heid, dan moet een nauwkeurigere berekening worden gemaakt. Om een betrouwbare schat - ting van de maximale amplitude te krijgen zijn veel meer berekeningen nodig [Bos 2015; Ba - rone e.a. 2012]. Figuur 2 toont de resultaten voor een 1.5 MW windturbine met een generatorhoogte van 84 m. De mast is van staal en de fundering is on - eindig stijf verondersteld. Dit is toelaatbaar als de fundering voldoende stijf is, wat in de praktijk meestal vertaald wordt naar een minimaal ge - eiste statische stijfheid. Er zijn drie regimes voor de windsnelheid: - lage en gemiddelde windsnelheid (0 < v < 12 m/s). De windturbine tracht zoveel mogelijk energie te oogsten door de bladen zo ver mo - gelijk uit te zetten. - hoge windsnelheid (12 < v < 25 m/s). Om te hoge draaisnelheden van de wieken en gene - rator te voorkomen, worden de bladen van de wieken uit de windrichting gedraaid, zodat de draaisnelheid van de generator constant blijft. - extreme windsnelheid (v > 25 m/s). Om schade te voorkomen wordt de turbine uitgeschakeld. De wieken staan stil en de bladen wijzen vol - ledig in de windrichting. Voor windsnelheid 28 m/s is de berekening uit - gevoerd voor zowel een draaiende als een ge - parkeerde windturbine. Voor windsnelheid 25 m/s is de berekening ook tweemaal gedaan maar beide met draaiende wieken. Uit data van [website KNMI] blijkt dat aan de Nederlandse kust gemiddelde windsnelheden tot 30 m/s voorkomen met uitschieters tot 45 m/s (op stan - daard meethoogte 10 m). De belastingen op de fundering hebben een sta - tische en dynamische component. Bij lage en gemiddelde windsnelheden neemt de statische belasting op de fundering toe (hier niet getoond). Bij de hoge windsnelheid neemt de kracht op de fundering af met toenemende windsnelheid ten gevolge van het bijstellen van de bladen. Zodra de turbine uitgezet wordt, neemt de statische component van de belasting af, omdat de wind - belasting op de wieken sterk afneemt. Vanaf die windsnelheid is een min of meer kwadratisch verband tussen de belasting en de windsnelheid zichtbaar, aangegeven met een streeplijn in de bovenst plaatjes van ﬁguur 2. De dynamische component van de belasting ver - schilt ook in de twee hoogste windregimes. Bij de hoge windsnelheid neemt de amplitude van de (dynamische) windbelasting min of meer li - neair met de windsnelheid toe. Er is een terug - val van de amplitude te zien als de turbine uitge - schakeld wordt. Voor de extreme windbelasting is in gemiddelde zin een toename met het kwa - draat van de windsnelheid zichtbaar. Figuur 3 - Frequentie inhoud van de wind belasting (a) en de belasting op de fundering (b-d) Figuur 4 - Locatie meetinstrumenten bij testmeting Gouda . geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 10 26/08/16 12:48 11 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 De amplitude van de dynamische component is in deze berekeningen groter dan de statische component. De grootste trillingen en het groot - ste statische horizontale kracht worden ver - wacht tijdens een super storm, waarbij de wind - turbine stilstaat. Het draaien van de windturbine speelt dan geen rol. Het uitschakelen van de windturbine geeft een afname van de krachten op de fundering (zowel statische als dynamische component). Figuur 3 geeft de berekende belastingen op de fundering. Opvallend is de beperkte frequentie inhoud van de belasting op de fundering. Deze wordt vrijwel volledig bepaald door de eigen - frequenties van de toren. Voor de beschouwde toren is de eerste eigenfrequentie ongeveer 0.4 Hz en de tweede eigenfrequentie ongeveer 2.9 Hz. Vooral in buigend moment in de dwarsrich - ting is de eigenfrequentie duidelijk zichtbaar. De constructie heeft een lage demping. Het pro - gramma geeft geen hogere frequenties dan hier getoond. 3.2 Metingen Door middel van een meting wordt het trilling - sniveau empirisch bepaald. Tijdens een winde - rige dag is een testmeting uitgevoerd bij een windturbine in de omgeving van Gouda. Er is gemeten met versnellingsopnemers, die tot 0 Hz (statisch) kunnen meten. Op de locaties TC is in drie richtingen gemeten, op de locaties V is alleen de verticale versnelling gemeten. De x-as is gekozen in de overheersende windrich - ting. Tijdens de uitvoering van de meting was de gemiddelde windsnelheid in nabij gelegen wind - stations 14-16 m/s en de maximale windsnel - heid 22-24 m/s. Een boeiende complicatie van deze meting wa - ren de trillingen die veroorzaakt werden door het af en toe langsrijdende vrachtverkeer over de weg. De weg heeft geen opvallende oneffen - heid en de snelheid is beperkt (orde 50 km/u). De verkeerstrillingen zijn in de opnemer langs de weg duidelijk zichtbaar in de meting en be - paalden de maximale waarden. Daarom zijn intervallen geselecteerd waarin geen vracht - verkeer passeerde. Dit resulteerde in 13 inter - vallen variërend in lengte van 2-9 min. Voor elk interval is de maximale versnelling, snelheid en verplaatsing berekend. In het tijdsdomein is de grootste trilling op de fundering 4 mm/s geweest. De trillingen in de grond waren gemiddeld 1-2 mm/s, met een maximale snelheid van 3 mm/s. Deze nemen duidelijk af met toenemende afstand. In het vervolg worden de resultaten in het frequen - tiedomein beschouwd. Uit de 13 beschikbare metingen is meting nummer 9 gekozen voor de ﬁguren. Trillingen op de fundering Figuur 5 geeft de meetresultaten op de funde - ring in het frequentiedomein. De translaties van het zwaartepunt en de rotatie om het zwaarte - punt is berekend door op basis van de locatie de gemeten signalen te combineren. In de rotaties om de twee horizontale assen (Figuur 5a) volgt een beeld dat goed vergelijkbaar is met de be - rekende belastingen door buigend moment uit de vorige paragraaf (zie Figuur 3). Op basis van het idee dat de rotatie van de fundering en het erop werkende buigend moment gekoppeld zijn, kan de vorm in het frequentie domein van beide signalen vergeleken worden, rekening houdend met het feit dat het niet dezelfde mast en turbine betreft. Vooral de zeer smalle piek in de rotatie in dwarsrichting (om de x-as) is opvallend. Ook de frequenties waarbij de pieken in de belasting optreden zijn redelijk vergelijkbaar. De bepaalde horizontale snelheid (zie ﬁguur 5b) geven bij fre - quentie 3 Hz een relatief groot signaal. Verder zijn ook hier de metingen redelijk in lijn met de berekende waarden. Trillingen in de grond Vervolgens worden de trillingen in de grond gepresenteerd. Figuur 6 geeft de verticale tril - lingen op de raai achter de windturbine. Het bo - venste signaal (op 9 m) is de meting op de fun - dering. Daaronder staan de signalen in de grond met toenemende afstand tot de fundering. Op - vallend hierin is het feit dat de frequentie bij 3 Hz snel in amplitude afneemt met toenemende afstand. De amplitude in de frequentie range 6-8 Hz neemt veel langzamer af met afstand dan de amplitude in de frequentierange 2-3 Hz. Figuur 7 geeft de gemeten horizontale trillingen weer op dezelfde raai. Opvallend is dat hier de DYNAMISCH GEDRAG VAN EEN ON-SHORE WINDTURBINEFUNDERING Figuur 5 - Snelheid van de fundering in het frequentie domein, meting 09. (b) Uit de horizontale snelheden (a) Uit de verticale snelheden geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 11 26/08/16 12:48 12 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 amplitude van de trillingen bij 3 Hz veel min - der snel afnemen dan de verticale trillingen in Figuur 6. 4 Wat gebeurt er in fundering en ondergrond? 4.1 Stijfheid van de fundering De horizontale trillingen in de fundering en de bodem zijn groter dan op basis van de windtur - bine-funderingen verwacht wordt. Dit lijkt een invloed van de paalfundering. Er zijn verschillende oorzaken hiervoor aan te geven. De palen staan meestal enigszins schoor, maar omdat het aangrijpingspunt van de wind - kracht in hoogte sterk varieert, is vaak de ho - rizontale stijfheid van de palen van belang voor de horizontale verplaatsingen. Een ander aspect is de paal-grond-paal interactie voor de stijfheid en mogelijk heeft de fundering een resonantie. Op basis van de theorie van [Dobry en Gazetas 1986] kan de dynamische stijfheid van de fun - dering berekend worden. Dobry en Gazetas veronderstellen dat de dynamische paal-grond- paal interactie omgekeerd evenredig is met de wortel van de afstand tussen de palen. De fase- verschuiving wordt bepaald door de onderlinge afstand en de schuifgolfsnelheid in de grond. De belangrijkste parameters zijn de paal conﬁgu - ratie en de golfsnelheid in de bodem. Veronder - steld wordt dat het ontwerp bestaat uit een aan - tal palen onder de rand van de funderingsplaat. De schuifgolfsnelheid in de bodem is ongeveer 45 m/s, berekend uit de faseverschuiving van de verticale trillingen in de bodem. Voor deze kleine dynamische vervormingen is de wrijving langs de schacht belangrijker dan de interactie tussen de paalpunten, die bij het draagvermo - gen belangrijk is. Voor de stijfheid van de palen is aangenomen 300 kN/mm verticaal en 30 kN/ mm horizontaal. Figuur 8 laat de berekende stijfheid voor rocking (onder buigend moment) en sliding (onder de horizontale kracht) zien. De berekeningen zijn uitgevoerd voor 8, 16 en 24 palen onder de fun - dering. Uitgaande van een paaldiameter van 0.4 m, geeft dit een dimensieloze paalafstand (ge - normeerd op de diameter) van s/d = 17.7, 8.8 en 5.9. Op de horizontale as staat de dimensieloze frequentie, op de verticale as de genormeerde stijfheid. Dit houdt in dat deze resultaten onaf - hankelijk van de werkelijke stijfheid van de paal zijn. De dynamische stijfheid is een complexe grootheid, waarvan in de linker ﬁguur het reële deel staat en in de rechter ﬁguur het imaginaire Figuur 6 - Verticale trillingen gemeten op de x-as, meting 09 . Figuur 7 - Horizontale snelheid gemeten op de x-as, meting 09 . (b) In dwarsrichting (a) In windrichting geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 12 26/08/16 12:48 13 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 deel, omgerekend naar een dempingsconstante. Bij lage frequenties is de invloed van de paal- grond-paal interactie duidelijk zichtbaar: met een afnemende paalafstand neemt de dimensie - loze stijfheid af. Bij hogere frequenties is duide - lijk dynamische interactie zichtbaar. Een groot reëel deel van de stijfheid betekent een hoge dynamische stijfheid. Dit ontstaat als de aanko - mende golven van de andere palen (en een voor - gaande cyclus) de palen overwegend omhoog bewegen, vergelijkbaar met anti-resonantie. De lage waarden van de dynamische stijfheid ont - staan als juist het tegengesteld plaatsvindt: de golven van de voorgaande cycli trekken de palen juist naar beneden, vergelijkbaar met resonantie. De frequentie waarbij deze interactie pieken geeft is onafhankelijk van de dimensieloze paal afstand. Dit geeft aan dat de interactie in dit geval samenhangt met de straal van de funde - ring, en niet met de afstand tussen twee nabij staande palen. Verder valt op dat het reële deel bij veel palen zelfs negatief kan worden, waarbij de dempingsconstante wel relatief groot wordt. Een negatief reëel deel betekent dat de palen tegen de belasting in bewegen. Een lage waarde van het reële deel komt overeen met resonantie. 4.2 Berekende beweging van de fundering Op basis van de dynamische stijfheid van de paalfundering en de (rotatie-)traagheid van de funderingsplaat kan de dynamische stijfheid van de fundering berekend worden. Dit wordt hier opgevat als twee onafhankelijke één-massa- veer-systemen. Dat betekent dat de interactie doordat de krachten op de boven- en onderzijde van de plaat aangrijpen en niet in het zwaarte - punt verwaarloosd wordt. Voor dunne platen is dat een redelijke benadering. De verplaatsing van de funderingsplaat is be - rekend, onder de belasting die voor de 1.5 MW windturbine berekend is voor de 1.5 MW turbine bij windsnelheid 20 m/s. Dit is gedaan voor de stijfheid van de paalfundering zonder funde - ringsplaat en voor de stijfheid van de fundering met de funderingsplaat. Dit is uitgevoerd voor de twee grootste waardes van s/d uit Figuur 8. Fi - guur 9 geeft de resultaten voor beide beschouw - de situaties. De bovenste twee ﬁguren geven de horizontale snelheid, de onderste twee ﬁguren de rotatie om de y-as. De lijnen met de massa en zonder de massa zijn getekend. Er blijkt bij de frequentie 2 Hz een groot verschil te bestaan tussen de twee berekeningen voor de horizon - tale stijfheid. Blijkbaar geeft dit model daar een resonantie piek. Geconcludeerd wordt dat de grote horizontale trilling in de grond wordt veroorzaakt door een resonantie in de fundering. Voor de vraag of een fundering voldoende stijf is voor een constructie moet dus rekening gehouden worden de dyna - mische stijfheid. 4.3 Extrapolatie voor een storm situatie Voor het probleem van de windturbine op een waterkering moet in eerste instantie veronder - steld worden dat de extreme storm situatie kan optreden bij hoog water. Dit betekent dat uitge - gaan moet worden van een windsnelheid in de range van 30-45 m/s. gebruikmakend van het berekende verband tussen belasting op de fun - dering en de windsnelheid uit Figuur 2, betekent dit de gemiddelde trillingssnelheid in de orde van 5 mm/s in de bodem met een hoge waarde van 8-10 mm/s. Hierbij wordt verondersteld dat de fundering nog lineair gedrag heeft. De fre - quenties wijzigen weinig, deze worden bepaald door de eigenschappen van de windturbine en DYNAMISCH GEDRAG VAN EEN ON-SHORE WINDTURBINEFUNDERING Figuur 8 - Resultaat berekening dynamische stijfheid fundering . (a) Rotatie stijfheid (b) Horizontale stijfheid geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 13 26/08/16 12:48 14 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 de fundering en liggen in de range van 0.2-5 Hz. Bij deze stormsituatie wordt de turbine uitge - schakeld. De rotor staat dan stil, zodat deze draaiing geen bijdrage meer levert aan de tril - lingen. De invloed van het roteren van de rotor is beperkt. In de modellering van de windturbine met het programma Fast wordt dit aspect wel meegenomen, zie Figuur 2 In dit artikel zijn verschillende componenten los beschouwd. De precieze eigenschappen passen dan ook niet bij elkaar. Echter, de karakteristie - ke eigenschappen van windturbines zijn steeds vergelijkbaar, waarbij de parameters de precie - ze uitkomsten bepalen (bijvoorbeeld waar de ei - genfrequenties precies liggen). Het hier gepre - senteerde algemene inzicht zal voor speciﬁeke gevallen speciﬁek uitgewerkt moeten worden. 5 Conclusie Voor een windturbine op een typische on-shore fundering is de belasting uit de windturbine en de stijfheid van de fundering berekend. De tril - lingen in de fundering van een windturbine en in de grond hierom heen zijn op een winderige dag gemeten. Uit de berekende krachten op de fundering blijkt dat de trillingen zowel door het draaien van de wieken ontstaan, als door de variaties in windsnelheid en de trillingen in de construc - tie. Dit laatste maakt dat de grootste trillingen optreden bij een draaiende molen vlak voor het uitschakelen en bij stormsituaties met maxi - male windkracht. De gemiddelde kracht op de constructie is bij hoge windsnelheden min of meer onaf - hankelijk van de windsnelheid, omdat de turbine het aangewaaid oppervlak aanpast aan de windsnelheid. Bij extreme windsnel - heden wordt voor de uitgeschakelde turbine een kwadratisch verband met de gemiddelde windsnelheid gevonden. Door de verlaging van het trillingsniveau bij het uitschakelen van de windturbine bij de cut-out windsnelheid, nemen de trillingen minder dan kwadratisch (min of meer lineair) toe met de windsnelheid over het te beschouwen interval van windsnel - heden. Een trillingsmeting geeft aan dat in de funde - ring en de grond er om heen een trillingssnel - heid hebben gemiddeld 1-2 mm/s met hoogste waarden orde 3 mm/s bij windsnelheid 15 m/s. Dit houdt in dat rekening gehouden moet wor - den met een gemiddelde trillingssnelheid van orde 5 mm/s en een hoge waarde van 8 mm/s bij een in Nederland maximaal voorkomende windsnelheid van 30-45 m/s. De trillingen in de grond worden voor een be - langrijk deel bepaald door de eigenfrequenties van de windturbine en de rotorbeweging. Er kan echter een frequentie bijkomen door de eigen - frequentie van de funderingsconstructie. Deze frequentie wordt bepaald door de paal-grond- paal interactie van de fundering (de straal van de fundering en de golfsnelheid in de grond) en de massa van het funderingsblok. Bij de beoor - deling van de stijfheid van de fundering in slappe bodem moet uitgegaan worden van de dynami - sche stijfheid. Het betreft lage frequenties in de range van 0.2-5 Hz. Bij de beoordeling van de waterkering met een windturbine moet met dergelijke trillingssnelheden rekening gehou - den worden. Dankwoord Dit onderzoek is geﬁnancierd door STW onder het programma Multifunctional Flood Defenses (nummer 12177), project 1.1.2 Structural as - sessment of multifunctional ﬂood defences. Referenties - Barone, M. e.a. (2012). " Decades of Wind Tur - bine Load Simulation". In: 50th AIAA Aeros - pace Sciences Meeting. 09 - 12 January 2012, Nashville, Tennessee. doi: 10.2514/6.2012- 1288. Bos, R. (2015). " private communication, October 2015". - Dobry, R. en G. Gazetas (1986). " Dynamic res - ponse of arbitrarily shaped foundations". In: Journal of Geotechnical engineering division ASCE 112, p. 109{135. - Jonkman, J.M. en M. L. Buhl (2005). FAST Users Guide. Tech. rap. NREL/EL-500-38230. National Renewable Energy Laboratory. - KNMI. website KNMI. visited 9 October 2015. url: http://www.knmi.nl/kennis-en-datacen - trum/uitleg/windschaal-van- beaufort. Figuur 9 - Geschatte verplaatsing van de fundering onder de belasting van de windturbine. Linker ﬁguren zijn voor de grote paalafstand (8 palen), rechter ﬁguren voor de middelste paal afstand (16 palen). Bovenste ﬁguren horizontale verplaatsing, onderste ﬁguren rotatie in de windrichting . geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 14 26/08/16 12:48 GEOKUNST - Oktober 2016 48 Inleiding In Friesland is een nieuwe toepassing met een verticale folie Geolock voor polderconstructies gerealiseerd tot een diepte van 17 m beneden maaiveld. Deze toepassing is uitgevoerd binnen het project “Haak om Leeuwarden”, een nieuwe ringweg aan de noord-, west- en zuidzijde van Leeuwarden met een totale lengte van circa 12 km. Het project is voorbereid in een samenwerking tussen RWS, ProRail, provincie Friesland en de gemeente Leeuwarden. De advies- en ingenieursbureaus Sweco (voorheen Grontmij) en Witteveen+Bos hebben de opdrachtgever ondersteunt bij de voorbereiding van het D&C- contract “Haak om Leeuwaren Midden en Noord” en toetsing van het ontwerp. Het ontwerp en de uitvoering van het contract “Haak om Leeuwarden Midden”, het westelijk deel van de ringweg, is verricht door de bouwcombinatie Grutte Fier, een samenwerking van de aannemers TBI Mobilis, van Gelder, J.J. de Vries en Oosterhof Holman. Het project is gestart begin 2012 en eind 2015 opgeleverd. In ﬁguur 1 is een overzicht van de nieuwe westelijke ringweg weergegeven. De nieuwe ringweg is deels gerealiseerd beneden maaiveld om de bestaande spoorwegen en wegen ongelijkvloers te kruizen. De grondwaterstand is op de projectlocatie vlak onder maaiveld gelegen, zodat maatregelen moeten worden genomen om de grondwaterstand lokaal te verlagen voor realisatie van de ringweg. De nieuwe weg wordt circa 4,5 m beneden maaiveld aangelegd. In deze situatie geniet een polderconstructie met of zonder toepassing van een folie de voorkeur boven een betonnen bakconstructie gezien de bouwkosten, bouwtijd en duurzaamheid. Nieuwe toepassing verticale folie voor polderconstructies in Friesland ing. E.A. Kwast Sweco/Kwast Consult ing. P.G. van Duijnen Mobilis B.V./GeoTec Solutions S. van Dijk Voorbij Funderingstechniek Figuur 1 - Overzicht nieuwe westelijke ringweg Leeuwarden. Figuur 2 - Projectlocatie met voormalige Middelzee. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 48 26/08/16 12:49 Samenvatting 49 GEOKUNST - Oktober 2016 Bodemopbouw en grondwaterstand Bodemopbouw De projectlocatie is gesitueerd in het midden van de voormalige Middelzee (zie ﬁguur 2). Rond het jaar 1000 AD is de Middelzee dichtgeslibd met siltige zand- en kleilagen en ligt nu boven zeeniveau. De dijken van de kleine polders zijn nog steeds zichtbaar in het landschap. Tegenwoordig is dit gebied een polder met maaiveldniveau ongeveer op gemiddeld zeeniveau. De bodemopbouw is typerend voor een deltagebied. Tot een diepte van 15 tot 20 m beneden maaiveld worden samendrukbare lagen aangetroffen, met dunne zandlagen daartussen. De toplaag bestaat uit 7 m klei, de dieper gelegen lagen zijn voornamelijk leemlagen of zandige kleilagen met een dikte van 9 m. Tussen de slecht doorlatende klei- en leemlagen wordt een doorlatende tussenzandlaag met een dikte van 2 tot 4 m aangetroffen. Grondwaterstand De freatische grondwaterstand is op NAP -0,9 m gelegen, ongeveer 1,0 m beneden maaiveld. In extreme situaties kan de grondwaterstand tot maaiveld stijgen. De maximale stijghoogte in de tussenzandlaag bedraagt NAP -0,7 m, bijna hetzelfde niveau als de freatische grondwaterstand. De gemiddelde stijghoogte in de diepe Pleistocene zandlaag op 20 m beneden maaiveld is gelijk aan NAP -0,5 m en maximaal NAP +0,4 m. Ten gevolge van zeespiegelstijging dient een toeslag van 0,5 m in rekening te worden gebracht, zodat de ontwerp stijghoogte gelijk is aan NAP +0,9 m. In tabel 1 wordt een overzicht van de grondwaterstanden weergegeven. Geohydrologische parameters Voor een ontwerp van de polderconstructie zijn de geohydrologische parameters van de slecht doorlatende leemlaag zeer belangrijk ter bepaling van de hoeveelheid lekwater (kwel) in de komende 100 jaar. De contractuele eis bedroeg een maximum hoeveelheid lekwater van 1,0 m3/uur voor elke In het project “Haak om Leeuwarden” is een nieuwe toepassing met een verticale folie voor polderconstructies gerealiseerd tot een diepte van 17 m beneden maaiveld. Om het risico van overschrijding van de contractuele eis voor het kweldebiet van 1,0 m3/uur te minimaliseren, dient de verticale weerstand van de aanwezige nagenoeg ondoorlatende grondlaag in diverse stappen te worden bepaald, inclusief het verrichten van geohydrologische gevoeligheidsberekeningen. Het gebruik van historische en regionale geohydrologische gegevens, veld- en laboratoriumonderzoek, in-situ pompproeven voor en na de bouw van de polderconstructie zijn essentieel voor realiseren van een betrouwbare oplossing met een levensduur van 100 jaar. Figuur 3 - Representatieve sondering projectgebied. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 49 26/08/16 12:49 GEOKUNST - Oktober 2016 50 polderconstructie. Bij de start van het project heeft de aannemer een uitgebreid onderzoek verricht naar de geohydrologische parameters. Dit geohydrologisch onderzoek bestond uit 3 stappen: - Stap 1: Op de gestoken grondmonsters van de leemlaag zijn doorlatendheidstesten uitgevoerd in het laboratorium en zijn de resultaten vergeleken met de regionale gegevens uit de REGIS database. - Stap 2: Uitvoering van in-situ pompproeven voorafgaand aan de realisatie op projectlocatie. - Stap 3: Monitoring van de hoeveelheid lekwater ter plaatse van een nabijgelegen bestaande polderconstructie. Stap 1: is gangbare aanpak en wordt niet verder toegelicht. Stap 2: In totaal zijn drie polderconstructies gerealiseerd. Voor elke locatie is een pompproef uitgevoerd. In de tussenzandlaag is hiervoor een onttrekkingsbron geïnstalleerd. Tijdens de onttrekking zijn de freatische grondwaterstand en stijghoogte in de tussenzandlaag met peilbuizen gemonitord. Op basis van de monitoringsresultaten zijn de geohydrologische parameters gekalibreerd. Stap 3: Aan de zuidzijde van het projectgebied bevindt zich een spooronderdoorgang, gebouwd omstreeks 1970. Dit is eveneens een polderconstructie met een verticale ondoorlatende wand (stalen damwand) en een slecht doorlatende natuurlijke bodem, de leemlaag. Bij het begin van het project zijn divers geïnstalleerd om de waterstand in de pompkelder te monitoren. Naast lekwater door de leemlaag en door de damwand (sloten), is ook regenwater deel van het totale debiet. In een periode van 41 dagen was de hoeveelheid waargenomen lekwater 25 m3/dag. Op regenachtige dagen (en 2 tot 3 dagen daarna) nam de hoeveelheid lekwater toe en op droge dagen is een afname geregistreerd. Tijdens de monitoringsperiode bedroeg de gemiddelde regenhoeveelheid 3,4 mm/dag. In de nadien uitgevoerd geohydrologische berekeningen is aangenomen dat de slechts 10% van de regenval ter plaatse van de vegetatie en 50% van de regenval op het asfalt naar de waterkelder wordt afgevoerd. Een tweede aanname betreft een lekdebiet van 0 m3 door de damwand (sloten). Op basis van deze twee aannames is de verticale weerstand van de leemlaag (c) berekend op 3.115 dagen. De bepaalde verticale weerstand van de leemlaag uit de stappen 1 t/m 3 is weergegeven in tabel 2. Referentieontwerp polderconstructies Sinds de jaren ’70 zijn polderconstructies met folies in NL toegepast voor wegen, spoorwegen en waterwegen. In de provincie Friesland is deze toepassing begin jaren ’90 ingezet voor verschillende Aquaducten b.v. Aquaduct Grouw in 1991 (CUR 211, 2009). De functie van de folie is het creëren van een kunstmatige ondoorlatende laag in de ondergrond. Na het ballasten van de folie met zand kan de grondwaterstand binnen de polder worden verlaagd, zonder grondwaterstandsverlagingen in de omgeving. De grondwaterstand binnen de polder wordt beheerst met een drainagesysteem, zodat een kunstmatige polderconstructie ontstaat. Op basis van bewezen constructiemethoden voor het referentieontwerp uitgegaan van een polderconstructie met folie. Indien er weinig beperkingen zijn voor ontgravingen in de omgeving zoals in dit project, dan is meest eenvoudige en kosteneffectieve oplossing om de folie aan te brengen in een open bouwput (traditionele folieconstructie). Bij aanwezigheid van nabijgelegen bebouwing, wegen, leidingen of andere belangrijke objecten, zijn U-polder of damwandpolder concepten aantrekkelijk (Gerritsen, 2016). De ontgraving kan worden uitgevoerd in den droge met een taludhelling van 1:2 of in den natte met een taludhelling van 1:3. Als tijdelijke grondwaterstandsverlagingen in de omgeving niet zijn toegestaan, is aanleg in den natte noodzakelijk. Door het plaatsen van tijdelijke houten, kunststof of stalen damwanden aan de buitenzijde van de constructie en de folie verticaal op te zetten tegen deze wand, met daarvoor een grondtalud voor de horizontale stabiliteit, kan de breedte enigszins worden beperkt (CUR 211, 2009). Door toepassing van tijdelijke wanden op sommige locaties was een traditionele folieconstructie in dit project haalbaar. Het referentieontwerp voor de spooronderdoorgang, één van de polderconstructies, is gebaseerd op een folieconstructie voor de toeritten aangelegd in den droge. De spoorkruising zelf betreft een betonnen bakconstructie. De maximum breedte van de constructie is circa 70 m, inclusief de buiten de polder benodigde lage ringdijken ter voorkoming van instromend water. De lengte van de toeritten bedraagt zo’n 150 m. De ontwerpbasis voor folieconstructies is in CUR 221 (2009) vastgelegd. Om opbarsten van de klei- en leemlagen te voorkomen tijdens aanleg van de folie in den droge, was de maximale ontgravingsdiepte beperkt tot 8,0 m beneden maaiveld. Dit aanlegniveau van de folie was ook exact voldoende om opdrijven in de bouw- en gebruiksfase te voorkomen. In het D&C-contract is geen oplossing gespeciﬁceerd, maar alleen eisen om tijdens de ontwerp- en uitvoeringsfase aan te tonnen door de aannemer. Het referentieontwerp, traditionele polderconstructie met folie, vormde de basis voor de contracteisen, maar andere Tabel 1 - Grondwaterstanden Grondwaterstand Gemiddelde waarde[m NAP] Gemiddelde waarde inclusief zeespiegelstijging van 0,5 m[m NAP] Ontwerpwaarde in - clusief zeespiegel - stijging van 0,5 m 1 [m NAP] Toplagen -0,9 -0,9 +0,3 Tussenzandlaag (NAP -7/-11 m) -0,7 -0,45 +0,5 Diepe zandlaag (NAP -20 m) -0,5 0,0 +0,9 1: ontwerp grondwaterstand met een herhalingstijd van 1966 jaar Tabel 2 - Verticale weerstand leemlaag Stap Verticale weerstand [dagen] 1. Grondonderzoek / REGIS 1.350 – 1.500 2. Pompproeven 2.000 – 4.200 3. Monitoring nabijgelegen bestaande polder 3.115 geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 50 26/08/16 12:49 51 GEOKUNST - Oktober 2016 NIEUWE TOEPASSING VERTICALE FOLIE VOOR POLDERCONSTRUCTIES IN FRIESLAND innovatieve oplossingen waren toegestaan door het opnemen van algemene eisen. Een belangrijke eis is de toegestane hoeveelheid lekwater (kweldebiet) van 1,0 m3/uur (24 m3/ dag) per polderconstructie in de gebruiksfase. De aannemers werden uitgedaagd om een innovatieve, betrouwbare en kosteneffectieve oplossing aan te bieden. Innovatief ontwerp polderconstructie met verticale folie Inleiding Om de lengte van de verticale folie wanden te beperken, is onderscheid gemaakt tussen ondiepe en diepe polders (maaiveld op circa NAP 0,0 m): - Ondiepe polders: polders met een aanlegdiepte van NAP -2,5 m. - Diepe polders met een aanlegdiepte lager dan NAP -2,5 m. Ondiepe polders De ondiepe polders zijn eenvoudige constructies, een ontgraving met een diepte van 4,5 m beneden maaiveld (zie ﬁguur 4). De wegconstructie bestaande uit het zandbed, funderingslaag en asfalt wordt op de slechtdoorlatende klei- en leemlagen aangebracht. Ontwatering van de ondiepe polders vindt plaats via afstroming door de doorlatende zandlaag in lengterichting naar de diepe polders. Zoals eerder vermeld wordt de polderconstructies gerealiseerd binnen één grote polder. In de polder bevinden zich vele (voormalige) watergangen. Elke watergang, ook de gedempte watergangen, vormen potentiële lekwegen. Daarom is speciale aandacht besteed aan de maatregelen om de (voormalige) watergangen nagenoeg waterdicht te maken. Diepe polders Voor gebieden met wegniveau beneden NAP -2,5 m is de waterdruk in de tussenzandlaag te groot om opbarsten van de wegconstructie te voorkomen (zie ﬁguur 5). Derhalve is stijghoogte in de tussenzandlaag verlaagd door ontwatering. Om de horizontale toestroom van het grondwater in deze laag te beperken, is een verticale folie aangebracht. De folies bestaan uit verticale panelen met een breedte van 2,5 m. De panelen zijn onderling verbonden met het Geolock systeem. Debietberekeningen Om de hoeveelheid lekwater (kweldebiet) te bepalen zijn verschillende rekenmethodes gehanteerd: -3.0 -2.5 -3.0 1:3 -7.0 -10.5 -20.5 1:3 0.0 0.0 Clay Sand Loam Sand -5.0 -4.5 -5.0 1:3 -7.0 -10.5 -20.5 1:3 0.0 0.0 Clay Sand Loam Sand Figuur 4 - Representatieve doorsnede ondiepe polder. Figuur 5 - Representatieve doorsnede diepe polder. Figuur 6 - Verticale doorsnede 2D Plaxis grondwatermodel. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 51 26/08/16 12:49 GEOKUNST - Oktober 2016 52 - handberekeningen; - 2D Plaxis grondwatermodel (2D FEM groundwater model); - MicroFEM model (3D FEM grondwater model). De resultaten van de MicroFEM berekeningen zijn niet gepresenteerd, maar de uitkomsten waren in overeenstemming met de andere berekeningen. Handberekeningen De basisberekening is een handberekening volgens de wet van Darcy voor 1-dimensionale grondwaterstroming. Voor de handberekeningen is het gebied opgesplitst in kleine deelgebieden. Voor ieder deelgebied is de hoeveelheid lekwater berekend. 2D Plaxis grondwatermodel Met behulp van het Plaxis 2D grondwatermodel is de combinatie van constructie en grondwaterstroming geanalyseerd. De berekeningen zijn 2-dimensionaal verricht, een verticale doorsnede met plane strain condities (zie ﬁguur 6). Monitoringsresultaten De polderconstructies zijn gerealiseerd in 2014. In de pompkelder is het waterstandsverschil gemeten. Vanuit deze waterstandsverschillen in de tijd is de hoeveelheid lekwater (inclusief regenval) bepaald. In tabel 3 zijn de berekende en gemeten hoeveelheid lekwater per kunstwerk gepresenteerd. Met MicroFEM is de hoeveelheid lekwater berekend op 88 m3/dag in totaal. De voorspelde hoeveelheid lekwater komt goed overeen met de gemeten hoeveelheid. Zeker als de hevige regenval in de eerste dagen van de monitoringsperiode in beschouwing wordt meegenomen. In de eerste dagen tijdens de monitoringsperiode was de hoeveelheid neerslag 5 tot 12 mm/dag. Na een droge periode nam de gemeten hoeveelheid lekwater af tot 27 m3/dag (zie ﬁguur 7). Uitvoeringservaringen De installatie van de verticale folie vanaf maaiveld is in 3 fasen uitgevoerd, met inzet van 3 stellingen en een installatieframe: - Fase 1: een voorboorstelling om de stijve grondlagen te breken, bentonietinjectie tijdens het voorboren kan worden toegepast om de wrijving te verminderen. - Fase 2: een stelling om een smalle sleuf te realiseren door grondverplaatsing met gebruik van een HEM 1000 staal proﬁel en bentonietinjectie. - Fase 3: een folie installatie machine, materieel met een “schoenlepel” om de folie onderin de sleuf te kunnen aanbrengen. De installatievolgorde was als volgt. Eerst wordt de voorboorstelling ingezet om de grond los te woelen met een hart op hart afstand van 1,0 m (zie ﬁguur 8). Deze afstand komt overeen met de breedte van het sleufproﬁel (stalen proﬁel), met een hoogte van 1,0 m. Dus de grond is voorgeboord op de positie van de ﬂenzen van het sleufproﬁel. Daarna wordt een frame geplaatst voor geleiding van de sleufproﬁel. Een sleufmachine brengt het stalen proﬁel met een breedte van 1,0 m middels grondverplaatsing verticaal op diepte binnen het geleidingsframe. Het stalen proﬁel wordt trillend aangebracht met een hydraulische vibrator op de bovenkant van het proﬁel. Toevoeging van bentoniet vindt plaats tijdens het intrillen om de sleuf open te houden (zie ﬁguur 9). Cement is aanvullend toegediend aan het bentoniet ter plaatse van de kruisingen van de folie met (spoor-)wegen. Ten slotte wordt door de derde stelling de folie aangebracht binnen de sleuf. Dit is uitgevoerd met een hulpmiddel qua vorm lijkend op een schoenlepel. Ook de schoenlepel is trillend in de sleuf aangebracht door een hydraulische vibrator. In eerste instantie wordt de lepel zonder folie op diepte gebracht om te controleren of een ongestoorde passage mogelijk is. Vervolgens wordt de folie vastgeklemd op de lepel en verticaal in positie gebracht (zie ﬁguur Tabel 3 - Hoeveelheid lekwater Kunstwerk Qberekend[m3/dag] Qgemeten[m3/dag] Eis[m3/dag] KW205 0,5 10 – 20 1 ≤ 24 KW206/207 31 14 – 19 ≤ 48 KW219 16 6 – 12 ≤ 24 Totaal 47,5 30 – 51 1: mogelijk is het gemeten debiet te hoog Figuur 7 - Hoeveelheid lekwater KW205/206. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 52 26/08/16 12:49 53 GEOKUNST - Oktober 2016 NIEUWE TOEPASSING VERTICALE FOLIE VOOR POLDERCONSTRUCTIES IN FRIESLAND 10). Hierbij wordt gebruik gemaakt van man- vrouw verbinding tussen de losse foliepanelen, samen met aanvullend een zwelkoord om de waterdichtheid te waarborgen. De lokale bodemgesteldheid leidde niet tot herhalende vertraging tijdens het installeren van de folie. Het Geolock systeem is op een diepte van maximaal 17 m beneden maaiveld aangebracht. Tijdens installatie zijn geen keien of andere objecten in de ondergrond aangetroffen. De folie is met een speciﬁeke aansluiting bevestigd op de stalen damwanden van de bouwkuipen ter plaatse van de betonnen kunstwerken (zie ﬁguur 11). Deze aansluitingen zijn gerealiseerd door het folie met een man- verbinding te doorsnijden en te bevestigen aan de stalen damwand. Na realisatie zijn de polders drooggezet en na een paar maanden is de hoeveelheid lekwater gemeten met debietmeters. De hoeveelheid lekwater lag tussen 0,6 en 0,8 m3/uur per polder voor de drie polders, zodat voldaan wordt aan de eis het toegestane debiet van 1,0 m3/uur per polder. Conclusies en aanbevelingen Het is mogelijk gebleken een nieuwe toepassing met een verticale folie Geolock voor polderconstructies tot een diepte van 17 m beneden maaiveld te realiseren, in combinatie met het gebruik van de natuurlijke aanwezige bijna ondoorlatende leemlaag. De constructiemethode is een alternatief voor traditionele brede folieconstructies onder een helling van 1:2 of 1:3, wanneer een bijna ondoorlatende natuurlijke klei- of leemlaag aanwezig is op de juiste diepte voor het verticale evenwicht. Om het risico op overschrijding van de eis voor hoeveelheid lekwater te beperken, verschillende stappen moeten worden genomen om de verticale weerstand van de nagenoeg ondoorlatende grondlagen te bepalen. Het gebruik van historische en regionale geohydrologische gegevens, laboratoriumtesten, in-situ pompproeven voor uitvoering (en voor de ontwerpfase) en achteraf pompproeven in de gerealiseerde polders zijn essentieel om een betrouwbare oplossing met een levensduur van 100 jaar te realiseren. Geohydrologisch gevoeligheidsberekeningen, startende met eenvoudige modellen, vervolgens analytische en numerieke modellen, moeten onderdeel vormen van het ontwerp om de grenzen van de hoeveelheid lekwater te kunnen vaststellen. Met deze aanpak is het mogelijk om aan de strenge eis voor de hoeveelheid lekwater van 1,0 m3/uur per polder te voldoen, zoals is aangetoond in het project “Haak om Leeuwarden”. Samenwerking tussen opdrachtgever, ontwerpers aan opdrachtgevers- en aannemerszijde en uitvoering is belangrijk om een nieuwe toepassing voor een verticale foliepolder in korte tijd te kunnen realiseren, in relatie tot de verantwoordelijkheid van elke partij binnen het project. Referenties - CUR 221, Handboek foliconstructies, 2009. - Gerritsen, R.H., Regteren, D.H., Knulst, R., Submerged geomembrane systems in urban areas: Innovative polderconstructions in limited space, Special GeoArt, 10th ICG and Baugrundtag, Berlin, 2014. Figuur 8 - Voorboorstelling. Figuur 10 - Aanbrengen folie met de schoenlepel in de sleuf. Figuur 9 - Geleidingsframe en sleufmachine. Figuur 11 - Aansluiting folie (rechts) op stalen damwand (links). geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 53 26/08/16 12:49 36 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 Ontwikkeling ontwerpmethode ﬂexibele waterkering kern Spakenburg ing. F.H.J. Tijhuis Ontwerpleider, Nepocon ingenieurs & adviseurs ing. J. van Noord Senior projectleider, Water - schap Vallei en Veluwe H.A. Schelfhout Expert adviseur, Deltares ir. K. ten Pas Constructeur, Nepocon ingenieurs & adviseurs B.H. Boksebeld Projectleider, Van Heteren Weg- en Waterbouw BV ir. A.C. Nederpel Nederpel,Dijk in waterveiligheid Inleiding De primaire waterkering in de historische kern van Spakenburg voldoet niet meer aan de eisen en moet worden versterkt. De waterkering is on - derdeel van dijkring 45 Gelderse Vallei met een huidige veiligheidsnorm van 1/1.250 per jaar (op basis van overschrijdingskansen, voor vei - ligheidseisen zie tekstkader 1. In het kader van de overstap naar nieuwe normering op basis van overstromingskansen wordt de geplande ver - sterking onderdeel van dijktraject 45-2 met een (voorlopige) veiligheidsnorm van 1/300 per jaar als signaalwaarde. Om te kunnen beoordelen of het plan ook aan de nieuwe veiligheidseisen vol - doet is een controle uitgevoerd (zie tekstkader 2), waaruit blijkt dat het ontwerp daaraan ruim voldoet. Tekstkader 1 - Ontwerpuitgangspunten en randvoorwaarden ontwerp waterkering • Levensduur 100 jaar (civiele constructies en bassin) en 50 jaar (ﬂexibele kering) • Veiligheidsnorm dijkring 45 (Gelderse Vallei): norm = 1/1.250 per jaar • Toelaatbare kans op falen constructie conform [1] voor type II constructies: norm/200 = 1/250.000 (kerend naar binnen) per jaar en norm/20 = 1/25.000 (kerend naar buiten) per jaar • Ontwerppeil= NAP +1,61 m (2065) resp. NAP +1,81 m (2115) • Signiﬁcante golfhoogte: H s = 0,30 m • Minimaal vereiste kerende hoogte: H k = NAP +2,24 m (2065) resp. NAP +2,41 m (2115) • Aanleghoogte keerwand = NAP +2,46 m • Kadehoogte: NAP +1,64 m • Maatgevend laagwater: MLW = NAP -1,5 m Figuur 1a - Flexibele kering niet-operationeel. Figuur 1b - Flexibele kering operationeel. Tekstkader 2 - Doorkijk naar invloed nieuwe normering op veiligheidseisen Bij het voorontwerp is geveriﬁeerd of de ﬂexibele kering voldoet aan de veiligheidseisen op basis van het nieuwe ontwerpinstrumentarium OI2014v3 [7] met de volgende uitgangspunten: • Toelaatbare kans op overstroming dijktraject 45-2 (L = 27,8 km) is P max = norm ! 3 = 1/100 per jaar • Toelaatbare kans op constructief falen alle kunstwerken = 2% van P max • Aantal kunstwerken (totaal 31 st) dat bijdraagt aan P max is N KW = 5 • Per afzonderlijk kunstwerk gelden dan als eis voor constructief falen (STCO/STGC): 2% van Pmax / N KW = 1/25.000 per jaar. Op basis van de huidige norm en methodiek is de veiligheidseis voor STCO/STGC gelijk aan norm/200 = 1/250.000 per jaar voor STCO/STGC. Hieruit blijkt dat het ontwerp ook voldoet aan de veiligheidseis volgens de nieuwe normering en methodiek." geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 36 26/08/16 12:49 37 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 In de kern van Spakenburg moet de primaire waterkering worden ver - sterkt. Het waterschap Vallei en Veluwe is opdrachtgever en heeft bij de aanbesteding gevraagd om een innovatieve oplossing in de vorm van een ﬂexibele kering, die ook ruimtelijk beter inpasbaar is dan een gronddijk. Aan deze oplossing zijn speciﬁeke veiligheidseisen gesteld, die deels af - wijken van de vigerende leidraden en technische rapporten voor primaire waterkeringen. Door de aannemerscombinatie Van Heteren/Jansen Ven - neboer is een opdrijvende kering voorgesteld, die voldoet aan de eisen. Het deﬁnitieve ontwerp is door intensieve samenwerking met de opdracht - gever, gemeente en deskundigen tot stand gekomen, waarbij ﬂexibiliteit en maatwerk voor alle partijen het uitgangspunt was. In dit artikel wordt beschreven hoe bij het ontwerp gezamenlijk invulling is gegeven aan de sterkte en de stabiliteit van de bijzondere waterkerende constructies. Samenvatting Vanwege de beperkte ruimte in de bebouwde kern is een traditionele versterking met een gronddijk zeer ingrijpend en moeilijk inpasbaar. Daarbij zijn vaste verticale constructies vanwege de aanwezige cultuur- historische waarden niet gewenst en is door het waterschap een ﬂexibele kering als uitgangspunt genomen. Daarom is bij de aanbesteding gevraagd om in te schrijven voor een innovatieve oplossing in de vorm van een ﬂexibele kering, die permanent aanwezig is. De aannemerscombinatie Van Heteren/Jan - sen Venneboer heeft daar invulling aan gegeven door middel van een opdrijvende keerwand: de Self Closing Flood Barrier (SCFB), die volledig wordt geïntegreerd in het maaiveld (zie ﬁguur 1a). Enkel bij een stijgende waterstand zal de kering worden geactiveerd, doordat deze door de opwaartse druk van het water omhoog zal komen (zie ﬁguur 1b). Samen innoveren en denken in oplossingen heeft geleid tot een veilig ontwerp dat aanpas - baar en optimaal passend in de omgeving is. Dit vertaalt zich met name in de gerealiseerde tracéwijziging (de kering ligt volledig buiten de rijbaan), de kraanopstelplaats (handhaving be - staande damwand door reductie bovenbelas - ting) en de verankering bij de Oude Haven (de bestaande authentieke kademuur blijft gehand - haafd door de verankering achter de damwand te realiseren; zie ﬁguur 3a). Proces Het waterschap Vallei en Veluwe is opdracht - gever voor de aanleg van het versterkingsplan, dat door het Hoogwaterbeschermingspro - gramma (HWBP-2) wordt geﬁnancierd. Bij de uitvraag naar de aanbieders zijn vanuit veilig - heid, ruimtelijke inpassing, techniek en beheer speciﬁcaties opgesteld waaraan de oplossing moet voldoen. Omdat er nog geen speciﬁeke veiligheidseisen voor ﬂexibele keringen zijn, is uitgegaan van maatwerk, dat door Deltares nader is ingevuld. In het aanbestedingstraject Figuur 3b - Dwarsproﬁel met SCFB Nieuwe Haven. Figuur 3a - Dwarsproﬁel met SCFB Oude Haven. Figuur 2 - Tracé ﬂexibele kering. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 37 26/08/16 12:49 38 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 is de aanbieding van de aannemerscombina - tie integraal beoordeeld door een team met vertegenwoordigers van het waterschap, de gemeente Bunschoten en Deltares. Na de gun - ning volgde een nauwe samenwerking tussen de eerder betrokken partijen en een team van de aannemerscombinatie, onderaannemers (Nepocon ingenieurs & adviseurs en Neder - pel Dijk in waterveiligheid) en leverancier (Ag - gères). De aanpak was stapsgewijs van grof naar ﬁjn met als doel om aan de hand van een risico-kansen-dossier gezamenlijk te komen tot een duurzame, beheerbare en toekomst - vaste waterkering. Uitgangspunt daarbij is een planperiode 100 jaar voor onderbouw, de vervangbaarheid van de ﬂexibele kering en een ontwerpmethodiek, die aansluit bij de huidige leidraden en technische rapporten voor pri - maire keringen en de Eurocode. Principeoplossing De SCFB is in totaal 294 m lang en bestaat uit 3 secties (zie ﬁguur 2), namelijk Oude Haven- West (78 m), Oude Haven-Oost (60 m) en Nieu - we Haven (156 m). De constructie bestaat per sectie uit een aaneenschakeling van bassins met keermiddelen en putten, die in combinatie met een damwandconstructie langs de haven en het grondlichaam de waterkering vormt (zie ﬁguur 3a en 3b). De uitgangspunten en rand - voorwaarden voor het ontwerp van de waterke - ring zijn samengevat in tekstkader 1. Sluiting SCFB De ﬂexibele kering is per sectie opgebouwd uit afzonderlijke elementen, bestaande uit een betonnen bassin met stalen bak, waarin de drijvende keerwand hangt. De elementen zijn gekoppeld via activatie-/vulputten met schui - ven en kleppen voor de regulering van de wa - terinstroming (zie ﬁguur 4). Elke vulput staat in verbinding met het buitenwater door middel van een lage en een hoge instroomleiding. Het proces van opdrijven van de keerwand is weergegeven in de ﬁguren 5a t/m 5d. De instroomleidingen staan normaal open, waardoor het stijgende water de activatieput vult vanaf de onderste instroomleiding en de terugslagklep naar de verdeelput sluit. Bij een peil van NAP +0,30 m of hoger komen de keer - wanden in de bassins door de opwaartse wa - terdruk omhoog. Als de waterstand in de ac - tivatieput NAP +0,50 m bereikt, komt via twee overlopen water in de beide compartimenten van de verdeelput en worden de aangrenzende bassins gevuld. Indien de stijging van het bui - tenwater niet snel genoeg gaat wordt het sluit - proces versneld door water in een of meerdere activatieputten te pompen en de keerwand tij - dig in de volledig actieve stand komt. De keer - wand is in volledig actieve stand als het peil van NAP +1,14 m is bereikt. Als de waterstand daalt blijft de waterstand in de bassins mini - maal NAP +1,14 m. Na het hoogwater wordt het systeem volledig geledigd via de onderste instroomleiding. Het water zal dan via de ver - deelput uit het bassin stromen, waardoor de terugslagklep onderin vanwege het drukver - schil automatisch open gaat. Tekstkader 3 - Formule correctiefactor op materiaalfactoren met: γm,corr = correctiefactor op materiaalfactor Eurocode βeis = vereiste betrouwbaarheidsindex voor referentieperiode van 50 jaar βref = referentiewaarde betrouwbaarheidsindex, volgens Reliability Class (RC2 of RC3) Eurocode Vr = variatiecoëfﬁciënt materiaalsterkte Figuur 4 - Componenten SCFB. Figuur 5a - Kering inactief. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 38 26/08/16 12:49 39 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 ONTWIKKELING ONTWERPMETHODE FLEXIBELE WATERKERING KERN SPAKENBURG Voor de bepaling van de faalkans van de slui - ting zijn risicosessies gehouden en is een uit - gebreide faalkansanalyse van het totale sys - teem opgesteld. Om aan de toelaatbare kans op niet-sluiten van 10% van de norm en de sluitingsduur van maximaal 3 uur te voldoen moet vooraf worden gecontroleerd of het tracé van de ﬂexibele kering obstakelvrij is. Vanwege de kans op verstopping door vuil of ijsvorming is per bassin is een extra hoger gelegen toe - voerleiding nodig. Mede daarom zijn de afzon - derlijke bassins ook onderling gekoppeld. Falen sterkte/stabiliteit damwand Over de veiligheidsbenadering en eisen voor constructies zijn er verschillen tussen de Wa - terwet, CUR 166 en de Eurocode. Dit heeft betrekking op faalkansen (jaarkansen versus levenduurkansen) en partiële veiligheidsfac - toren. In onderling overleg is daarin een com - promis gevonden door toepassing van correc - tiefactoren op de standaard materiaalfactoren volgens RC2 of RC3 van de Eurocode. Voor de dimensionering van de damwandconstructie is de situatie bij GLW (kerend naar buiten) maat - gevend, waarvoor in lijn met de stabiliteitsei - sen voor dijken is uitgegaan van een 10 maal minder strenge eis dan bij MHW (kerend naar binnen) met een toelaatbare kans op falen van de constructie van norm/20 of 1/25.000 per jaar. Dit is de topeis voor het falen van de totale constructie. Voor de bepaling van de toelaat - bare faalkans per constructie-onderdeel is de topeis verdeeld over de faalmechanismen (zie ﬁguur 6). Daarbij is voor de bepaling van de faalkans voor de levensduur conform [1] een factor f N = 10 in rekening gebracht, wat per faalmechanisme een 10 maal grotere faalkans oplevert dan de jaarkans. De faalkans voor de levensduur (referentieperiode 50 jaar) is via een standaard normale verdeling omgerekend Figuur 6 - Veiligheidseisen damwand kerend naar buiten. Figuur 5b - Vullen bassin. Figuur 5c - Kering actief. Figuur 5d - Kerend bij MHW. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 39 26/08/16 12:49 40 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 naar een vereiste betrouwbaarheidsindex βeis = 3,54 resp. 3,72. Deze waarden gelden voor de 2 secties bij de Oude Haven met een lengte L < 100 m. Voor de sectie bij de Nieuwe Haven is de lengte L > 100 m en geldt volgens [1] als eis βeis + 10% of βeis = 3,89, resp. βeis = 4,09. Bij het ontwerp van de damwand is ervoor gekozen om deze te dimensioneren op basis van [1] en [2] en partiële veiligheidsfactoren volgens de Eurocode met standaard materi - aalfactoren γm,ref als referentiewaarden. De vereiste betrouwbaarheidseis βeis wordt ge - realiseerd door toepassing van een correctie - factor γm,corr , die kan worden berekend met behulp van de formule uit [1] en [2] in tekst - kader 3. De rekenwaarden volgen uit γm,reken = γm,ref ! γm,corr . In verband met de ontwerplevensduur (referentieperiode 100 jaar) conform [2] de toelaatbare faalkans gedeeld door een fac - tor 2, resulterend in een extra correctiefactor van βeis +0,2.. De per faalmechanisme toe te passen factoren voor een damwand met een strekkingslengte van L > 100 m zijn samenge - vat in tabel 1. Omdat βeis tussen βref van RC2 en RC3 ligt is gekozen voor βref bij RC2 als re - ferentiewaarde. Voor de beoordeling van de overall stabiliteit van de constructie is aansluiting gezocht bij de werkwijze voor de buitenwaartse macrosta - biliteit van dijken volgens [3], die uitgaat van veiligheidseisen op basis van jaarkansen. Dit geeft bij toepassing van een schadefactor van γn = 1,01, schematiseringsfactor van γb = 1,3 (default waarde), modelfactor van γd = 1,0 (me - thode Bishop) een toelaatbare stabiliteitsfactor van 1,32 (zie tekstkader 4) als toetswaarde voor de uitkomst van de stabiliteitsberekening met de software D-Geostability. Deze waarde geldt niet voor één deeltraject langs de Oude Haven, waar de stabiliteit kritisch is. Voor dat traject is op basis van het stappenplan van [3] een geoptimaliseerde schematiseringsfactor van γb = 1,1 afgeleid, wat resulteert in een toelaat - bare stabiliteitsfactor van 1,12. Voor de belastingfactoren is uitgegaan van de waarden conform [2] en [5], welke zijn samen - gevat in tabel 2a en 2b. Voor het puntdraagvermogen, dwarskrachten, buigende momenten en ankerkrachten zijn de veiligheidsfactoren uit [2] toegepast. Voor de toelaatbare vervorming van de damwand in de uiterste grenstoestand is conform [7] uitgegaan van een eis van 1/50 van de lengte van de dam - planken of u grens = 160 mm en u grens = 100 mm in de bruikbaarheidsgrenstoestand. Corrosietoeslag Voor de stalen constructie-onderdelen is con - form [2] een corrosietoeslag na 100 jaar toege - past. Daarbij is tevens rekening gehouden met het advies van ENW [4] hierover naar aanlei - ding van de resultaten van recent corrosieon - derzoek. De per constructie-onderdeel aan te houden waarden zijn weergegeven in Tabel 3. De waarden van Tabel 3 zijn van toepassing op warmgewalste stalen proﬁelen. Falen sterkte/stabiliteit SCFB Voor de dimensionering van de constructieve onderdelen is dezelfde benadering gevolgd als voor de damwand met als topeis norm/200 of 1/250.000 per jaar voor de situatie kerend naar binnen. Voor de bepaling van de eis per constructie-onderdeel is de topeis verdeeld over de faalmechanismen (zie ﬁguur 7). Dit geeft voor alle secties (L < 100 m) een eis van βeis = 4,26. Tabel 1 - Materiaalfactoren voor dimensionering constructie-onderdelen damwand bij L > 100 m (kerend naar buiten). Faalmechanisme Sterkteparameter βeis γm,ref (bij RC2 of βref = 3,8) Vr γm,corr γm,reken Vloeien damwand Vloeispanning 4,09 1,00 0,10 1,02 1,02 Vloeien ankers Vloeispanning 4,29 1,00 0,10 1,04 1,04 Grondbreuk Hoek inwendige wrijving (tg ϕ’) 4,29 1,175 0,20 1,08 1,27 Cohesie (c’) 1,25 0,45 1,18 1,48 Tekstkader 4 - Vereiste stabiliteitfactor • Schadefactor berekend met formules uit [3]: met: norm = huidige veiligheidsnorm = 1/1.250 per jaar α = correlatiefactor = 0,033 L = lengte dijkring = 60.000 m (defaultwaarde voor dijkvakbenadering) l = lengte afschuiving = 50 m Pf|inst = 0,1 (afschuiving niet samenvallend met extreem hoogwater) Ploc,toel = toelaatbare kans op locale instabiliteit = 1/50.750 per jaar βeis = vereiste betrouwbaarheidsindex = 4,11 γn = schadefactor = 1,01 • Schematiseringsfactor γb = 1,3 (defaultwaarde) of 1,1 (geoptimaliseerd op basis van stappenplan van [3] • Modelfactor γd = 1,0 (methode Bishop): • Materiaalfactoren γm: conform [3] (impliciet in D-Geostability) • Toelaatbare stabiliteitsfactor (berekend met D-Geostability): F s,toel = γn ! γb ! γd = 1,32 (default) geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 40 26/08/16 12:49 41 GEOTECHNIEK - Oktober 2016 ONTWIKKELING ONTWERPMETHODE FLEXIBELE WATERKERING KERN SPAKENBURG Voor de bepaling van de materiaalfactoren is gekozen voor referentiewaarden op basis van RC3 en zijn de correctiefactoren berekend met de formule in tekstkader 3. Voor de belasting - factoren is uitgegaan van de waarden volgens RC3 van de Eurocode. Daarbij dient te worden opgemerkt dat de Eurocode geen belastingfac - tor geeft voor een extreme belasting bij MHW. Hiervoor dient conform [1] een belastingfactor van γH = 1,25 (inclusief materiaalfactor) op de vervalbelasting bij MHW te worden toegepast. Omdat de waterkering in dit geval wordt ont - worpen op een hogere buitenwaterstand (tot bovenkant keerwand = NAP +2,46 m in plaats van tot MHW = NAP +1,81 m) is deze belasting - factor buiten beschouwing gelaten. Conclusies Het ontwerp van de ﬂexibele kering was een ﬂinke uitdaging voor alle betrokken partijen. Daarbij was de concrete invulling van de vei - ligheidsbenadering een belangrijk onderwerp. Binnen het project is in onderling overleg ge - zocht naar een correcte afstemming tussen de verschillende veiligheidseisen en benaderin - gen. Daartoe is een interactief proces doorlo - pen, waarbij de faalkanseisen gezamenlijk zijn afgeleid. In een goede samenwerking tussen opdrachtgever, opdrachtnemer en kennisinsti - tuut is gezocht naar een speciﬁeke uitwerking van het ontwerp van een innovatieve kering voor deze locatie. Dit heeft voor de betrouw - baarheid sluiting een concrete invulling vooraf van veiligheidseisen en daarna het gezamen - lijk doorgronden van alle risico’s van het sys - teem opgeleverd. De veiligheidsbenadering/- eisen voor constructies volgens de Waterwet, CUR 166 en de Eurocode zijn verschillend voor wat betreft de faalkanseisen en de partiële veiligheidsfactoren. In nauwe samenwerking is daarin een compromis gevonden door toe - passing van correctiefactoren op de materi - aalfactoren, die zijn gekoppeld aan de refe - rentiewaarden van de veiligheidsklassen van de Eurocode en CUR 166. Op basis van deze methodiek is het mogelijk om met de speci - ﬁeke veiligheidseisen voor waterkeringen aan te sluiten bij de conventionele rekenmethoden. Dit biedt kansen voor een bredere toepassing bij het ontwerp van toekomstige constructies in primaire waterkeringen. Referenties [1 Leidraad Kunstwerken, Technische Ad - viescommissie voor de Waterkeringen, Mei 2003 [2] CUR 166 - Damwandconstructies, CUR Bouw en Infra, 6e herziene druk, Juli 2012 [3] Technisch Rapport Grondmechanisch Schematiseren bij Dijken, Expertise Net - werk Waterveiligheid, 2012 [4] Corrosietoeslag voor stalen damwanden in grond, ENW-T-14-C06 Aanvulling op adviesaanvraag RWSHWBP-2 van 15 april 2014 Advies ENW-T-14-c06, 15 april 2014 [5] Eurocode 1 – Belastingen op constructies Deel 1: Algemene belastingen – Volumieke gewichten, eigen gewicht en opgelegde belastingen voor, Gebouwen, NEN-EN 1991-1-1+C1:2011 / NB:2011). Deel 2: Ver - keersbelasting op bruggen, NEN-EN 1991- 2+C1:2011 / NB:2011 [6] Handreiking ontwerpen met overstro - mingskansen, Veiligheidsfactoren en be - lastingen bij nieuwe overstromingskans - normen, Versie OI2014v3, Juli 2015 [7] Ontwerp stabiliteitsschermen (type II) in primaire waterkeringen (groene versie), Ontwerprichtlijn voor WSRL, 13 maart 2013 Tabel 2a - Belastingfactoren voor dimensionering constructie volgens Eurocode RC2/CUR 166. Belastingfactoren 6.10a 6.10b gunstig verkeer veranderlijk Karakteristieke waarde (combinatiewaarde) 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 Frequente waarde (t.b.v. scheurvorming) 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 Quasi blijvende waarde 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 ULS (RC2) 1,35 1,20 0,90 1,35 1,50 Tabel 2b - Belastingfactoren geometrie volgens CUR 166. Veiligheidsfactoren geometrie RC1/RC2/RC3 Verhoging kerende hoogte 10% ( ≈ 0,45 m) Maximale verhoging kerende hoogte 0,50 m Variatie GWS passieve zijde 0,25 m Variatie GWS actieve zijde 0,05 m Tabel 3 - Corrosietoeslag voor stalen constructie-onderdelen . Onderdelen staalconstructie Corrosietoeslag (enkelzijdig, 100 jaar na aanleg) Damwand waterzijde 1,4 mm 1) Damwand landzijde 1,2 mm 2) Gordingen (rondom) proﬁel) 1,4 mm 1) 1) conform [2] in direct contact met schoon, zoet buitenwater (rond de waterlijn) 2) conform [4] voor ongeroerde schone grond permanent beneden de grondwaterspiegel Figuur 7 - veiligheidseisen sterktestabiliteit SCFB_kerend naar binnen. geotechniek _Oktober_2016_v1.indd 41 26/08/16 12:49

International - Special GeoArt-6th EuroGeo Conference

GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 6 1 Introduction The ﬁrst piled embankment reinforced with geosynthetic reinforcement (GR) was constructed in 1972 in the in de Göta älv valley in Sweden (Holtz en Massarsch, 1976). The ﬁrst British piled embankments were constructed in the early 1980s, one of them as the foundation of an abutment of the Second Severn Crossing (Russell and Pierpoint, 1997). The Monnickendam Bus Lane is the ﬁrst Dutch piled embankment, dating back to 2000. Since those days many basal reinforced piled embankments have been constructed worldwide. A basal reinforced piled embankment (Figure 1) consists of a reinforced embankment on a pile foundation. The reinforcement consists of one or more horizontal layers of geosynthetic reinforcement (GR) installed at the base of the embankment. The embankment is ﬁlled with for example crushed demolition recycled aggregate (hard core) or sand. A basal reinforced piled embankment can be used for the construction of roads or railways when a traditional construction method would require too much construction time, affect vulnerable objects nearby or give too much residual settlement, making frequent maintenance necessary. Some piled embankments are long, like the Dutch 14 km long regional road N210 between Krimpen and Bergambacht, or the Dutch 3.5 km long bypass road near Reeuwijk (Van Eekelen and Venmans, 2016). Other piled embankments are short and for example constructed for transition zones between traditional embankments on soft soils and a ﬁxed structure or as an abutment for a viaduct. The ﬁrst edition of the Dutch design guideline for basal reinforced piled embankments CUR226 was published in 2010 (Figure 4, describted in Van Eekelen et al., 2010b) and adopted major parts from the German EBGEO (2010). Since those days, the knowledge about basal reinforced piled embankments has developed substantially; a more reliable design method for the GR became available (Van Eekelen et al., 2015 and Van Eekelen, 2015), an adaptation to the Eurocode was needed and questions about pile cap design arose, making an update of CUR226 necessary. This paper describes the highlights of the 2016-update of CUR226. 2 Geosynthetic Reinforcement (GR) Design The GR strain needs to be calculated to design the GR. Multiplying this GR strain by the GR stiffness gives the tensile force, which needs to be smaller than the long-term GR tensile strength. Most calculation models calculate the GR strain in two steps (Figure 2a and b). Step 1 divides the vertical load into two load parts. One part (load part A) is transferred to the piles directly. This part is relatively large because a load tends to be transferred to the stiffer parts of a construction. This mechanism is known as ‘arching’. The second, residual load part ( B+C) rests on the GR (B) and the underlying subsoil (C), see Figure 2c. The 2016-update of the Dutch Design Guideline for Basal Reinforced Piled Embankments dr. Suzanne J.M. van Eekelen Deltares, Chair Dutch Committee Design Guideline Basal Reinforced Piled Embankments CUR226, the Netherlands Figure 1 - A basal reinforced piled embankment. Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 6 01/08/16 14:52 7 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 Calculation step 2 determines the GR strain. Only the GR strips between each pair of adjacent piles are considered: they are loaded by B+C and may or may not be supported by the subsoil. The GR strain can be calculated if the distribution of load part B+C on the GR strip, the amount of subsoil support and the GR stiffness are known. CUR226 (2010) used the calculation model of Zaeske (2001) for GR design. The German EBGEO had already adopted that model before. The Dutch made the same choice for Zaeske’s model because it matched some ﬁeld measure-ments reasonably well. However, many more measurements became available since 2010. Van Eekelen et al. (2015) showed that Zaeske’s model gives on average 2.5 times the strain measured in seven ﬁeld cases and four laboratory series of experiments (Figure 3a). CUR226 (2016) uses the Concentric Arches model of Van Eekelen (2015) and Van Eekelen et al. (2013, 2015). This model was developed on the basis of a series of laboratory tests (Van Eekelen et al., 2012a and 2012b). Calculation step 1 consists of a set of 3D and 2D concentric arches as shown in Figure 2a. The load is transported along the concentric arches. Smaller arches exert less load on their subsurface, large arches exert more load on their subsurface. The result is that a relatively large load is exerted on the pile caps ( A) and the GR strips between adjacent piles, which matches measurements quite well. Figure 2b shows the load distribution on the GR strips between adjacent piles for step 2 as adopted in CUR226 (2016); when there is no subsoil support, or almost no subsoil support, the inverse triangular load distribution is used. When there is signiﬁcant subsoil support, a uniform load distribution is used. Figure 3b shows that the GR strain calculated with the new model is on average 1.1 times the measured GR strain with a lower coefﬁcient of determination, R2, than shown in Figure 3a. The calculated GR strain is therefore almost a perfect match with the measured GR strain. CUR226 (2016) has therefore adopted the Concentric Arches model. The Dutch Design Guideline CUR226 for basal reinforced piled embankments was revised before publishing its second edition in Dutch and English in 2016. This paper reports about the main changes in com - parison to its ﬁrst edition, of 2010. One of the main changes was adopting the Concentric Arches method of Van Eekelen et al. (2012b, 2013, 2015) and van Eekelen (2015) for the design of the geosynthetic reinforcement (GR). An accompanying set of partial safety factors was derived with an extensive probabilistic study. The Eurocode guidelines for trafﬁc load were adopted and converted into a uniformly distributed design load for piled embankments using the Boussinesq spreading method. This resulted in a practical set of tables. Finally, a design guideline for the pile caps on top of the piles was added. Extensive calculation examples support the use of the new guideline. Abstract a. calculation step 1 b. calculation step 2 c. resulting load distribution Figure 2 - The new Concentric Arches model (Van Eekelen, 2015 and Van Eekelen et al., 2012b, 2013, 2015) consists of two steps: (a) step 1 calculates the load distribution in A and B+C and (b) step 2 calculates the GR strain that occures in the GR strip between adjacent pile caps (c) resulting load distribution (A, B, C). Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 7 01/08/16 14:52 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 8 3 Model Factor, Load and Material Partial Factors One can debate whether a design guideline should adopt a model that nearly always gives a design on the safe side, as with the Zaeske model (Figure 3a), or whether a design guideline should adopt a model that describes reality as well as possible (Figure 3b) and consider safety separately. The Dutch CUR226 committee decided to adopt the new Concentric Arches model and to combine this with the inclusion of a model factor to cope with the uncertainty in the model. The value of the model factor was determined using the data points given in (Figure 3b). Van Duijnen et al. (2015) reported the safety analysis used to determine the model factor and the associated load- and material factors. Following the suggestions made in EC1990 (2011, Eurocode 0), they conducted a statistical assessment of the differences between the measured and calculated GR strains and then carried out Monte Carlo (MC) simulations for the SLS situation, for several reference cases in order to obtain the model factor. Multiplying this model factor by the GR strain calculated with characteristic values gives a value that is higher than the real GR strain in 95% of the cases. In other words, if the model factor is used, reality is worse than the calculation in 5% of the cases. Subsequently, Van Duijnen et al. (2015) determined three sets of partial material and load factors associated with the model factor for a level 1 design approach (the method with partial factors). They showed that using these factor sets satisfy the reliability indices β required for the three reliability classes of EC1990 (2011, Eurocode 0). The resulting model and partial factors were adopted in CUR226 (2016) and are shown in Table 1. Extensive calculation examples of GR design were included in the 2016-update of CUR226. 4 Limitations CUR226 (2016) was written for piled embankments with a basal geosynthetic reinforcement. The validation of the GR design rules was conducted with measurements in piled embankments with: Figure 3 - Comparison calculations and measurements in seven ﬁeld projects and four series of experiments. Van Eekelen et al., 2015 gives the sources of the references given in this picture, which are not given in the references of this paper due to space limitations. Calculations without safety factors. a. calculations with CUR226:2010 b. calculations with CUR226:2016 Table 1 - Model factor and partial safety factors used for the design of the GR design in CUR226 (2016). SLS Reliability class ULS Factor β ≥ 2.8 RC1 β ≥ 3.5 RC2 β ≥ 4.0 RC3 β ≥ 4.6 Model factor γM 1.40 1.40 1.40 1.40 Trafﬁc load p γf;p 1.00 1.05 1.10 1.20 Tangent of internal friction, tan ϕ’ γm;ϕ 1.00 1.05 1.10 1.15 Unit weight ﬁll, γ γm;γ 1.00 0.95 0.90 0.85 Subgrade reaction of subsoil, ks γm;k 1.00 1.30 1.30 1.30 Axial GR stiffness, J γm;EA 1.00 1.00 1.00 1.00 GR Strength, Tr γm;T 1.00 1.30 1.35 1.45 The calculated strain should be multiplied with the model factor γM , γf is a load factor, F d = γf • Fk, γm is a material factor, X d = X k / γm, a unit weight increase is not beneﬁcial, hence the value of γm;γ is less than 1.0. Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 8 01/08/16 14:52 9 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 THE 2016-UPDATE OF THE DUTCH DESIGN GUIDELINE FOR BASAL REINFORCED PILED EMBANKMENTS • a centre-to-centre (ctc)-pile spacing < 2.50 m; • geogrids, in some cases combined with woven geotextiles (geogrid on top of geotextile); • a groundwater level below or only just above the pile caps; • 0.5 < H/(sd - deq) < 4.0; with H (m) the height of the embankment, sd (m) the diagonal ctc-pile spacing and deq (m) is the diameter or equivalent diameter of the pile cap; • vertical stresses on top of the GR above the pile caps up to 1450 kPa. In practice, however, some embankments of this type have already been realised with vertical stresses on the pile cap of 2000 kPa. Furthermore, CUR226 (2016) gives the following limitations for its applicability: • H/(sd-deq) ≥ 0.66 with H, sd and deq explained above ; • Ptrafﬁc < pembankment weight or apply κ-model of Heitz (2006, section 6), see section 5 for ptrafﬁc ; • beq/sx,y ≥ 0.15 with beq the width of a square pile cap or the equivalent width of a circular one; • one GR layer: z ≤ 0.15 m, two GR layers: distance between two layers ≤ 0.20 m with z (m) is the distance between GR and pile cap; • 2/3 ≤ sx/sy ≤ 3/2; • ϕ’ﬁll,cv ≥ 35 o for the lowest layer with height h* = 0,66( sd-deq). Above that, ϕ’ﬁll,cv ≥ 30 o; • Tr,d ≥ 30 kPa, in both directions, and 0.1 ≤ Tr;x;d /Tr;y;d ≤ 10 where Tr,d (kN/m) is the short term GR tensile strength; • ks;paal /ks;subsoil > 10, with k the subgrade reaction. 5 Trafﬁc Load The trafﬁc loads given in load model BM 1 of EC1991-2 were included in the CUR226 (2016). These loads were converted into a uniformly distributed load, resulting in tables with values that were determined as follows: • the axle loads were spread according Boussinesq over the total height of the embankment; • the inﬂuence of all wheel loads were summed; • determination of the average stress ptrafﬁc on the maximum loaded pile grid ( sx • sy), with sx,y (m) the ctc-pile spacing. Table 2 presents a summary of a larger CUR226 (2016) table, which gives more tables for smaller values for N and for the situation with only one driving lane. When using these tables, the extra spreading capacity of the asphalt top layer may be taken into account with a virtual extra height. 6 Heavy Trafﬁc, Thin Embankment Heavy truck passages inﬂuence the arching in the embankment, speciﬁcally in a shallow embankment. Van Eekelen et al. (2010a) showed that the arching is reduced as a result of a heavy passage. This results in a temporarily increase of the vertical load on the GR. They also showed that arching recovered during a rest period after a number of passages. Heitz (2006) conducted experiments with high dynamic loading on a test set-up with four small square piles underneath a sand embankment with and without a geosynthetic basal reinforcement. He found that (1) the arching reduces due to dynamic loading; (2) the arching recovers during a rest period and (3) cyclic loading has signiﬁcantly less inﬂuence on the arching in (a) a relatively thick embankment or (b) an embankment with GR in comparison to one without GR. On the basis of his unreinforced experiments, Heitz (2006) determined an empirical model to reduce arching, the so-called κ (kappa)-model. This κ-model is at the safe side as Heitz based his model on his unreinforced experiments, which are the tests with the heaviest inﬂuence on the arching. The Heitz- κ model had already been included in CUR226 (2010). However, the graphs determining the κ-values were modiﬁed and brought in line with the original ideas of Heitz. 7 Pile Design CUR226 (2010) assumed that an embankment is not able to re-distribute the load in the case of pile failure (a non-stiff construction). In CUR226 (2016), this rule has been extended. If the embankment has enough height: H/(2 • s - d ) ≥ 0.66, the construction may be considered as stiff and the embankment is assumed to be able to re-distribute the load in the case of pile failure. In this equation is H (m) the height of the embankment, sd (m) the diagonal ctc-pile spacing and deq (m) the diameter of circular pile caps or the equivalent diameter of square pile caps. When the reinforced embankment is non- stiff, which will often be the case for shallow embankments where the pile spacing is maximised, the design should be done using the factors appropriate for a non-stiff structure, unless it has been demonstrated that the structure will continue to perform if one pile fails. The other calculation rules for the geotechnical bearing capacity of the piles follow the normal local design guidelines (NEN 9997-1 in the Netherlands). Pile moments and cross forces must be calculated with a numerical program using for example ﬁnite element analysis, which is further explained in Section 9. 8 Pile Cap Design Pile caps are circular or square and preferably have rounded edges to prevent GR damage. If pile caps have sharp edges, protection Table 2 - Maximum average uniformly distributed trafﬁc load ptrafﬁc , based on NEN-EN 1991- 2 for number of passages per year: N = 2.000.000, 2 driving lanes, with driving lane 1 heavy trafﬁc: 4 wheels Fwheel = 120 kN and quniform = 7.2 kPa and the second driving lane: 4 wheels with Fwheel = 100 kN and quniform = 2.5 kPa. Pile spacing Height embankment H [m] 1.0 • 1.0 m! 1.5 • 1.5 m! 2.0 • 2.0 m! 2.5 • 2.5 m! 1.0 74.99 70.66 62.11 52.78 2.0 44.04 41.94 39.43 36.77 3.0 28.80 28.01 27.04 25.94 Figure 4 - The 2016 update of CUR226. Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 9 01/08/16 14:52 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 10 measures are recommended to protect the GR against damage. A square pile cap size frequently applied in the Netherlands is 0.75m • 0.75m • 0.30m; which is small and thick in comparison to ‘normal’ concrete structures, this height is usually enough to span several meters. CUR226 (2016) speciﬁes the loads on the pile caps as follows (Figure 5): • vertical load ( A) due to arching (Figure 2c), uniformly distributed on the pile cap (kPa); • tensile force T from the geosynthetic reinforcement (kN/m); • axial pile force from underneath, which is assumed to be uniformly distributed (kPa). The pile cap should be checked on punching and bending. Usually, the thickness of the pile cap is enough to prevent punching. The strength of the steel reinforcement in the pile cap needs to be enough in the ULS and the sustainability, or the crack width, should be enough in the SLS. The English version of CUR226 (2016) gives a summary of the more lengthy Dutch pile caps chapter. 9 Numerical Calculations The GR design should be carried out analytically with the Concentric Arches model. CUR226 (2016) does not allow numerical GR design. However, numerical calculations are usually necessary to determine deformations, pile moments and cross forces. With numerical calculations, the inﬂuence is determined: • on adjacent objects; • of adjacent existing and future objects; • of lateral loads such as trafﬁc, spreading forces in the embankment. In daily practice, 2D calculations are generally used, both in longitudinal and transverse direction. The 3D appearance of piled embankments makes it necessary to consider carefully the pile stiffness, the soil behaviour between piles, pile settlement behaviour and vector summing of pile moments and cross forces. All relevant construction stages and secondary effects need to be included. A ‘gap’ needs to be applied between subsoil and GR in the cases that the subsoil support will disappear during service life. For each cross section, two numerical calculations are needed. The ﬁrst is conducted with calculation values, although it is an option to use calculation values in the normative phase only, and characteristic values in the other phases. The second calculation must be conducted with characteristic values. The results of the second calculation should be multiplied with 1.2 and should then be compared with the results of the ﬁrst calculation. The highest values are the normative pile moments and cross forces. 10 Conclusions This paper presents the 2016-update of the Dutch design guideline for basal reinforced piled embankments. This guideline has been developed in full compliance with the Eurocodes, including Eurocode 7 (NEN-EN 1997-1) with its national appendices. The guideline has been published both in Dutch and English. Acknowledgements Financial or in kind contributions were received for the research program and/or the making of the CUR guideline from: Arthe Civil & Structure, Ballast Nedam, Bonar, BRBS Recycling, Citeko / Naue / BBGeo, Crux Engineering, Deltares, Fugro GeoServices, Grontmij, Huesker / Geotec Solutions, Movares, the Dutch Chapter of IGS (NGO), The Dutch Ministry of Public Works dept. for Road Construction, RPS Advies- en ingenieursbureau, Stichting Fonds Collectieve Kennis - Civiele Techniek (FCK-CT), TenCate, Tensar, Strukton, Voorbij Funderingstechniek. References - CUR 226 (2010). Ontwerprichtlijn paalmatrassystemen (Design Guideline Piled Embankments). Stichting CUR, Gouda, ISBN 978-90-376-0518-1 (in Dutch). - CUR 226 (2016). S.J.M van Eekelen and M.H.A. Brugman, Eds. Design Guideline Basal Reinforced Piled Embankments. SBRCURnet & CRC Press, ISBN 9789053676240, https:// www.crcpress.com/Design-Guideline-Basal- Reinforced-Piled-Embankments/Eekelen- Brugman/9789053676240. - EBGEO (2010) Empfehlungen für den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT). - EC 1990: NEN-EN 1990+A1+A1/C2:2011 Eurocode 0: Basis of Structural Design, including the National Annex 2011. - EC 1991: NEN-EN 1991-2+C1:2011 Eurocode 1: Actions on structures - Part 2: Trafﬁc loads on bridges, including the National Annex 2011. - EC 1997: NEN-EN 1997-1+C2:2012 Eurocode 7: Geotechnical Design– Part 1: General rules, including the National Annex 2012. - Heitz, C. (2006). Bodengewölbe unter ruhender und nichtruhender Belastung bei Berücksichtigung von Bewehrungseinlagen aus Geogittern. Schriftenreihe Geotechn., Kassel, Heft 19. - Holtz, R.D., Massarsch, K.R. (1976). Improvement of the stability of an embankment by piling and reinforced earth. In: Proc. 6th ECSMFE, Vienna, Austria, Vol. 1.2, pp. 473-478. - NEN 9997-1. (2005/2009). Geotechnisch ontwerp van constructies – Composition of NEN-EN 1997-1, NEN-EN 1997-1/NB en NEN 9097-1 Aanvullingsnorm bij NEN-EN 1997-1. - Russel, D. Pierpoint, N. (1997). An assessment of design methods for piled embankments. Ground Engineering November 1997, 39 – 44. - Van Duijnen, P.G., Schweckendiek, T., Calle, E.O.F., van Eekelen, S.J.M. (2015). Calibration of partial factors for basal reinforced piled embankments. In: Proc. of ISGSR2015 Risks, Rotterdam. - Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Alexiew, D. (2010a). The Kyoto Road Piled Embankment: 31/2 Years of Measurements. In: Proc. of 9ICG, Brazil, 1941-1944. - Van Eekelen, S.J.M., Jansen, H.L., van Duijnen, P.G., De Kant, M., van Dalen, J.H., Brugman, M.H.A., van der Stoel, A.E.C., Peters, M.G.J.M. (2010b). The Dutch design guideline for piled embankments. In: Proc. of 9 ICG, Brazil, 1911- 1916. - Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Lodder, H.J., van Tol, A.F. (2012a). Model experiments on piled embankments Part I. Geotextiles and Figure 5 - Loads on a pile cap: arching p A (kPa), the tensile force T (kN/m) and the axial pile force p pile , uniformly distributed (kPa). Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 10 01/08/16 14:52 Geomembranes 32: 69 - 81. - Van Eekelen, S.J.M., Bezuijen, A., Lodder, H.J., van Tol, A.F. (2012b). Model experiments on piled embankments. Part II. Geotextiles and Geomembranes 32: 82 – 94. - 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. (2015). Basal Reinforced Piled Embankments. PhD thesis Technical University of Delft, Netherlands. ISBN 978- 94-6203-825-7 (print), ISBN 978-94-6203- 826-4 (electronic version). Downloadable at: www.piledembankments.com, incl. an excel calculation ﬁle. - 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. 43:1, 56 - 81. - Van Eekelen, S.J.M. and Venmans, A.A.M. (2016). Piled embankment or a traditional sand construction: how to decide? A case study. In: Proc. of ICCS18, Portugal. - Zaeske, D. (2001). Zur Wirkungsweise von unbewehrten und bewehrten mineralischen Tragschichten über pfahlartigen Gründungselementen. Schriftenreihe Geotechnik, Uni Kassel, Heft 10. ISBN 3-89792-048-4. - Members of the CUR Committee Authors of CUR226-2016: dr. Suzanne J.M. van Eekelen (Deltares; chairperson; Concentric Arches model for GR design and calculation examples), Marijn H.A. Brugman, (Arthe Civil & Structure; editor), Piet G. van Duijnen (Geotec Solutions, previously of Huesker; safety philosophy and model factor and partial factors); Jacques Geel (Heijmans, pile caps); Martin de Kant (Royal HaskoningDHV; ﬁll properties); Maarten ter Linde, (Strukton), Eelco Oskam, (Movares); Marco G.J.M. Peters, (Grontmij; trafﬁc load); Maarten Proﬁttlich, (Fugro GeoServices; calculation examples), Daan Vink / Bas Snijders, (Crux Engineering: numerical, transition zones, stiff-not-stiff embankment); Dipl.-Ing Lars Vollmert (Naue / BBGeo: adaption κ model). Feed-back group: Joris van den Berg, (Bonar); Henkjan Beukema, (Dutch Ministry of Public Works dept. for Road Construction); Jeroen W. Dijkstra, (Cofra); C.A.J.M. Brok (Huesker); Dick W. Eerland (Eerland Bouwstoffen Management); Diederick Bouwmeester, (Ballast Nedam); Jos Jansen, (Volker InfraDesign); Leo Kuljanski (Tensar); Herman-Jaap Lodder, (RPS Advies- en ingenieursbureau; review equations); Gert Koldenhof (Citeko); Sander Nagtegaal (Voorbij Funderingstechniek); Tara C. Van der Peet, (Witteveen + Bos: review entire guideline); Jeroen Ruiter, (TenCate Geosynthetics); Robbert Drieman, (Fugro). THE 2016-UPDATE OF THE DUTCH DESIGN GUIDELINE FOR BASAL REINFORCED PILED EMBANKMENTS sensors and vibrator into the image map of the ground. The biggest challenge is to combine the precision equipment and sensitive measurement devices into the harsh environment of a tunnel boring machine. The vibrator and the sensors should have to work accurately under a wide range of environ- mental properties. The local temperature and pressure can change over a wide range, and fur- thermore all obstacles that are present in the ground should not damage the vibrator and the sensors. Hereto, predictive modelling is used, where the behaviour of the system under these various circumstances is modelled e.g. in Finite Element models. At the end of this year a stand-alone prototype TBM vibrator will be finished which will be tested in the field during 2014. At the end of 2016 the system should be fully integrated onto the TBM which will lead to a safer way of making tunnels. Acknowledgements This research is part of the NeTTUN project, which receives funding from the European Commission’s Seventh Framework Programme for Research, Te c h n o l o g i c a l D e v e l o p m e n t a n d D e m o n s t r a t i o n (FP7 2007-2013) under Grant Agreement 280712. www.nettun.org ! Figuur 3 - Schematic picture of the vibrator and sensors mounted on the TBM. The force wave is sent by the vibrator and its reflec- tions are sensed in various ways depending on the soil structure. Abstract The Dutch company MI-Partners and the Technical University of Delft are two partners in the European Consortium NeTTUN. This consortium consisting of 21 partners has the goal to significantly improve tunnel boring. MI-Partners and the TU Delft will develop a system that generates a map of the soil in front of the boring head. Using this map the tunnel boring process can be made more robust and safer. Table 1 Surface vibrator TBM vibrator Use Stand-alone In TBM Environment Atmospheric; open air >> 5 bar; > 50°C; dirt Dimensions ‘Unlimited’ Limited by TBM dimensions Positioning Manual Automatically; retraction during excavation Typical mass Baseplate: 200 kg Baseplate: 50 kg Reaction mass: 1000 kg Reaction mass: 80 kg Uitgeverij Educom Ask for more information about advertisements and sponsorships (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 Geotechnical market ? Choose for GEOTECHNIEK: independent and indispensible. N55 GEO Special_Opmaak 1 17-07-13 16:06 Pagina 17 Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 11 01/08/16 14:52 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 16 Geomembrane systems in The Netherlands and abroad risks and lessons-learned R.H. (Rijk) Gerritsen Witteveen+Bos Consulting Engineers, The Netherlands C. (Charlie) Angenent Genap geomembrane systems, The Netherlands J. (John) Scheirs ExcelPlas Polymer Testing Services, Australia 1 Introduction The success of realizing a watertight and durable geomembrane construction depends on a lot of factors. In terms of risk analysis we can divide the construction process in three important stages: 1. Design stage 2. Construction stage 3. Maintenance stage A technical risks assessment based on these project phases is given in table 1. The common denominator in all three stages will be the limited knowledge of geomembrane systems, material properties and procedures. A lack of knowledge means that potential risks are not being recognized at an early stage, resulting in a possible major impact. An example of severe damage by a slope failure is given in ﬁgure 1. 2 Risk assessment Direct or gradual developing damage of the geomembrane can cause leakage and if not controlled total failure of the construction may occur. It shall be evident, severe damage or total failure should be avoided by recognizing the risks at an early stage. For risk management technical risks are to be classiﬁed. Each identiﬁed risk can be rated to the occurrence probability and impact effecting costs and time. Also precautionary actions and residual risks are assessed. For obtaining an active risk management during the building Figure 1 - Slope failure by stability problems after ﬁnishing the geomembranes caused by external water pressures versus insufﬁcient backﬁll levels [Genap] Table 1 - Risk assessment based on project phases Phase Risk issue Design • Geomembrane material selection. • Maximum design water levels during construction and completion stage. • Feasibility of local excavations within the geomembrane. • Presence of environmental pollutions. • Stability of slopes/retaining structures, especially in case of stacking several geotextiles. • Feasibility re-use local excavated material around the geomembrane. • Connection type/detailing to structures. Construction • Quality of welding (on site/off site). • Weather conditions (rain, sunlight, UV-radiation, frost, wind conditions, etc.). • Installation damage by handling personnel, equipment or vandalism. • Stability problems caused by external water pressures, loads, etc. • Suitability subsoil (i.e. subgrade) to apply geomembrane. • Backﬁll method and backﬁll material quality. • Local excavation within backﬁll material (drainage pipes, sewage, etc.). Completion and Maintenance • Damage by a calamity with ﬁre or aggressive liquids. • Gradual damage by external pollutions from the containment or adjacent sites. • Damage/puncturing geomembrane by human activities (drilling, digging, foundation works, etc.). • Lack of maintenance to drainage and sewage systems. Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 16 01/08/16 14:52 17 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 Abstract This article gives an overview of risks and lessons learned about geomembrane constructions in The Netherlands. The aim of this paper is to emphasize an integral approach during the entire process and importance of acknowledging quality risks to all involved companies. The success of a watertight and durable installation will depend on an integration of design aspects, materials, construction issues and quality assurance. To avoid risks during lifetime attention shall be given to proper restrictions, maintenance issues and monitoring of leakage/durability. The article presents examples, to illustrate risks and lessons learned. This article is supporting a specialty session at the Eurogeo6 congress Ljubljana (Slovenia) in September 2016. A more extensive version can be found as ofﬁcial paper to the congress proceedings. process, it is important the risk assessment is lively and updated, as risks can change during the construction process. For example the occurrence of new risks or change in classiﬁcation based on new circumstances. 3 Evaluation of risks In the paragraphs below 5 issues are described more in detail and illustrated with pictures from engineering, construction and inspection practice. 3.1 Welding quality Welds and seams can be designated as the weakest points of a geomembrane. According to Scheirs 2009 seams are regions with high stress concentration due to defects in seaming operations, the heat-affected zone (HAZ) and residual stresses. The welding quality depends on a lot of factors, knowing the presence of contamination on the geomembrane welding surface (soil/moisture), weather conditions, workmanship of the personnel involved, material selection, and proper inspection. In ﬁgure 2 to 3 several examples are given of defects designated at welds and seams. Obtaining a high quality weld will require serious craftsmanship and experience. Factors to take into account to ensure welding quality are weather conditions (humidity, low and high temperature, abrupt changes of temperature, etc.). Wind, rain and pollution by means of mud or sand (blown by the wind into the joint) will also inﬂuence the quality of the welding. Also good maintenance of the welding machines is important to insure proper welding. The machine shall be cleaned after usage and it shall be free from any pollution to the heating and pressure rollers. 3.2 Suitability excavated and re-use soil material A lot of geomembranes are used and installed as underground barrier in the subsoil. This will imply excavations and backﬁll with soil/ stone material, resulting in damage risks to the geomembrane. Based on electrical leak location surveys performed by Nosko et al. 1996 it was assessed that about 20% of the leaks occur at seams (improper welding), but over 70% (!) of leaks occur when the liner is covered by soil or stone. Based on these values and practical experiences the quality of groundwork’s is showing a factor which is under-estimated in a lot of projects. The covering operation has to be seen as a very critical stage for the geomembrane. Related to this issue many examples in projects are known, observing unacceptable circumstances during the excavation or covering stage (see ﬁgure 4). Most desirable material to use around a geomembrane will be clean sand suitable as infrastructure foundation, according values of the standard contract speciﬁcations used in the Netherlands (CROW, 2015). Furthermore, the soil material adjacent to the geomembrane Figure 4 - The presence of sharp/big stones without protective geotextiles will signiﬁcantly increase the risk on damaging the geomembrane [Gerritsen] Figure 2 - Example of poor nip roller tracking in a HDPE wedge weld [Scheirs] Figure 3 - Example of stress cracking on edge of overheated weld [Scheirs] Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 17 01/08/16 14:52 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 18 shall be free of admixtures with sharp stones, desiccated subgrade, boulders, concrete blocks, tree roots, construction waste (wood, beams, steel rebar, nails, piles, drainage or sewage pipes, foundation materials etc.). The subsoil on which the geomembrane will be installed needs also to be clear from sharp subjects which may puncture through the geomembrane. Measures can be taken for additional protection of the geomembrane. Since 2012 state-of-art geomembrane applications in The Netherlands are provided with protective non-woven geotextiles on both sides (bottom/ above), see ﬁgure 5. In case of non-woven protective geotextiles attention should be given to the material type (polypropylene / polyester), minimum density, dynamic cone drop resistance and static puncture resistance. Applying a good quality non-woven will reduce the risk of perforations of the geomembrane signiﬁcantly. 3.3 Stability of slopes, backﬁll and retaining structures To ensure a safe situation during the design and building process a lot of attention should be paid to the stability of slopes, backﬁll and retaining structures. In case stability is not assured, this will have major effects to the project. In case of (geotechnical) slope failure adjacent to geomembrane constructions damage to sealing is almost inevitable. Worst case this can result to a total loss of the geomembrane sealing and major effects to costs, planning, etc. An important attention point is the presence of groundwater affecting the stability of slopes and retaining structures. Groundwater levels and overpressures used for submerging geomembranes can have a signiﬁcant effect on the stability of geomembranes and the deformation of retaining structures, used in cases of limiting space by vertical boundaries and ﬁxations of geomembranes [Gerritsen, et al., 2014] . The conditions of groundwater are of major importance, and also the proper working of dewatering devices (deep wells, ﬁlters, etc.). In case the dewatering devices (pump generators) fail, a quick build up of water pressure can occur, this can cause severe problems to the stability of geomembrane construction. Also excessive rainfall can lead to problems by rapid increasing groundwater levels, exceeding the design water levels or overﬂow of the working area. Several cases are known of groundwater conditions which damaged the excavated slopes or already installed geomembrane structure during the construction process (see ﬁgure 6). 3.4 Installation damage During the construction stage the geomembrane remains very sensitive for damage, knowing it can be exposed to all inﬂuences from transport, handling, weather inﬂuences, etc. During transportation and off loading full rolls may be damaged by means of insufﬁcient packaging or due careless handling by drivers of fork lifters or cranes. Another cause is the impact of heavy equipment used on the construction site, causing mechanical damage by cranes, trucks, dozers (see ﬁgure 7). 3.5 External inﬂuences after completion After completion of the installation it may seem Figure 5 - Example of proper installation using a protective non-woven geotextile at the subsoil and topside of the geomembrane, working sequence with excavation works and installing method at large slopes [Gerritsen] Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 18 01/08/16 14:52 19 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 GEOMEMBRANE SYSTEMS IN THE NETHERLANDS AND ABROAD - RISKS AND LESSONS-LEARNED that the geomembrane is save for lifetime. However, during the entire lifecycle all kind of inﬂuences can harm a geomembrane. Special inﬂuences to be listed are: 1. Damage of geomembrane during lifetime by a calamity with ﬁre or aggressive liquids. 2. Gradual damage by external pollutions from adjacent sites. 3. Damage/puncturing geomembrane by human activities (drilling, planting trees, etc.). 4. Lack of maintenance to drainage and sewage systems. Damage/puncturing geomembrane by human activities is a likely cause for damage. The existence of a barrier is often ‘forgotten’. Examples can be drilling, digging and foundation works. 4 Conclusions The success of realizing a watertight and durable sealing will depend on a good understanding of design aspects, materials and on quality assurance during the building process. Risk determination shall be in cooperated in the total process. In terms of risk analysis we can divide the construction process in three important stages: the design, construction and maintenance stage. The common denominator in all three stages mentioned above will be the limited knowledge of geomembrane systems, material properties and procedures. A lack of knowledge means that potential risks are not being recognized in an early stage resulting in a possible major impact to ﬁnal harming the integrity of the geomembrane construction during the building process or even years after completion. An integral perspective is necessary to obtain a durable geomembrane construction. For the construction stage it can be stated that open and active communication between all involved parties (client, contract manager, supervision staff, engineer, main and subcontractors, QA) is of major importance. Special attention shall be given to the interfaces of different disciplines by main and subcontractors. The installation of geomembranes as underground barrier in the subsoil will imply excavations and backﬁll with soil/stone material, causing a strong interface with damage risks to the geomembrane. The covering operation has to be seen as a very critical stage for the geomembrane. Related to the high risks of covering, the best standard should be geomembranes to be embedded by non-woven protective geotextiles at all times. Applying a good quality non-woven will reduce the risk of perforations of the geomembrane signiﬁcantly by external inﬂuences as well during the construction stage as well after completion. 5 References - Centre for Civil Engineering, research and legislation (2009), Geomembranes for infrastructural underground constructions (Dutch), CUR 221, The Netherlands. - Gerritsen, R.H., Van Regteren, D.H, Knulst, R. (2014), Submerged geomembrane systems: innovative polder-constructions in limited space, Geo-art, special edition, Proceedings paper 279, 10th ICG (International Conference on Geosynthetics), The Netherlands / Germany. - Scheirs, J. (2009), A Guide to Polymeric Geomembranes, Wiley Series in Polymer Science, Australia / United Kingdom. - CROW, Standard RAW contract provisions (Dutch), Independent knowledge institute, 2015 with including updates, The Netherlands. - Nosko, V., Andrezal, T., Gregor, T. and Ganier, P., (1996) ‘Sensor Damage Detection System (DDS) – The Unique Geomembrane Testing Method, in Geosynthetics: Applications, Design and Construction, Balkema, Rotterdam, The Netherlands, pp. 943–748. Figure 6 - Geomembrane ‘whales’ due to uplifting water pressure below the geomembrane related to improper backﬁlling levels [Genap] Figure 7 - Mechanical damage to a geomembrane anchoring trench by using wrong backﬁlling equipment (crane) and less instructed personnel on site [Gerritsen] Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 19 01/08/16 14:52 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 12 1 Introduction Since more than two decades, the ability of high strength geosynthetics to improve signiﬁcantly the stability and the cost efﬁciency of the whole structure has been demonstrated. Embankments on soft soils, on piles or bridging voids are applications where geosynthetics are used as basal reinforcement. A proper design of a geosynthetic solution should establish the link between the measurable characteristics of the product and the performance expected for the structure. Particularly in Europe, the application standard EN13251 gives the characteristics of geotextiles and geotextile related products required for use in earthworks, foundations and retaining structures. Design standards and guidelines allow calculating the design values for each relevant characteristic. Strength, stiffness, soil interaction or hydraulic properties are characteristics that need to be veriﬁed by measurement on the product. 1.1 Requirements from application standard Table 1 gives the main characteristics of geosynthetics required for the reinforcement function. Reinforcement is indeed the main function of the geosynthetic in basal reinforcement, but sepa-ration or ﬁltration can be required as secondary functions, particularly when the geosynthetic is between two layers of different particle sized materials. 1.2 Requirements from design standards: reduction factors Tensile strength, elongation at maximum load and stiffness at 2%, 5% and 10% are characteristics used directly in the calculations to ensure the stability and serviceability of the structure. All characteristics related to the durability needed to assess the long term behaviour of the product are expressed as a reduction factor. They generally follow the ISO/TR 20432 guideline on durability, but could have different names, depending on the design standard or guideline used as shown in Ta b l e 2 . 2 Product characteristics for basal reinforcement 2.1 Geosynthetics in basal reinforcement The main tasks of geosynthetics in basal reinforcement are to carry the load from the structure that the subgrade cannot; to enhance arching, to control differential settlements and resist lateral thrust of the embankment. Ultimate strength is crucial for Ultimate Limit State (ULS) analysis as deﬁned in Eurocode 7 EN1997. Additionally, strain criteria’s are imposed either in direct Service Limit State (SLS) analysis or by limiting deformation in ULS analysis. That means that the stiffness is an important parameter, in addition to the strength. 2.2 Embankments on soft soil The design of embankments on soft soils use slip circle failure models in the ULS. The main property to determine is the ultimate tensile strength. However, the serviceability may require a limitation of the geosynthetic deformation. Therefore, the choice of the reinforcement will be based also on the stiffness behaviour of the product. 2.3 Embankments over piles In piled embankments, the load transfer from the embankment to the piles and the differential settlements between the piles depend on the geosynthetic deformation. The Basal reinforcement with high strength geosynthetics Alain Nancey TenCate Geosynthetics Europe Dick Janse TenCate Geosynthetics Europe Table 1 - Function-related characteristics and test methods to be used for the reinforcement function Characteristic Test method Tensile strength EN ISO 10319 Elongation at maximum load EN ISO 10319 Stiffness at 2 %, 5 % and 10 % EN ISO 10319 Tensile strength of seams and joints EN ISO 10321 Friction EN ISO 12957-1 EN ISO 12957-2 Tensile creep EN ISO 13431 Damage during installation resistance EN ISO 10722 Durability According to Annex B Table 2 - Characteristics and corresponding reduction factor Standard or guideline Characteristic ISO /TR 20432 EBGEO Germany Mechanical behavior Tensile creep RF cr A1 Damage during installation resistance RF id A2 Tensile strength of seams and joints A3 Dynamic effect A5 Chemical durability Resistance to hydrolysis RF ch A4 Resistance to oxidation RF ch A4 Resistance to weathering UV RF w Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 12 01/08/16 14:52 13 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 main properties to design are the geosynthetic stiffness and the tensile strength. Scaled model experiments on piled embankments, carried out by Van Eekelen et al. (2012), did not highlight significant differences of performance between geotextiles or geogrids having the same mechanical characteristics. This is shown in Figure 1: load part A is the load transferred to the piles directly and load part B is transferred via the geotextile or geogrid towards the piles. The new CUR226 guideline on basal reinforced piled embankments (CUR226, 2016, see Van Eekelen (2016)) adopted a calculation model that has been validated with measurements on piled embankments where reinforcement layers of geogrids were applied, sometimes combined with a woven (geogrid on geotextile). The design guideline however accepts piled embankments with high strength wovens on top of each other, if additional measurements and/or suitability tests have been conducted in representative practical cases with which it have been demonstrated that the system comes within the framework of the design guideline. Such measurements will be carried out this year on a job site where the behavior of both the structure and the geosynthetics will be measured and analyzed by an independent institute. 2.4 Embankments over potential cavities In this application where the geosynthetic will bridge possible voids under the embankment, limited deformation at the surface is the major requirement. The corresponding geosynthetic strain varies depending on the geosynthetic stiffness and the thickness of embankment relatively to the size of the void. When a cavity grows up to the top of the subsoil, the first task of a geosynthetic consists of maintaining the structure above, by combining separation and reinforcement. Separation is needed, because any part of the fill falling through the geosynthetic, will result in more deformation of the structure above. Only geosynthetics with a small opening size, such as wovens or composites, are able to separate and are suitable when used at the base of the reinforced structure. 3 Characteristics and geosynthetics type 3.1 Ultimate Tensile Strength The Ultimate Tensile Strength (UTS) is the strength at failure of the geosynthetic and depends on the raw material and the quantity used. Using weaving or knitting techniques, very high strength geosynthetic, i.e. above Abstract Basal reinforcement should be designed following accepted design guidelines or standards. These guidelines all use calculation models that end up requiring a minimum strength and stiffness of the material in time. The production technology in itself is not an issue in the choice of the product applied. This publication highlights the relevant characteristics of basal reinforcement, their inﬂuence on the design and, if the production technology does matter, how to achieve the needed performance. Figure 1 - load transmitted to the piles (part A) and to the geosynthetics (Part B). Figure 2 - Piled embankment for the A15 constructed with high strength woven geosynthetics. Source: Van Eekelen et al., 2012. Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 13 01/08/16 14:52 GEOART - 6 TH EUROGEO CONFERENCE - September 2016 14 2000 kN/m can be manufactured. 3.2 Strain strength curve, isochronous curves and stiffness The stiffness characterizes the capacity of a geosynthetic to resist to the deformation under load. It depends on the raw material, the quantity of material and the geosynthetic construction. It does not matter if one raw material is stiffer than others, as long as the ﬁnal product fulﬁlls the stiffness requirement in the design. 3.3 Interaction Interaction involves two mechanisms: sliding of the soil mass on the geosynthetics or vice ver-sa and pullout of the geosynthetic in the anchorage zone. Interaction between geosynthetic and soil depends on the type of geosynthetic,the soil grain size distribution and the soil strength. The interaction of geogrids with adjacent soil is determined by a combination of end-bearing and surface friction whereas that of woven geotextiles is by surface friction alone. However, endbearing occurs only if the aperture size is sufﬁcient. For high strength ge- ogrids, (eg tensile strength above 400 kN/m), interaction may occur mainly by friction and may not differ strongly from geotextiles, wovens or composites. Table 3 shows that the difference may be negligible with ﬁne granular soil such as sand or material containing ﬁnes. 4 Conclusion The use of geosynthetics in the basal reinforcement of embankments is a common technique today. The design of the reinforcement relies on accurate design methods meant for the applica-tion such as embankments on soft soils, embankments on piles or bridging voids. European standards deﬁne the design rules, provide the required level of safety and specify the decisive characteristics of the geosynthetic . Geosynthetics have to be chosen for their capability to fulﬁll these speciﬁcations. References - BS 8006-1 (2010) : Code of practice for strengthened/reinforced soils and other ﬁlls - British Standard. - CUR 226 (2016). S.J.M van Eekelen and M.H.A. Brugman, Eds. Design Guideline Basal Reinforced Piled Embankments. SBRCURnet & CRC Press, ISBN 9789053676240, https://www.crcpress.com/Design-Guideline- Basal-Reinforced-Piled-Embankments/ Eekelen-Brugman/9789053676240. - EBGEO (2010) Empfehlungen für den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT). - EC 1990: NEN-EN 1990+A1+A1/C2:2011 Eurocode 0: Basis of Structural Design, including the National Annex 2011. - EN ISO 10318 (2014) Geosynthetics - Part 1:Terms and deﬁnitions - ISO/TR 20432 (2007) Guidelines for the determination of the longterm strength of geosynthetics for soil reinforcement - Kiwa test report-(2015)- N°1.7/22320/0405.0.1- 2015 e - not pubished - EN 13251 Geotextiles and geotextile-related products - Characteristics required for use in earthworks, foundations and retaining structures - Van Eekelen S.J.M., Nancey A., Bezuijen A. (2012).” Inﬂuence of ﬁll material and type of geosynthetic reinforcement in a piled embankment, model experiments” in the Proceedings of EuroGeo 2012, Valencia, vol 4. pp. 167-171. - Van Eekelen, S.J.M., 2016. The 2016-update of the Dutch Design Guideline for Basal Reinforced Piled Embankments. In: GeoArt, September 2016. Published before in the proceedings of the 3rd ICTG Conference, September 2016, Guimarães, Portugal. Figure 3 - High strength woven geosynthetics preventing possible damages to a high speed train line in a French cavity-sensitive area. Table 3 - Interaction at different interface – Kiwa test report (2015) Interface Friction angle δ Interaction coefﬁcient α PET Woven 400/50 vs sand ( φ=38°) 31.5° 0.78 PET Geogrid 400/30 vs sand ( φ=38°) 31.9° 0.79 Geo-art_Oktober_2016_v1.indd 14 01/08/16 14:52

Jaargang 20, 2016 - nummer 3

GEOKUNST - Juli 2016 40 "We zijn begonnen met de derde jeugd van geo - kunststoffen in waterkeringen", zei Wim Vos - kamp in de Inleiding voor de NGO workshop “Geokunstoffen en Waterkerende constructies” . Na 1953 bedachten we zinkstukken met geo - kunststof. Twintig jaar geleden geokunststof ﬁlters voor de Zeeuwse dijken. En nu zijn geo - kunststoffen een optie bij het piping-robuust maken van dijken! Om de kennis over de geokunststoffen in water - keringen te delen, organiseerde de Nederlandse Geotextielen Organisatie NGO op 21 april haar vijfde creatieve sessie. Vijftig creatievelingen gingen op zoek naar geokunststof-oplossingen voor waterkeringen met een piping risico. De creatievelingen opereerden in 5 gemengde teams met deelnemers van de opdrachtgevers, aannemers, ingenieursbureaus en kennisinsti - tuten. Vier jaar geleden organiseerde het NGO rondom hetzelfde thema ook al zo een sessie. Toen con - stateerden we dat een dijkverbetering slim kan worden ontworpen met geokunststoffen. Er wa - ren ook toen al veel mogelijkheden bekend. In de praktijk zagen we geokunststoffen echter vooral gebruikt worden bij calamiteiten en gevaarlijke situaties. “En na de noodtoestand ruimen we de boel weer op, en brengen we de dijk weer terug in zijn oorspronkelijke deplorabele toestand”, aldus Martin van der Meer vier jaar geleden. En hoe is dat nu? Passen we de geokunststoffen nu wel permanent toe in de dijken? Zijn er nieuwe toepassingen? Dagvoorzitter Wim Voskamp trapte af en gaf een theoretische basis mee door ons mee te nemen langs de acht verschillende faalmechanismen van dijken. Adam Bezuijen nam het stokje over en ging in op ﬁlterconstructies onder steenbe - kledingen van dijken en geosystemen (zandzak - ken, tubes of containers). Adam belichtte hoe de techniek van het aan - brengen van geokunststoffen in deze toepas - singen de laatste decennia nauwelijks is ver - anderd. Recent is er echter wel een omslag in geweest in de ontwerp regels voor geotextielen onder steenbekledingen (CUR 205). Ter validatie van de regels loopt in Gent een onderzoekspro - gramma naar de schade die stortsteen geeft aan ﬁlterdoek. Met foto’s uit Dubai onderstreepte Adam Bezuijen het belang van dit onderzoek. Een andere mooie ontwikkeling is het aanbren - gen van pipingschermen, een onderwerp waar de sprekers Vera van Beek en Bas Efﬁng later nog op in gingen. Adam Bezuijen stelde verder dat verschillende ontwerp procedures nog onvoldoende zijn uit - gekristalliseerd. En waarschuwt voor te weinig aandacht voor de ontwerpfase. Zo worden geo - systemen wel eens aangeboden als een ‘goed - kope’ oplossing waarna er wordt bezuinigd op ontwerpkosten. De gevolgen laat zich raden. Vera van Beek ging in op de theorie van piping en op hoe je het risico op piping kunt verlagen. Spelen met geokunststof 5; NGO-workshop 21 april 2016: geokunststoffen in waterkerende constructies “De derde jeugd van de waterbouw” ing. Erik Kwast Lid NGO Commissie: Innovatie en Kennisoverdracht, voorzitter NGO, Kwast Consult prof.dr.ir. Adam Bezuijen Universiteit Gent en Deltares ir. Bas Efﬁng Waterschap Rivierenland ing. Piet van Duijnen Lid NGO Commissie: Innovatie en Kennisoverdracht, Geotec Solutions dr. ir. Suzanne van Eekelen Voorzitter NGO Commissie: Innovatie en Kennisoverdracht, Deltares dr.ir. Vera van Beek Deltares ir. Wim Voskamp Voskamp Business Consultancy Figuur 1 - Alternatieve piping proeven geotechniek _Juli_2016_v1.indd 40 02/06/16 16:21 Samenvatting 41 GEOKUNST - Juli 2016 Onlangs promoveerde Vera van Beek op dit on - derwerp. De traditionele oplossing is het aan - brengen van een binnendijkse pipingberm. Er zijn echter nog veel meer oplossingen denkbaar, die allemaal neerkomen op één van de volgende aanpassingen: (1) het verlengen van de horizon - tale of verticale kwelweg, (2) het verkleinen van het verval of (3) het gecontroleerd aﬂaten van water en daarbij voorkomen dat het zand uit - spoelt. Na een prikkelende opening door de dagvoor - zitter bestrijdt Bas Efﬁng het beeld dat water - schappen puur bestaan uit mokkende oude mannen die in het verleden zijn blijven hangen. In het verleden waren de mensen echter ook niet dom en sommige tradities zetten zich nou eenmaal door, omdat ze keer op keer effec - tief zijn gebleken. Waterschappen zijn echter anno 2016 toch wel in voor iets nieuws. Piping is bijvoorbeeld een hot item geworden sinds de gewijzigde rekenregel. Veel dijken blijken veel piping-gevoeliger dan gedacht: “we rekenen al - les aan gort”. En daarom vertelde Bas Efﬁng hoe Waterschap Rivierenland twee praktijkprojecten heeft opgestart. Daarbij is een heel proces door - lopen, waarin een idee eerst op kleine schaal wordt beproefd, waarna het op steeds grotere schaal wordt uitgevoerd. Daarbij zijn meer dan alleen technische aspecten afgewogen. Uitein - delijk heeft dat geleid tot de oplossing, waarbij een verticaal zanddicht geotextiel wordt aange - bracht. Aan de markt is gevraagd of zij hiervoor machines kunnen ontwikkelen. Van den Herik heeft hiervoor een grondfrees doorontwikkeld, waarbij tegelijk het geotextiel wordt ingebracht. Boskalis kiest voor het wegdrukken van stalen cassettes, waarin een geotextiel zit gespannen. Creatief piping oplossen Het op papier verzinnen van oplossingen voor piping is één, de praktische toepassing is twee. De 5 groepen werden uitgedaagd om met maat - regelen het risico van piping onder een model- dijkje te verlagen. Hiervoor had Piet van Duijnen van tevoren vijf proefbakken in elkaar geklust, daarbij van advies voorzien door Vera van Beek. De groepen moesten hun bouwmaterialen, zo - als damwanden of geokunststoffen, kopen voor speciale NGO-euro’s: hoe meer CO 2 belasting, hoe duurder de bouwmaterialen. Het goedkoop - ste model dat door de jury werd goedgekeurd en dat bij 2 m verval geen piping liet zien zou de winnaar zijn. In alle proeven kon het zandpakket een onge - woon hoog verval keren. Dit kan niet helemaal aan de maatregelen gelegen hebben. Dat blijkt Om de kennis over de geokunststoffen in waterkeringen te delen, orga - niseerde het NGO haar vijfde creatieve sessie op een mooie zonnige dag in april. Vijftig creatievelingen van opdrachtgevers, aannemers, inge - nieursbureaus en kennisinstituten gingen op zoek naar geokunststof- oplossingen voor waterkeringen met een piping risico. Nadat enkele spre - kers een theoretisch ondergrondje hadden gelegd, voerden de deelnemers proefjes uit en werden vernieuwende oplossingen voor piping bedacht. Figuur 2 - In de emmer staat water dat is aan gesloten op het model. Hierdoor ontstaat een verval van ongeveer 2 meter over de ‘dijk’. Die ‘dijk’ bestaat uit een glazen plaatje op een laag zand met eventuele anti-piping voorzieningen. Het ontstaan van piping is door het glazen plaatje zichtbaar. Figuur 3 - Simon Duivenvoorde (Provincie Zuid-Holland) verhoogt het verhang geotechniek _Juli_2016_v1.indd 41 02/06/16 16:21 GEOKUNST - Juli 2016 42 wel uit recent uitgevoerde proeven voor de toe - passing van het geotextiel (Förster, 2013), waar bij een even grote opstelling veel lagere kritieke vervallen zijn bereikt. Vermoedelijk speelde de verzadigingsgraad van het zandpakket een rol: de doorlatendheid neemt sterk af met het af - nemen van de verzadiging. Onbedoeld hebben de deelnemers dus een aanvullende maatregel toegepast: het verlagen van de doorlatendheid door het inbrengen van lucht! Bij twee van de vijf groepen trad ondanks hun preventieve maatregelen toch uiteindelijk pi - ping op bij het toegepaste verval, zie Figuur 4. Beide modellen hadden een verticale geotex - tiel toegepast. De ene groep deed dat midden onder de dijk, de andere deed dat beneden - strooms van de dijk. Dat laatste is slimmer: de pipe begint immers bij een uittreepunt bene - denstrooms van de dijk. Zo heeft de pipe min - der kans om te groeien. Drie modellen lieten geen piping zien. De eerste van deze drie bleek één van de oplossingsrich - tingen van Vera wel heel erg letterlijk te hebben genomen: zij hadden een prop in de waterslang aangebracht waardoor het verval niet kon wor - den aangebracht over het zandpakket. Een ui - terste vorm van creativiteit. Of valt dit meer onder de categorie ‘de boel belazeren’? Een dilemma waar de jury twee jaar geleden ook al mee werd geconfronteerd. Dit jaar liet de jury zich echter niet vermurwen en de groep werd gediskwaliﬁceerd. Voor de aardigheid herhaal - den we de proef op dit model nog een keertje zonder prop. Het model bleek verrassend goed te voldoen. Bovendien had deze groep veruit de goedkoopste oplossing: ze hadden het zand bij - zonder goed verdicht, en geen enkel materiaal gebruikt waarvoor ze hadden moeten betalen. De tweede van de drie groepen zonder piping had niet 1 maar 2 verticale pipingschermen aangebracht. Het toepassen van twee schermen werkt in theorie niet beter dan 1 scherm. Hier was dus geld verspild, maar de proefopstelling voldeed wel. De laatste groep had een heel originele oplos - sing bedacht. Zij volgden niet een van de stan - daardoplossingen, maar brachten een hori - zontale drain aan onder de dijk, gemaakt van geotextiel. Hierdoor ontstond er een gecontro - leerde kortsluiting zodat het water door de ‘vei - lige’ drain heen ging zonder zand mee te ne - men. In de praktijk zou zo een kunstmatige pipe worden aangesloten op een kwelsloot. Dit idee was beslist het meest creatieve idee, maar stuit in de praktijk op een aantal bezwaren. Er kun - nen lekwegen ontstaan langs maar de drain. Of de drain kan gaan lekken waardoor lokaal een hoge grondwaterstand ontstaat met mogelijk macrostabiliteits-problemen tot gevolg. En dat allemaal nog los van het feit dat er een gat in de dijk zit. De jury liet zich echter door deze details niet van de wijs brengen. De oplossing was creatief be - dacht, de goedkoopste van de niet-gediskwaliﬁ - ceerde oplossingen waar geen piping optrad en daarom heeft de jury deze groep uitgeroepen tot winnaar van de dag! Gefeliciteerd groep 5: Arthur Roodbol (Terre Armee), Ed Berendse (RWS), Ilse Marieke Molenaar (Sweco), Jeroen Buijs (FL Liebregts), Joost Verschuure (Provincie Zuid-Holland), Joris van den Berg (Bonar), Raoul Broekens (GeoBest), Tim de Bruin (TenCate) en Vincent Bosch (BAM)! Figuur 5 - De winnende groep Figuur 4 - Zandmeevoerende wel. Onder het glas is groen-gekleurd ‘geotextiel’ midden onder de ‘dijk’ zichtbaar. Rechts: NGO-euro’s. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 42 02/06/16 16:22 43 GEOKUNST - Juli 2016 SPELEN MET GEOKUNSTSTOF 5; “DE DERDE JEUGD VAN DE WATERBOUW” Er moest meer gebeuren dan spelen met zand, water en wapening alleen. Erik Kwast legde de vijf teams drie cases voor. Na een uitgebreide lunch en het uitvoeren van de proef zijn de vijf teams intensief gaan discussiëren over deze ca - ses. Onder leiding van dagvoorzitter Wim Vos - kamp zijn de cases tenslotte met de hele groep bediscussieerd. Case 1 Dijk met piping problematiek De vier genoemde oplossingsrichtingen (kwel - lengte verlengen, minder verhang, zandtransport verhinderen, kortsluiting maken voor het water) kregen allemaal diverse varianten. Het verlengen van de kwellengte werd op twee manieren aange - dragen: een kunststof damwand of een horizon - taal waterdicht folie buitendijks. Het verval over de dijk werd verkleind door binnendijks water te zetten tijdens hoogwater, bijvoorbeeld door met tubes een soort binnenmeertje te creëren. Het verhinderen van zandtransport door bene - denstrooms een doorlatend verticaal scherm aan te brengen kreeg verschillende gezichten: een poreuze kunststof, een geokunsstof of zelfs een compleet expansie-ﬁltermatras, dat zou moeten worden aangebracht met een methode à la Van der Herik. Sommigen vonden verticaal aanbren - gen te lastig, en kozen voor een horizontaal inge - graven geotextiel binnendijks. Voldoende dekking erop voorkomt opbarsten en erachter komt even - tueel een extra dijk. Kortsluiting van de waterstroming kreeg twee gezichten: een pipe door de dijk heen met buiten - dijks een vlotter en binnendijkse een kwelsloot, of het toepassen van een verticale buis binnen - dijks. De eventuele bezwaren tegen kortsluiten noemden we eerder in dit artikel. Case 2 Dijk met onvoldoende binnenwaartse ma - crostabiliteit (STBI) in nabijheid bebouwing Deze case nodigde uit voor enkele vrij ludieke oplossingen. Zo was er een groep die veronder - stelde dat het huis mooi is, maar wel onbewoond. Dan kan het huis worden volgestort met beton. Resultaat is een mooie kering die wat meer kost en wat meer CO 2 footprint oplevert, maar staat als een huis! Anderen stelden voor de bebouwing op te vijzelen, of de dijk recht te rekenen met be - hulp van bewezen sterkte of reststerkte. De dijk kan worden verbreed met behulp van geo - kunststoffen: een verticale wand van gewapende grond (want wie wil er nou niet naast een grond - muur wonen), vernageling van het binnentalud, of door gebruik van geotubes. Ruimte voor de dijk is ook een optie, door het verleggen van de dijk in rivierrichting. Wel met compensatie van het verloren doorstroomproﬁel natuurlijk. De waterontspanner tenslotte, met behulp van geotextiel omhulde kolommen na - tuurlijk, vormt een bronbemaling van het water - voerend pakket. Figuur 6 - Case 1: dijk met piping problematiek Figuur 7 - Case 2: Dijk met onvoldoende binnenwaartse macrostabiliteit (STBI) in nabijheid bebouwing geotechniek _Juli_2016_v1.indd 43 02/06/16 16:22 GEOKUNST - Juli 2016 44 Case 3 Dijk met piping problematiek - calamiteit Het is nacht, het is slecht weer, het waait, het is koud en het hagelt en regent. Er worden meerdere wellen geconstateerd bij een boer op het terrein. Gelukkig ligt er bij de boer een waterdichte geotube klaar. De brandweer heeft de sleutel en pompt de geotube vol met water waardoor er een soort halve cirkel om de zwak - ke plekken heen komt te liggen. Een noodoplos - sing om een binnenmeertje te kunnen creëren. Als er een wel wordt gezien, dan moet die wel in stand worden gehouden, en niet worden afgedicht. Met opkisten wordt de waterstand lokaal verhoogd, waardoor het verhang over de kering wordt verkleind. Elders kunnen dan nog wel wellen ontstaan. Dit is een van de redenen waarom opkisten niet altijd toereikend is. Maar het moet een punt blijven waar het water af kan stromen. Afdichten van de wel zou de waterdruk onder de deklaag nog verder opvoeren, waar - door er vrijwel zeker elders opbarsten volgt en welvorming zou ontstaan. Dat opkisten kan met zandzakken maar er zijn ook creatieve oplossin - gen bedacht, zoals opblaasbare ringen (donuts), een kunststof buis die in de wel wordt gescho - ven, kunststof nooddammen of bigbags. Dankwoord De bestuursleden van het NGO willen Piet van Duijnen van Geotec Solutions en Voets Ge - wapende Grond bedanken voor het op maat maken en ter beschikking stellen van vijf proef - opstellingen en het transport daarvan. En Ferry Schenkeveld van Deltares voor het ter beschik - king stellen van zijn ‘piping emmers’ waarmee de opstellingen konden worden getest. Referentie - U. Förster, M.P. Harkes, V.M. van Beek, W. J. Post, B.J. van den Kolk , R.J. Termaat (2013): Onderzoek naar de werking van geotextielen als pipingremmende maatregel (Hoofdrap - port). Deltares rapport 1206806-000-GEO- 0014. Figuur 8 - Case 3: Dijk met piping problematiek - calamiteit Figuur 9 - Sfeerimpressie. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 44 02/06/16 16:22 GEOKUNST - Juli 2016 46 Inleiding Folieconstructies kunnen worden toegepast als een kunstmatige waterdichte afsluiting bij on - dergrondse constructies voor weg, spoor- en waterwegen. Voorbeelden van civiele toepas - singen zijn toeritten van tunnels, aquaducten en verdiepte liggingen van wegen (onderdoor - gangen) maar ook binnenstedelijke projec - ten als het aanleggen van parkeergarages. In Nederland zijn er ervaringen met het afzinken van folieconstructies tot maximaal 27 meter onder het maaiveld. De functie van de folie - constructie is het creëren van een kunstmatige waterkering op de bodem van de bouwput. Wanneer de folieconstructie is aangevuld met zand, wordt de grondwaterstand in de bouw - put verlaagd tot een lager niveau dan buiten de bouwput. Hierdoor wordt als het ware een kunstmatige polder gecreëerd, zie ﬁguur 4. De meest eenvoudige manier om folieconstruc - ties aan te brengen is in een open ontgraving. Uitvoering van ondergrondse constructies met een onderwater talud van 1 : 3 (verticaal: hori - zontaal) kan resulteren in extreem grote ontgra - vingoppervlaktes, met afmetingen tot 250 me - ter breed en 800 meter lang, zie als voorbeeld ﬁguur 5 van het aquaduct RW31 Langdeel. Dit ruimtegebruik kan alleen worden toegepast in dunbevolkt buitengebied met weinig obstakels. In stedelijk gebied is deze ruimte veelal niet beschikbaar, doordat er op korte afstand vaak gebouwen, ondergrondse constructies, spoor - lijnen, wegen of kabels/leidingen aanwezig zijn. De breedte van de folieconstructie kan daarbij beperkt worden door de folieconstructie af te zinken tegen verticale damwanden (bouwput - wanden). Werkmethode en materialen Een voordeel van het afzinken van foliecon - structies bij ontgravingen is dat het niet nodig is om grondwater te ontrekken. Afzinken mi - nimaliseert de mogelijke impact op de omge - ving. Hierbij moet gedacht worden aan bijvoor - beeld de omgevingsinvloed ten gevolge van deformaties (zetting) of verdrogingeffecten. Afgezonken folieconstructies in beperkt ruimtebeslag Ondergronds bouwen met geokunststoffen Ing. R.H. Gerritsen Witteveen+Bos drs. D.H. van Regteren Genap R.H. Knulst Rijkswaterstaat Figuur 1 - Folieconstructie U-polder met tijdelijke damwanden. Bron: Witteveen+Bos, 2016. DEEL 1 geotechniek _Juli_2016_v1.indd 46 02/06/16 16:22 Samenvatting 47 GEOKUNST - Juli 2016 Folieconstructies kunnen worden gebruikt voor waterdichte afsluitingen van ondergrondse constructies. Vanwege de hoge grondwaterstand in Nederland zijn diepe en grootschalige folieconstructies over het algemeen afgezonken. Dit geeft vaak problemen met het ruimtebeslag, aangezien in stedelijke gebieden de beschikbare realisatieruimte beperkt is. De breedte kan beperkt worden door gebruik te maken van ontwerp concepten als de U-polder en de damwandpolder. Als vervolg op praktijkproeven in het verleden zijn verschillende projecten inmiddels succesvol uitgevoerd. Het succes hangt af van een integrale aanpak ten aanzien van ontwerp- en uitvoeringsaspecten, risicobeheersing en kwaliteitsborging tijdens de uit - voering. De bouwmethode is vaak gebruikt en geschikt in Nederlandse omstandigheden, echter heeft ook zeker potentie voor buitenlandse projecten. Dit artikel betreft het eerste deel uit een serie van twee. Figuur 3 - Afzinken van de folieconstructie met drainage en watercirculatie. Bron: Houten, Genap, 2014. Figuur 2 - Folieconstructie damwandpolder. Bron: Witteveen+Bos, 2016. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 47 02/06/16 16:22 GEOKUNST - Juli 2016 48 Door gebruik van PVC-p foliemateriaal met een iets hoger volumiek gewicht dan water, zal de folie door zijn eigen gewicht willen zinken. Met gebruik van drainagebuizen op de bodem en ta - luds van de bouwput, wordt het water van onder de folie naar de bovenzijde gepompt waardoor het water binnen de foliekuip iets hoger staat dan het water buiten de bouwput. Door het cir - culeren van grondwater zal de folieconstructie geleidelijk en op een beheerste wijze afzinken, zie hiervoor ﬁguur 3. De materiaaleigenschappen en de kwaliteits - normen voor het PVC-p folie zijn in tabel 1 weer - gegeven. Normaliter wordt de folieconstructie geprefabriceerd in een fabriek van losse folieba - nen tot een grote samengestelde oppervlakte. Het voordeel hiervan is dat de omstandigheden in de fabriek optimaal zijn voor het verbinden van de folie. Door 2 meter brede rollen PVC-p folie aan elkaar te maken met hete bout of hoog frequente lassen, kan in de fabriek de exacte 3-dimensionale vorm van de bouwput gemaakt worden. Zo mogelijk wordt het PVC-p folie in één geheel naar de bouwplaats vervoerd. Bij eerdere projecten zijn folieconstructies geprefabriceerd in delen tot een oppervlakte van circa 5000 m!. Wanneer de folie te groot wordt om als een geheel uit te voeren, kan deze ook in verschil - lende subdelen vervoerd worden en op locatie aan elkaar gelast worden. Hierbij wordt gebruik gemaakt van kanaallasmachines en testkana - len. Deze testkanalen worden vervolgens met luchtdruk getest op lekken. De folieconstructie wordt opgevouwen op een harmonicamanier, waardoor het foliepakket op eenvoudige wijze te ontvouwen is. Door de verticale begrenzing zal het foliepakket zorgvuldig moeten worden voor - bereid. Voor het aanbrengen van de folie kan gebruik worden gemaakt van een speciaal pon - ton. De folie kan tevens met behulp van liercon - structies vanaf de zijkanten of kopse kant op het water worden getrokken. Deze werkmethode wordt tegenwoordig het meest toegepast voor het aanbrengen van een folieconstructie in den natte. Het positioneren van de folieconstructie gaat met behulp van drijﬂichamen bevestigd aan de folie. Door de luchtdruk in de drijﬂichamen weg te nemen en grondwater van onder de fo - lie boven op de folie te pompen, begint de folie - constructie te zinken. Door het opzetten van een lichte wateroverhoogte zal de folie goed aanlig - gen tegen de ondergrond en wanden. Voor het verkrijgen van zekerheid kan hierna de lekdicht - heid worden getest door middel van een geo- elektrische of geofysische lekdetectiemeting (CUR 221, 2009). Concepten Rijkswaterstaat en verschillende marktpartijen hebben een aantal concepten ontwikkeld en proeven uitgevoerd om het ruimtebeslag van fo - lieconstructies te beperken. Hoewel de concep - ten circa twintig jaar geleden zijn ontwikkeld, kunnen deze nog steeds worden gezien als in - novatief ten opzichte van traditionele bouwme - thoden met onderwater beton en trekpalen. De belangrijkste concepten hierbij zijn: 1. Folieconstructie U-polder 2. Folieconstructie damwandpolder De concepten worden hieronder in meer detail beschreven. Om de haalbaarheid van de concep - ten te bewijzen zijn in het verleden verschillende praktijkproeven uitgevoerd. Als vervolg hierop zijn de concepten doorontwikkeld, en zijn de af - gelopen jaren verschillende projecten succesvol gerealiseerd met deze bouwmethoden. Concept U-polder De U-polder is een folieconstructie die zo min mogelijk gebruik maakt van harde constructie - ve elementen, zoals damwanden en beton. Het bouwproces begint met het plaatsen van de tij - delijke grondkerende constructies, bijvoorbeeld tijdelijke stalen damwanden en daarna het uit - graven van de bouwput in den natte tot de aan- brengdiepte van de folieconstructie. De folie - constructie wordt gemaakt in een U-vorm, met hierbij een horizontaal deel tussen de wanden. Het concept van de U-polder is weergegeven in ﬁguur 1. De verticale stabiliteit wordt behaald door de ballastlaag van aanvulmateriaal op de folie. Tijdens de uitvoering wordt de horizon - tale stabiliteit behaald door een primaire stalen damwand toe te passen, zo nodig verankerd met groutankers. Deze constructieve onderdelen zijn tijdelijk en kunnen na de uitvoering verwijderd worden. Na ontgraving van de bouwkuip kan een secundaire permanente voorzetwand worden Figuur 4 - Afgezonken folieconstructie met natuurlijke taluds en brede ontgraving. Bron: Witteveen+Bos, 2016. Tabel 1: Eigenschappen foliemateriaal Aquatex® - polyvinylchloride (PVC-p) Gegevens Normen Eenheid Waarde Dikte mm 1,0-1,1 Gewicht gr/m! ± 1300 Dichtheid DIN 53479 gr/cm" 1,25 ± 0,03 Treksterkte (L/T) DIN 53455 N/mm! ≥ 18 Rek bij breuk (L/T) DIN 53455 % ≥ 300 Scheur weerstand (L/T) DIN 53363 N/mm ≥ 100 Dimensionele stabiliteit (6 uur bij 80°) DIN 53377 % ≤ 2 geotechniek _Juli_2016_v1.indd 48 02/06/16 16:22 49 GEOKUNST - Juli 2016 AFGEZONKEN FOLIECONSTRUCTIES IN BEPERKT RUIMTEBESLAG geplaatst, deze bestaat uit vlakke proﬁelen. De folie wordt vervolgens afgezonken en bevestigd aan de permanente voorzetwand. Tussen de tij - delijke en permanente wand kan een afsluiting worden aangebracht van cement-bentoniet. Na het aanvullen met zand kan binnen de foliecon - structie het polderpeil worden ingesteld. De ho - rizontale stabiliteit kan in de bouwfase beheerst worden door het grondwater tussen de tijde - lijke en permanente voorzetwand te onttrekken, waardoor de waterdruk achter de verticale folie wordt verlaagd of geheel wordt weggenomen. Door de cement-bentoniet afsluiting wordt het debiet in deze tijdelijke fase beperkt, met beper - king van mogelijke omgevingseffecten. Voor de afbouw wordt de horizontale stabiliteit van de fo - lieconstructie bereikt met een grondkering aan de binnenzijde van de folie. Vanuit geotechnisch oogpunt is dit de ‘actieve’ gronddruk aan de kant van de folieconstructie. Deze kering kan op ver - schillende manieren uitgevoerd worden, bijvoor - beeld een betonnen L-wand of een gewapende grondconstructie. De kering aan de binnenzijde bepaalt het visuele beeld van de U-polder. Concept damwandpolder De damwandpolder is een folieconstructie welke geplaatst wordt tussen twee permanente grond - kerende constructies (bv. stalen damwanden). Het ruimtebeslag wordt zoveel mogelijk beperkt door gebruik te maken van een constructieve secundaire stabiliteitswand aan de binnenzijde van de folieconstructie (De Vries, et. al, 2001). Het concept van de damwandpolder is te zien in ﬁguur 2. De primaire wanden kunnen afhankelijk van de omstandigheden worden verankerd met grou - tankers. Na een natte ontgraving tussen de damwanden en bescherming van de damwan - den, wordt de folieconstructie afgezonken in een U-vorm. De verticale stabiliteit wordt verzekerd door het aanbrengen van aanvulmateriaal met zand als ballastlaag. De secundaire wand wordt geïnstalleerd wanneer de ballastlaag is aange - bracht. De secundaire wand bepaalt het visuele beeld van de polder tijdens de gebruiksfase. Met een architect kan het visueel gewenste eind - beeld gedeﬁnieerd worden door keuze van ma - teriaal, motieven en gewenste overgangen. Een zeer belangrijke voorwaarde voor het ont - werpconcept is het overbrengen van de con - structieve krachten vanuit de secundaire wand. Deze krachten moeten opgenomen worden door inbedding in het ballastmateriaal aan de onder - zijde en een constructieve verbinding tussen de secundaire en primaire wand aan de bovenzijde. Figuur 5 - Folieconstructie in open ontgraving drijvend op het wateroppervlak voor afzinken. Figuur 6 - Afzinken van folieconstructie vanaf een speciaal ponton. Tabel 2: Constructiebreedte van de bouwput (verdiepte wegligging met 4 rijbanen, 4 meter onder maaiveld) Concept variant Weg- breedte [m] Aanvullende eenzijdige constructie- breedte [m] Totale constructie-breedte [m] 1. Beton en damwanden (traditioneel) 18 2 22 2. Natuurlijke polder (natuurlijk talud, gebruik van grondlagen) 18 12 42 3. Folieconstructie met natuurlijk talud 18 21 60 4. Folieconstructie U-polder 18 6 30 5. Folieconstructie damwandpolder 18 2 22 Opmerking: voor de genoemde varianten kunnen tijdelijke of permanente verankeringen nodig zijn voor de grondkerende constructies (methoden 1, 4 en 5). Het ruimtebeslag van de onder - grondse verankeringen is niet meegenomen in de bovenstaande vergelijking. Bron: Aquaduct RW31 Langdeel, Genap, 2008. Bron: praktijkproef Ouddorp, Rijkswaterstaat, 1995. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 49 02/06/16 16:22 GEOKUNST - Juli 2016 50 Eventueel resterende horizontale krachten kun - nen worden overgebracht naar de groutankers achter de primaire wand. Duurzaamheid Speciale aandacht moet worden gegeven aan bescherming van de folieconstructie te - gen de gevolgen van calamiteiten met een uitslaande brand of agressieve vloeistoffen. Hoewel het risico op dergelijke calamiteiten klein is, dient voor constructies met een lange ontwerplevensduur (50 tot 100 jaar) of hoge RC-klasse goed nagedacht te worden over beschermingsmaatregelen voor de foliecon - structie. Bescherming tegen mogelijk hoge temperaturen van brand kan worden gedaan worden door de voorwand te voorzien van een brandwerende bekleding. Tevens zou de afstand tussen beide wanden vergroot kun - nen worden. Met een grotere gronddekking wordt hiermee een natuurlijke isolatie aan de voorzijde van de folieconstructie verkregen. Met behulp van eventuele brandproeven kan de effectiviteit van de maatregelen worden getoetst. Voor calamiteiten met agressieve vloeistoffen (tankwagens) kan een calamitei - tenfolie worden aangebracht. Op locaties met een hoog risicoprofiel moet er extra aandacht gegeven worden aan de berekeningen, mate - riaal specificaties en detaillering van de folie - constructie. Vergelijking ruimtebeslag In tabel 2 is een vergelijking van het ruimte - beslag bij verschillende constructiemethoden van een vierbaansweg in een verdiepte ligging van circa vier meter onder maaiveldniveau uitgewerkt. Dit voorbeeld laat zien dat het ruimtebeslag van de folieconstructie dam - wandpolder zeer vergelijkbaar is met die van de traditionele bouwmethode met damwan - den en beton. Een folieconstructie U-polder heeft meer ruimte nodig doordat er natuur - lijke taluds of keermuren aanwezig zijn. Deze constructiemethode gebruikt echter alsnog minimaal een factor 2 minder ruimte dan een open ontgraving. Vergelijkingen met onder andere de breedte zijn ook eerder beschouwd in een afstudeeronderzoek van Aartsen, 1995. Praktijkproef U-polder Ouddorp Het U-polder concept is door Rijkswaterstaat naar voren gebracht om hiermee een kosten - besparing te realiseren ten opzichte van tra - ditionele bouwmethoden (betonconstructies, onderwater beton). In samenwerking met drie bouwbedrijven is in 1995 een praktijkproef uitgevoerd bij de N57 in Ouddorp, Zuid Hol - land. De belangrijkste onderdelen die daarbij onderzocht zijn betreffen het aanbrengen van de folie tegen een verticale wand onderwater, risico’s op beschadiging en stabiliteit van de U-polder. Met de praktijkproef werd vastge - steld dat het haalbaar was om de foliecon - structie succesvol onderwater aan te brengen (zie figuur 6). Met behulp van een additionele stalen voorzetwand was het mogelijk om de folie verticaal af te zinken en werd het risico op beschadiging van de folie beheerst (Van de Ruit et. al., 1995). Praktijkproef damwandpolder Voorburg In 2001 werd door Rijkswaterstaat een prak - tijkproef uitgevoerd voor de haalbaarheid van een damwandpolder. Het belangrijkste doel van de praktijkproef was onderzoek te doen naar een tweetal kritische uitvoeringsaspec - ten: 1. Realisatie van een vlakke voorzetconstruc - tie voor de constructieve damwanden met een economisch en relatief eenvoudige ont - werp. 2. Beheersing van risico’s met betrekking tot de waterdichtheid van de folieconstructie tijdens de installatie van een tweede wand door het gebruik van een woven en non-wo - ven geotextiel. Tijdens de praktijkproef zijn verschillende manieren getest om de damwandkassen af te schermen met wapeningsnetten in plaats van platte profielen met drainagegaten. Tijdens de proef zijn verschillende configuraties getest van stalen wapeningsnetten variërend in staaf diameter en openingsgrootte. Het resultaat is eerder gepubliceerd in het blad Geotechniek (Hemelop, 2002). De conclusies waren dat het mogelijk zou moeten zijn om de holle dam - wandkassen af te schermen met verstevigde netten met daarnaast aan weerszijde van de folie een extra geotextiel. Een non-woven geo - textiel op de wapeningsnetten minimaliseert het risico op beschadiging van de folie door scherpe randen en voorkomt dat de water - dichte folie tussen de openingen van de staven wordt gedrukt. Een geweven geotextiel aan de voorzijde beschermt de folie tegen hoge trek - krachten die optreden door het aanvullen met zand en installatie van de secundaire wand op korte afstand van de folie. Deze secundaire damwand is tijdens de proef geïnstalleerd op variërende afstanden van 0,35 tot 1,0 m van de primaire damwand. Het effect van de installa - tie werd gemeten door verplaatsingssensoren op het geweven geotextiel. De maximale rek in het geotextiel was tijdens het aanvullen 2 tot 2,5%. Bij de installatie van de secundaire Figuur 7 - Verticale begrenzing in combinatie met natuurlijk talud als projectspeciﬁeke oplossing. Bron: Witteveen+Bos, 2016. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 50 02/06/16 16:22 51 GEOKUNST - Juli 2016 AFGEZONKEN FOLIECONSTRUCTIES IN BEPERKT RUIMTEBESLAG wand op korte afstand kwam hier nog circa ex - tra 0,5% rek bij. Speciﬁeke toepassingen Bij folieconstructies wordt er vaak vanuit gegaan dat aan weerszijden dezelfde constructiewijze wordt toegepast. Echter, het is ook mogelijk om verschillende bouwwijzen te combineren (zie ﬁguur 7). Met aanpassingen kan het ontwerp worden ingepast aan projectspeciﬁeke omstan - digheden. Zo kan bij een lokale beperkte ruimte aan 1 zijde van het werk een ander concept wor - den toegepast. Wanneer een obstakel gepas - seerd is, daarbij eventueel weer worden overge - gaan naar een grotere constructiebreedte. Met een geleidelijke overgang van verticale begren - zingen naar een natuurlijk talud, dient er grote aandacht besteed te worden aan de wijze hoe de folie hierin geplaatst moet worden. Dit om te voorkomen dat er in de folie ongewenste grote trekkrachten en rekken optreden. Eerder werden de innovatieve folieconstructies alleen toegepast bij infrastructurele projec - ten. Echter, ook in andere projecten is er veel potentie voor toepassing van folieconstructies. Afgezonken folieconstructie kunnen ook worden toegepast bij ondergrondse parkeergarages of andere grote kelders. In Nederland zijn er ver - schillende referentieprojecten waar bouwputten met behulp van folieconstructies van een tijde - lijke waterafdichting zijn voorzien. Voorbeelden hiervan zijn projecten in Kampen en Hilversum (zie ﬁguur 8). Tevens kunnen ze worden gebruikt als tijdelijk afsluitende laag voor de realisatie van ondergrondse tanks en bassins. Denk hierbij aan waterzuiveringsinstallaties. Naast tijdelijke toepassingen kunnen folieconstructies ook ge - bruikt worden voor permanente waterafsluiting van ondergrondse constructies. Hierbij moet aandacht gegeven worden aan de detaillering van het bevestigingsysteem, de kwaliteit van het toegepaste materiaal, duurzaamheid van de fo - lie en robuuste drainagefaciliteiten (afvoer he - melwater en lekwater). Conclusies De breedte van een folieconstructie kan met behulp van verticale begrenzingen aanzienlijk beperkt worden. Dit artikel laat twee concepten zien met folieconstructie met verticale begren - zingen: de U-polder en de damwandpolder. De damwandpolder kan nagenoeg dezelfde con - structiebreedte hebben als een traditionele werkwijze met een betonconstructie. Foliecon - structies met verticale begrenzingen gebruiken aanzienlijk minder ruimte dan traditionele folie - constructies onder een talud met open ontgra - ving. Door vermindering van de breedte is het mogelijk om folieconstructies toe te passen bij lastige situaties, waarin de beschikbare ruimte beperkt is, zoals een stedelijke omgeving. Dit artikel laat de volgende voordelen zien van folie - constructies met verticale begrenzingen: • Het minimaliseren van de aanlegkosten en constructiebreedte. • Goede kwaliteitsborging door prefabricatie van de folieconstructie in fabrieksomstan - digheden (off-site) en mogelijke inzet van een lekdetectiemethode. • Minimaliseren van omgevingseffecten: geen grootschalige verlaging van de grondwater - stand door bemaling, beperking omvang fun - deringswerken en vermindering geluidsover - last. • Duurzaam bouwen, beperking CO 2 uitstoot, beperking van gebruik primaire en milieube - lastende bouwstoffen. In de volgende editie van Geokunst zal deel twee van het artikel worden opgenomen. In dit tweede en laatste deel zal worden ingegaan op een verdere vergelijking van de concepten in de constructiemethode, bouwkosten en risico's. Tevens wordt ingegaan op verschillende projec - tervaringen, waaronder de recent gerealiseerde Doornboslaan in Breda. Meer informatie over folieconstructies in ver - diepte infrastructuur kan worden verkregen tij - dens een cursus georganiseerd door PAO tech - niek en management, zie https://paotm.nl/nl/. Referenties - Ruit, van de, G.M. januari 1995, Rapportage proefproject U-polder, Rijkwaterstaat. - Aartsen, R.J., augustus 1995, De economische haalbaarheid van de U-polder als nieuwe me - thode voor het verdiept aanleggen van wegen, TU Delft. - Vries, de J, Jansen W, januari 2001, Dam - wandpolder: Een innovatieve manier voor een verdiepte aanleg, Cement. - Hemelop, D.W., Oktober 2002, Praktijkproef damwandpolder, Geotechniek. - CUR 221, 2009, Folieconstructies voor ver - diepte infrastructuur. - Meester, H, Gerritsen, R.H., 2009, Foliecon - structies met damwand- en U-polder in As - sen, Land+Water. - Gerritsen, R.H., 2012, Innovatieve onder - grondse constructies: folieconstructies in beperkte ruimte, Centrum voor ondergronds bouwen (COB), presentatie jaarcongres COB. - Gerritsen, R.H., Van Regteren, R.H, Knulst, R., 2014, Submerged geomembrane systems: innovative polder-constructions in limited space, Geo-art, special edition / Proceedings, 10th International Conference on Geosynthe - tics, Berlin. Copyright ﬁguren: zie bronvermelding bij ﬁguren. Figuur 8 - Bouwput met een afgezonken folieconstructie in aanleg. Bron: Hilversum, Genap, 2002. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 51 02/06/16 16:22 28 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Inleiding Sinds 2013 heeft GSR het exclusieve recht om gedurende 15 jaar exploratie te doen in een 75000 km! groot licentiegebied in de Clarion Clipperton Fracture Zone (CCFZ) (zie Figuur 1). De CCFZ is een ongeveer 7000 km lange, sub - mariene breukzone die gekenmerkt wordt door de talrijke aanwezigheid van polymetallische no - dules op zijn abyssale vlaktes op meer dan 4000 m diepte. Sinds de toewijzing van de exploratie - licentie heeft GSR twee wetenschappelijke, mul - tidisciplinaire onderzoekscruises georganiseerd en uitgevoerd, waarbij geofysisch, geologisch, geochemisch, geotechnisch en biologisch on - derzoek werd gedaan. Bij de eerste cruise, genaamd GSRNOD14A, lag de focus vooral op het verzamelen van geofysi - sche data. Tegelijkertijd werden ook de eerste sedimentmonsters bovengehaald voor geo - technisch onderzoek. Zo werd een deel van de monsters na de cruise in een geotechnisch labo - ratorium onderworpen aan de klassieke classiﬁ - catieproeven en o.a. enkele proeven ter bepaling van de sterkteparameters. Als wordt uitgegaan van een ontginningswijze door een voertuig op rupsen, is het van belang de draagcapaciteit van de bodem te analyseren. Voor een dergelijke analyse zijn sterkteparame - ters van de grond nodig en een zicht op hoe deze evolueren met de diepte en over het licentiege - bied. Tijdens de tweede cruise, genaamd GSR - NOD15A, werd de geotechnische scope dan ook uitgebreid. Het belangrijkste geotechnische doel werd het nauwkeurig bepalen van de sterkte - karakteristieken in de bovenste sedimentlagen door het uitvoeren van in-situ testen in enkele geselecteerde gebieden. Het belang van in-situ metingen Voor een voertuig op rupsen, dat gebruikt zou kunnen worden om de nodules te ontginnen, zal het ontwerp ervan bepaald worden door de grondeigenschappen van de bovenste sedimen - ten. Om na te gaan hoe groot de zone onder de rupsen is die beïnvloedt wordt door het gewicht van het voertuig, werd beroep gedaan op traditi - onele theorieën uit de grondmechanica. Er werd namelijk aangenomen dat het faalmechanisme onder het rupsvoertuig gelijkaardig in vorm zal zijn als dat bij ondiepe funderingen. Rekening houdende met de voorziene rupsbreedte werd ingeschat dat dit zeker 4 m zal zijn. Bijgevolg werd het doel vastgelegd op verzamelen van in- situ sterkteparameters tot 4 m onder de zeebo - dem. In praktijk moet het rupsvoertuig ook over een groot gebied inzetbaar zijn. Daarom was het Geotechnische karakterisatie van zeer zachte diepzee- sedimenten door middel van in-situ penetrometer testen. Francois Charlet Mariene geoloog & exploration manager, DEME-GSR Peter Staelens Technisch directeur, DotOcean NV Bert Lietaert Geotechnisch ingenieur RMPE department, DEME Figuur 1 - Exploratiegebieden toegewezen door de ISA in de CCFZ (www.isa.org.jm). geotechniek _Juli_2016_v1.indd 28 02/06/16 16:21 29 GEOTECHNIEK - Juli 2016 niet alleen van belang om parameters tot 4 m diepte te verzamelen, maar ook om deze op een efﬁciënte, snelle en veilige manier over een re - latief groot gebied te verkrijgen. Jammergenoeg is dit in een diepzee-omgeving niet mogelijk met traditionele bemonsteringstechnieken. Daarom werd al snel duidelijk dat in deze fase van de ex - ploratie een penetrometer de meest toepasbare optie was om sterkteparameters te verkrijgen. De toepassing van penetrometers voor grond - onderzoek nabij de kust of in de diepzee is niet ongewoon. Veel onderzoek is reeds verricht naar penetrometers en hun toepasbaarheid (e.g. Stegmann (2007), Steiner (2013)). Er zijn ook verschillende ﬁrma’s die penetrometers beschikbaar hebben voor commerciële toepas - singen. Echter, bij gebruik ervan in een omge - ving zoals het GSR licentiegebied komen en - kele bijkomende uitdagingen kijken waardoor bestaande penetrometers niet onmiddellijk in - zetbaar zijn. Bijgevolg werden enkele speciﬁeke ontwerpeisen gedeﬁnieerd voor de ontwikkeling van een nieuw type penetrometer, inzetbaar op grote diepte. De belangrijkste ontwerpeisen voor de penetro - meter waren: (1) verzamelen van sterktepara - meters tot 4 m onder de zeebodem, (2) gebruik op dieptes tussen 4000 m en 5000 m, rekening houdend met de bijhorende waterdrukken, (3) een conus die nauwkeurige metingen kan uit - voeren in zeer zachte sedimenten, (4) een ﬂexi - bel systeem om op wijziging van grondsterkte te kunnen anticiperen, (5) een systeem die een groot aantal metingen kan uitvoeren tijdens één enkele missie, (6) compatibiliteit met het hulp - materiaal en de dimensies van het beschikbare onderzoeksschip en (7) een “één-persoonssys - teem”; waarmee bedoeld wordt dat het ganse systeem en de bijhorende operaties (in elkaar steken, uitvoeren van metingen, interpretatie data) zo eenvoudig mogelijk moeten zijn zodat ze in praktijk door één persoon kunnen uitge - voerd worden. Het resultaat van dit ganse ont - werpproces is een penetrometer die de “Deep- Sea GraviProbe” wordt genoemd (zie Figuur 2). De Deep-Sea GraviProbe Componenten Het GraviProbe-lichaam bestaat uit een holle buis met een verbrede voet. De holle buis wordt bovenaan afgesloten door een deksel met hijs - oog. Op de verbrede voet worden langs de bo - venzijde draadstangen vastgemaakt waarop ge - wichten kunnen geplaatst en vastgezet worden. Langs de onderzijde van deze verbrede voet wordt een voetplaat vastgemaakt waarin een 4 m lange schacht kan vastgezet worden. Aan de ver - brede voet zijn opnieuw hijsogen vastgemaakt. Onderaan de 4 m lange schacht wordt een conus met krachtopnemer vastgemaakt. Onderin de holle buis van het GraviProbe-lichaam bevindt zich een waterdrukmeter. Er zijn ook accelero - meters geïnstalleerd. Alles is met kabels ver - bonden met een klein drukvat dat bovenaan in de GraviProbe is gemonteerd. In dit drukvat bevindt zich dan de printplaat waarop alle sensoren zijn aangesloten, een opslaggeheugen en een bat - terij. Data tot 4 m diep De GraviProbe heeft een bepaalde energie nodig om de weerstand te overwinnen die ondervon - den wordt tijdens het penetreren in de grond. De weerstand die de grond biedt werd berekend met de traditionele formules voor de draagcapaciteit van palen. De totale weerstand Q t wordt opge - splitst in een puntweerstand Q b en een wrijvings - weerstand Q f langsheen de schacht: Qt = Q b+ Q f Qb= A b " N c " c u Qf =∑α " A s " c u waarin: - Qt = totale weerstand - Qb = puntweerstand - Qf = wrijvingsweerstand - Ab = oppervlakte punt - Nc = draagcapaciteitsfactoren - As = oppervlakte schacht - α = wrijvingscoëfﬁcient - cu = ongedraineerde schuifsterkte Makkelijk te ontginnen grondstoffen worden op land steeds schaarser. Dit leidt tot een zoektocht naar alternatieve brongebieden, waaronder de diepzee. In dat opzicht tekende Global Sea Mineral Resources NV (GSR), onderdeel van de DEME-groep, in 2013 een contract met de International Seabed Authority (ISA) dat GSR het exclusieve recht geeft om exploratie te doen naar polymetallische nodules in een toegewezen licentiegebied in de Clarion Clipperton Fracture Zone (CCFZ) in de Paciﬁcische Oceaan. Voor de ontwikkeling van nieuwe technologie voor de diepzeemijnbouw is het bepalen van de geotechnische eigenschappen van diepzeesedi - menten cruciaal. Om de werkbaarheid van een rupsvoertuig in derge - lijke omgeving te analyseren, is ondermeer een analyse van de draag - capaciteit van de bodem nodig. Hiervoor zijn, over enkele meters diepte, betrouwbare sterkteparameters van de grond nodig. Dergelijke data is niet publiekelijk beschikbaar en moeilijk te bepalen met bestaande tech - nieken. Aldus hebben GSR/DEME en de ﬁrma DotOcean NV samen de ontwikkeling gestart van de “Deep-Sea GraviProbe”; een penetrometer bruikbaar voor in-situ metingen op meer dan 4000 m diepte. Samenvatting Figuur 2 - Afbeelding van de Deep-Sea GraviProbe. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 29 02/06/16 16:21 30 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Om op deze manier de weerstand te berekenen is een ontwerpproﬁel nodig waarin de sterkte van de grond met de diepte wordt weergegeven. Om dit in te schatten, werd een uitgebreide lite - ratuurstudie uitgevoerd die de belangrijkste be - schikbare geotechnische informatie uit de CCFZ bundelt (e.g. Tisot (1986), Rey (1988)). Hoewel de hoeveelheid data vrij beperkt is, zeker in ver - gelijking met de uitgebreidheid van het gebied, werden nergens aanwijzingen gevonden dat de ongedraineerde schuifsterkte groter zou zijn dan 15 kPa op 4 m diepte. Op basis van deze infor - matie en rekening houdende met de laboresul - taten uit de GSRNOD14A-campagne, werd een ontwerpproﬁel opgemaakt dat als vertrekpunt moest dienen voor de weerstandsberekeningen. De beschikbare energie van de GraviProbe om deze weerstand te overbruggen kan opgesplitst worden in een potentiële en een kinetische ener - giecomponent: Epot + E kin = m " g " z + " m " v 2 waarin: - Epot = potentiële energie - Ekin = kinetische energie - m = effectieve massa - g = zwaartekrachtversnelling - z = penetratiediepte - v = penetratiesnelheid Bovenstaande vergelijking toont aan dat er twee parameters zijn die positief kunnen bijdragen aan de beschikbare energie: (1) de penetratie - snelheid v en (2) de effectieve massa m. Reke - ning houdend met veilige werkomstandigheden en operationele beperkingen werd de penetra - tiesnelheid verondersteld constant te zijn en ge - lijk gesteld aan de snelheid van de winch op het schip. Deze lage, constante snelheid laat ook toe om te veronderstellen dat dynamische effecten tijdens het penetreren van de zachte sedimenten minimaal zullen zijn. Bijgevolg kan het gewicht bepaald worden die de GraviProbe volgens deze benadering moet hebben om de grond 4 m te pe - netreren. Er werd dus een equilibrium berekend tussen beschikbare energie van de GraviProbe enerzijds en ondervonden weerstand tijdens 4 m penetratie van het ontwerpproﬁel anderzijds. Hieruit bleek dat de GraviProbe een massa van 950 kg moest hebben om 4 m penetratie te re - aliseren. Diepte en hoge drukken De waterdrukken in de voorziene testlocaties kunnen makkelijk oplopen tot meer dan 400 bar. De GraviProbe heeft enkele slimme aanpassin - gen om te blijven functioneren bij deze drukken. Zo zijn alle sensoren er op voorzien deze drukken te weerstaan en zijn alle elektronische compo - nenten gegroepeerd in een drukvat die drukken tot 500 bar kan weerstaan. Verder is de conus gevuld, onder vacuüm omstandigheden, met een inerte minerale olie en wordt een ﬂexibel mem - braan gebruikt als afscheiding met het zeewater. Dit maakt de conus zo goed als onafhankelijk van de omgevingsdruk en maakt het mogelijk voor de krachtopnemer binnenin om enkel de lage krachten gerelateerd aan penetratie van de bo - dem te registreren. Sensitiviteit van de conus Niet enkel werd er verwacht dat de sedimenten zeer slap zouden zijn, maar het was ook voorzien dat de penetratie zelf slechts enkele seconden in beslag zou nemen. Daarom werd voor een krachtopnemer gekozen met een signaalbemon - stering van 2 kHz en ligt het optimale meetbereik van het rekstrookje tussen 20N en 2000N. Dit moest toelaten om in sedimenten met ongedrai - neerde schuifsterkte tussen 0,5 en 50 kPa zeer nauwkeurige metingen uit te voeren binnen een tijdsperiode van slechts enkele seconden. Flexibel systeem Om te anticiperen op gronden die slapper of sterker zijn dan het aangenomen ontwerppro - ﬁel, kan het gewicht, de beschikbare energie, van de GraviProbe gevarieerd worden. Er kunnen namelijk modulaire gewichten toegevoegd of verwijderd worden, waardoor het totaalgewicht van de GraviProbe kan varieren tussen 450 kg en 2035 kg. Deze gewichten zijn half-cirkelvorming, bestaan uit een legering van lood en kunnen over de draadstangen op het GraviProbe-lichaam ge - schoven worden. De beschikbare range in ge - Figuur 3 - Enkele impressies van de eerste full-scale proef. 1 2 geotechniek _Juli_2016_v1.indd 30 02/06/16 16:21 31 GEOTECHNIEK - Juli 2016 GEOTECHNISCHE KARAKTERISATIE VAN ZEER ZACHTE DIEPZEE-SEDIMENTEN DOOR MIDDEL VAN IN-SITU PENETROMETER TESTEN. wicht laat in ieder geval toe om te opereren in het bereik van het rekstrookje. Efﬁciëntie en eenvoud van het systeem Op grote dieptes is een efﬁciënte manier van tes - ten essentieel. Om de efﬁciëntie te maximalise - ren moet vrij snel getest kunnen worden, zonder de GraviProbe telkens naar boven te brengen, en moet alle data geregistreerd kunnen worden. Bij de GraviProbe is de enige parameter die gecon - troleerd kan worden tijdens het testen de lengte van de kabel waaraan de penetrometer is be - vestigd: deze kan met de winch langer of korter gemaakt worden. Tijdens het testen werd aange - nomen dat de GraviProbe volledig in de bodem gepenetreerd was zodra er “slack” op de kabel te zien was aan dek. Zodra dit waargenomen werd, werd de penetrometer enkele tientallen meters omhoog gehaald, al dan niet naar een volgende locatie verplaatst en opnieuw naar beneden ge - laten voor een volgende test. De voedingsbron voor het ganse systeem is een litium-ion batterij met 24h levensduur. De data wordt in SEG-Y for - maat opgeslagen op een SD-kaart in het drukvat. Elk SEG-Y bestand bevat 20 minuten data, waar - door het risico op verlies van data geminimali - seerd wordt. Op deze manier kunnen vrij snel en gedurende een lange periode penetraties op de zeebodem gerealiseerd worden. De GraviProbe is bovendien erg gebruiksvrien - delijk. Het monteren van de verschillende com - ponenten is vrij evident gezien het beperkt aantal kabels en connectoren. Het overboord brengen van de GraviProbe gebeurt met een speciaal ont - worpen “launch and recovery system” dat op elk dek geïnstalleerd kan worden en die de GraviP - robe op een eenvoudige manier van zijn horizon - tale naar verticale positie brengt. Een standaard winch en A-frame zijn voldoende om aan de slag te kunnen gaan. Verder laten de voorziene soft - wareprogramma’s toe om aan boord direct een eerste analyse van de data uit te voeren en op basis hiervan eventueel de set-up van de GraviP - robe aan te passen voor een volgende test. De data wordt geregistreerd als een tijdsserie. Van zodra de conus de zeebodem raakt zal de GraviProbe vertragen en tegelijkertijd zullen de krachten op de conus toenemen. Op het mo - ment dat de bredere basis de zeebodem raakt, en de conus en schacht dus 4 m diep gepene - treerd zijn, zal een zeer abrupte vertraging en uiteindelijk een volledige stilstand (v=0) van de GraviProbe geregistreerd worden. Versnellingen en vertragingen worden voortdurend opgemeten door verschillende accelerometers. De volledige stilstand van de GraviProbe wordt als referentie - punt in de tijdsserie genomen. Dit punt markeert nl. duidelijk het einde van de penetratie, m.a.w. in de tijdsserie zijn de data voor dit punt diegene die informatie over de grond bevatten. Via een dubbele integratie kan dit stukje uit de tijdsse - rie dan omgezet worden naar sensorregistraties over een bepaalde diepte. Uiteindelijk resulteert dit in vier verschillende graﬁeken per penetratie: (1) versnelling vs. diepte, (2) snelheid vs. diepte, (3) dynamische conusweerstand vs. diepte en (4) waterdruk op de zeebodem (zie Figuur 6). Testcampagne In België werd de GraviProbe, ondanks een zeer strak tijdsschema, toch nog aan verschillende testen onderworpen alvorens te verschepen voor de GSRNOD15A cruise. Uiteraard werden alle meetsensoren en het drukvat getest in hyperba - rische kamers om na te gaan of ze hun functio - naliteit bleven behouden bij drukken tot 500 bar. De krachtopnemers werden zowel bij verhoogde als bij atmosferische druk gecalibreerd. Naast de druktesten werden ook twee full-scale proeven uitgevoerd waarbij de GraviProbe werd neergelaten in een dikke sliblaag. Het doel van de eerst proef was om alle componenten te mon - teren en na te gaan of de voorziene locatie ge - schikt was om eigenlijke metingen te gaan doen, zonder de conus te beschadigen (zie Figuur 3). Tijdens de twee proef werden dan eigenlijke me - tingen verricht in het slib en werd de software getest. Dit alles resulteerde in positieve resula - ten. Onderzoekscruise GSRNOD15A Tijdens de cruise GSRNOD15A werd de GraviPro - be in drie kleinere deelgebieden binnen het gro - tere licentiegebied ingezet. Deze gebieden wer - den geselecteerd op basis van reeds beschikbare informatie en op basis van nieuwe hoge resolutie geofysische data en foto’s die tijdens de cruise zelf werden verzameld. Zo werd de kans op het tegenkomen van obstakels of rock-outcrops die de conus zouden kunnen beschadigen gemini - maliseerd. De penetraties zelf werden uitgevoerd langs een rechtlijnig traject. Langs dit traject werden 15 lo - caties met een tussenafstand van 250 m gemar - keerd (zie Figuur 4). Per locatie werden 5 snel opeenvolgende penetraties uitgevoerd. Er werd aangenomen dat deze 5 penetraties, op relatief korte afstand van elkaar, eenzelfde sterktepro - ﬁel zouden geven en dus de resultaten voor deze speciﬁeke locatie zouden bevestigen. Het verge - lijken van de penetraties tussen de punten die op 250 m van elkaar gelegen zijn, zou dan weer toe - laten om mogelijke regionale verschillen te iden - tiﬁceren. Bovendien werd er ook voorzien om in de buurt van elk traject opnieuw monsters te nemen zodat de GraviProbe resultaten achteraf vergeleken konden worden met de uitkomst van sterkteproeven in het lab. Binnen één enkel gebied werden telkens 60 tot 75 penetraties gerealiseerd. Over de drie ge - bieden samen resulteerde dit in meer dan 200 penetraties. Tijdens één bepaalde testsessie, die toch meer dan 12h kon duren, werd ook heel wat metadata geregistreerd om de processing achteraf te vergemakkelijken. Er werden zowel automatisch als manueel gegevens verzameld gedurende de ganse testsessie. Naast positione - ringsgegevens werden ook belangrijke stappen in de tijd geregistreerd, zoals o.a. tijdstip van elke penetratie, tijdstip GraviProbe overboord, tijdstip einde test,... Deze gebeurtenissen zouden dui - delijk naar voren moeten komen in de dataserie van de GraviProbe en konden als referentiepunt gebruikt worden om de data te analyseren en te koppelen aan een bepaalde locatie. Figuur 4 - (links) licentiegebied B6, (midden) interessant deelgebied B6 South, (rechts) hoge resolutie box in deelgebied B6 South en voorgestelde locaties voor GraviProbe penetraties. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 31 02/06/16 16:21 32 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Op de GraviProbe was ook een camera en bij - horend verlichtingssysteem gemonteerd. Dit liet toe om voor de eerste penetraties van een testserie te controleren of de GraviProbe effec - tief volledig penetreerde en op welke manier. Het beeldmateriaal bevestigde dat de penetratie bijna steeds op een gecontroleerde, rechtlijnige manier gebeurde en dat de volledige schacht in de grond werd gedrukt (zie Figuur 5). Een eerste analyse van de data aan boord toonde bovendien consistente metingen en afgeleide ongedrai - neerde schuifsterktes die effectief in de lijn der verwachting lagen (zie Figuur 6). Conclusie Om in-situ sterkteparameters tot 4 m diepte van zeer slappe sedimenten te bepalen in een uitda - gende diepzee omgeving op meer dan 4000 m diepte, hebben GSR en DotOcean de “Deep-Sea GraviProbe” ontwikkeld, een penetrometer voor de diepzee. Deze penetrometer is erg gebruiks - vriendelijk en heeft verschillende slimme aan - passingen om te functioneren bij drukken hoger dan 400 bar, om zeer nauwkeurige metingen te doen in slappe sedimenten, om werkbaarheid te maximaliseren, om meerdere metingen tijdens één enkele sessie te kunnen uitvoeren en om ge - makkelijk de data te kunnen visualiseren en in - terpreteren. Tijdens de wetenschappelijke cruise GSRNOD15A werd de GraviProbe succesvol ge - bruikt in de drie geselecteerde deelgebieden binnen het licentiegebied van GSR. In totaal zijn er meer dan 200 penetraties uitgevoerd. Video - materiaal en een eerste analyse van de data aan boord tonen aan dat de penetrometer effectief 4 m penetreert en ook consistente resultaten op - levert. Momenteel worden alle data in detail ver - werkt, geanalyseerd en verder geïnterpreteerd. Referenties - Rey, S. (1988) “Environnements sédimentai - res et propriétés géotechniques de sediments marins profound de deux zones du Paciﬁque Tropical nord-est”, Doctoral Thesis, Centre de recherches en mécanique et hydraulique des sols et des roches, Ecole Nationale Superieure de Géologie de Nancy, 314 p., Nancy, France. - Steiner, A. (2013) “Sub-Seaﬂoor Characteri - zation and Stability of Submarine Slope Se - diments using Dynamic and Static Piezocone Penetrometers”, Doctoral Thesis, Faculty of Geosciences, Bremen University, 325 p., Bre - men, Germany. - Stegmann, S. (2007) “Design of a free-fall pe - netrometer for geotechnical characterisation of saturated sediments and its geological ap - plication”, Doctoral Thesis, Faculty of Geos - ciences, Bremen University, 181 p., Bremen, Germany. - Tisot, J.P. (1986) “Propriétés géomécaniques des sediments des grands fronds océaniques”, Mémoires Sciences de la Terre, Foundation scientiﬁque de la géologie et de ses applicati - ons, 351 p., Nancy, France. Deze speciale Engelstalige editie van het vakblad Geokunst verschijnt rondom de 6 th European Geosyn - thetics Congress, 25-28 september 2016 in Istanbul. Presenteer u aan een internationaal publiek van beleidsmakers, opdrachtgevers, ontwerpers, aannemers en uitvoerders van werken in de grond-, weg- en waterbouw en de milieutechniek. Informeer bij de uitgever naar de aantrekkelijke plaatsingstarieven die nog tot 15 juli 2016 gelden. info@uitgeverijeducom.nl | 010 - 425 65 44 N eem deel aan de EuroGeo6-special ! Adv.GEOArt_juli.indd 1 28/05/16 16:23 Figuur 5 - GraviProbe - 4 m penetratie & impact. Figuur 6 - GraviProbe – voorbeeld dataset van één penetratie tijdens GSRNOD15A. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 32 02/06/16 16:21 20 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Risicoanalyse en beheers - maatregelen betreffende paalinstallatie nabij de EBS Biohub steiger ir. A.C.A. Nap Port of Rotterdam, Rotterdam, Nederland ir. drs. R.E.P. De Nijs Witteveen+Bos, Deventer, Nederland ing. W.H.J. Korte DIMCO b.v. (voorheen GEKA bouw b.v.), Dordrecht, Nederland ing. W.J. Nederlof DIMCO b.v. (voorheen GEKA bouw b.v.), Dordrecht, Nederland 1. Project introductie Onderdeel van het project "uitbreiding overslag - capaciteit EBS" was de reconstructie van de af - meervoorziening van de bestaande steiger, zie Figuur 1. De bestaande steiger heeft een lengte van 230m en een breedte van 16m. Onderdeel van de recon - structie was de installatie van een zevental af - meerpalen, waarvan een viertal palen op korte af - stand van de steiger werden voorzien, zie Figuur 2. De bestaande steiger constructie bestond uit twee liggers in lengte richting met daarboven een kraan rail, welke h.o.h 4.5m werden on - dersteund door een juk van twee holle voorge - spannen betonpalen. Elk juk was middels een voorgespannen dwarsbalk verbonden met het juk aan overzijde, 44 in totaal, met een lengte van 11 m. Afgaande op de as built informatie van de kade waren de palen tot een diepte van 3 m ingebracht in de funderingslaag, zie Figuur 3. Het paalpuntniveau (ppn) was ingeschat op NAP -23 m, 6 m beneden baggerpeil. Het ppn van de nieuwe afmeerpalen bedroeg NAP -35 m. 2. Risicoanalyse Het risico was zetting en daarmee functieverlies van de bestaande steiger door plaatsing van de 4 nieuwe afmeerpalen op korte afstand van de bestaande palen van deze steiger. De bestaande palen waren relatief ondiep gefundeerd, terwijl de afmeerpalen tot grote diepte dienden te wor - den ingebracht. De pakkingsgraad van de funde - ringslaag was daarbij gering te noemen rond de bestaande paalpunten, zie ﬁguur 4. Een aanvul - lende analyse werd gebaseerd op een potentieel volume verlies in het heitraject beneden paal - puntniveau (NAP -23 m) tot inbrengniveau (NAP -35 m), aangegeven in Figuur 4. In de zettings - analyse werd een ondergrens van verdichting gehanteerd, ontleend aan eerdere projecten met installatie van damplanken en palen in zand - grond (de Nijs 2003, de Nijs 2015). Deze onder - grens werd gehanteerd teneinde een minimum risicoproﬁel in de analyse van de vervormings - capaciteit van de constructie te genereren. Diepte m. (N.A.P.) Lokatie Datum : Project Conus type: Dossier Nummer: : Rotterdam 27-5-2013 EBS Steiger -20 -25 -30 -35 -40 -45 0 10 20 30 30.7435.8038.2230.2330.1942.4550.3347.1744.7145.81 0.2 0.1 0 Conusweerstand qc. (MPa) 86420 Helling (graden) Wrijvingsgetal Rf (%) I-CFXY-15 130214 N.A.P. S15 0.51.31.41.71.71.82.22.32.32.42.62.62.52.62.62.62.42.22.22.02.32.21.9 Paraaf : Sondering conform NEN 5140 Klasse 2 Layout: GWR-L-CFI (NL) :: Waterbodem = -16.85 m. N.A.P. MVJ13064 SONDERING: Maaiveld : -16.85 m. N.A.P.coördinaten in RD-stelselX : Y : 68383.13 441148.53Opmerking 1: 1.59 m. voorgeboord 1/1 Pagina Lokale Wrijving (MPa) NL-3029AE, RotterdamMarconistraat 1aTel. 010 489 9714 Gemeente RotterdamIngenieursbureauAfdeling Geotechniek Figuur 1 - Oorspronkelijk aanzicht kade EBS “Bio Hub”. Figuur 3 - lengte liggers, dwarsligger en paalfundering Figuur 4 - sondering CPT 15 Paalpunt ppn afmeerpaal Figuur 2 - Bestaande steiger en locaties afmeerpalen M1 tot M4 geotechniek _Juli_2016_v1.indd 20 02/06/16 16:20 21 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Samenvatting Tijdens de ontwerpfase van de steiger reconstructie “EBS Biohub” in de ha - ven van Rotterdam werd een hoog risicoproﬁel herkend in de korte afstand van de nieuw te installeren afmeerpalen tot de bestaande paalfundering van de bestaande steiger. Het risico bestaat uit twee aspecten. Het eerste aspect betreft het heitraject beneden paalpuntniveau in combinatie met de geringe funderingsdiepte van de bestaande paalfundering. Het tweede aspect betreft de geringe vervormingscapaciteit van de bovenbouw, wel - ke middels een constructieve analyse werd vastgesteld. Maatregelen ter beheersing van deze risico’s werden onderdeel van de uitvraag, waarbij een aanpak volgens de observational method, inclusief registraties aan de constructie en de ondergrond, werd voorzien. De aannemer DIMCO bood aan de effecten van de installatie van de afmeerpalen eerst bij de afmeer - palen op veilige afstand tot de kade te beproeven. Rondom de betreffende afmeerpaal werden testpalen op verschuillende afstanden geïnstalleerd teneinde de zetting op bestaand paalpunt niveau te kunnen detecteren. De opgetreden zettingen werden vergeleken met een vooraf contractueel vastgelegd criterium voor schadevrije installatie. Op basis van de test wer - den twee installatie methoden voorgesteld. Twee afmeerpalen werden on - der een dusdanige schoorstand geïnstalleerd, waarmee een afstand van 5 m tot de belendende paalpunt werd gecreëerd. De andere methode betrof het doorsnijden en actief vijzelen van belendende palen van de twee reste - rende afmeerpalen. In het project zijn alle criteria ten aanzien van draag - vermogen, trillingssterkte, zettingen, vervormingen en conusweerstand behaald. Schade aan of vervorming van de bestaande steiger constructie is niet waargenomen, waarmee in termen van budget, planning en risico management sprake is van een succesvol verlopen project. 2.1. Effect van paalinstallatie Tijdens de inzet van een tril- dan wel heiblok moet rekening gehouden worden met bodem - verdichting. Als inschatting is een ondergrens in verdichting van 1% over een reikwijdte van 0.75 meter van het in te brengen element aangehou - den. Dit volume verlies is aangehouden over het heitraject en herverdeeld over de hoogte waar - mee een zettingstrog vanaf funderingsniveau is verkregen, zie Figuur 5. De afmeerpalen werden op 2 m uit het hart van de bestaande palen inge - bracht, waardoor een ondergrens in de zettin - gen van 20 mm op ppn is aangehouden. 2.2. Invloed op constructie De lengteliggers van de bovenbouw, verto - nen blijkens modelanalyse een stijf gedrag. De dwarsverbindingen en de koppeling met de paalfundering zijn scharnierend aangehouden. De beperkte dikte (8 cm) van het in situ gestorte betonnen dek gaf aan dat de krachtsherverde - ling in dit vlak niet aannemelijk was. In geval van paalpuntzetting zou dit eveneens een horizon - tale verplaatsing genereren gegeven de schoor - stand van 4 op 1. Dit gedrag is met de rood ge - markeerde paal schematisch weergegeven in Figuur 6. Doordat de omringende paaljukken geen ver - plaatsing zouden ondervinden, zou deze hori - zontale verplaatsing op de betreffende dwars - ligger een trekkracht genereren. Gegeven de as-built informatie kon de aansluiting van de dwarsligger deze trekkracht niet opnemen. Als gevolg van deze verplaatsing zou schade aan het dek ontstaan en zou de tolerantie van de onderlinge kraanrail afstand overschreden wor - den. Op basis van de constructieve EEM analyse kon worden vastgesteld dat de kade slechts een beperkte paalzetting in de orde van 10 mm kon opnemen. Ca. 2 cm Ca. 2 cm Figuur 5 - Predictie volume verlies, ondergrens . Figuur 6 - Schematische weergave vervorming. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 21 02/06/16 16:20 22 GEOTECHNIEK - Juli 2016 3. Contracturele benadering 3.1. Risico Op basis van de constructieve analyse werd een hoog risico op constructieve schade vastgesteld als gevolg van paalzetting veroorzaakt door het heiend installeren van de belendende meer - paal. Vanuit het perspectief van de opdrachtgever, Port of Rotterdam, was er onvoldoende grip op risico en gevolgschade wanneer contractueel alleen een zettingscriterium van 10 mm werd opgenomen. Echter een alternatieve, kosteneffectieve en betrouwbare risicovrije installatie procedure bleek niet voorhanden en ook niet contractueel te deﬁniëren. Met name de praktische aspecten ten aanzien van de paalinstallatie en het tijdig ingrijpen waren lastig in te schatten en te de - ﬁniëren. In reactie op deze onzekerheid werd door Port of Rotterdam besloten de inschrijvers te waar - deren naar het minimaliseren van het genoem - de risico. De geboden beheersmaatregelen werden daarmee onderdeel van het contract tussen de aannemer en de opdrachtgever. Ten behoeve van optimalisatie en aantoonbaar - heid van risicobeheersing, werd het de bieden - de partijen toegestaan te werken volgens de Observational Method. Met name de installatie van drie meerpalen op grote afstand tot de stei - ger bood mogelijkheden voor het creëren van een leercurve. Het was de aannemer tevens toegestaan de slag energie te beperken door het uitnemen van grond in de buispaal tot 2 m boven de paalpunt. 3.2. Behoud van structurele integriteit De aannemer DIMCO bood een plan aan dat voorzag in een testopstelling rondom twee meerpalen, te weten palen M6 en M7. Deze palen bevonden zich op veilige afstand van de steiger en zouden voorafgaand aan de kritische palen worden geïnstalleerd. De meerpaal po - sities werden omringd door een negental test palen welke vergelijkbaar waren met de be - staande paalfundering van de steiger ten aan - zien van funderingsdiepte en dimensies. De test palen werden op verschillende afstanden tot de nieuw te installeren meerpalen voorzien. Op deze wijze kon de paalzetting veroorzaakt door de meerpaalinstallatie als functie van de afstand worden vastgelegd. Op de palen P3 tot en met P5 werd een verticale belasting aange - bracht. Een overzicht van de opstelling is weer - gegeven in Figuur 7. De test resultaten zouden worden vergeleken met het vooraf contractueel gestelde criterium van 10 mm. In geval van overschrijding werden twee beheersmaatregelen aangeboden voor de installatie van de vier resterende kritische meerpalen. Het eerste alternatief betrof de installatie on - der een schoorstand van 7 op 1, waarmee het heitraject onder een optimale afstand tot de be - lendende palen werd gebracht, zie Figuur 8. De tweede optie, zie Figuur 9, betrof het doorzagen van de bestaande, zeer nabij de meerpaal gesi - tueerde palen gecombineerd met de plaatsing van een actief hydraulisch ondersteund frame, waarmee ondanks paalpunt verplaatsing de krachtsafdracht behouden zou blijven via de vijzels. 4. De uitvoering 4.1. Test palen Ter voorbereiding van de test werd een serie van negen palen op verschillende afstanden tot de te plaatsen meerpalen M6 en M7 geïn - stalleerd. De impact op de funderingslaag als gevolg van de installatie van M6 en M7 werd verkregen door het inmeten van de omringende testpalen, zie Figuur 10. De verkregen resultaten werden verzameld en geïnterpreteerd, zie Figuur 11. De resultaten gaven aan dat de ondergrens van de predictie van het volumeverlies, te weten 1%, in ruime mate was overschreden bij alle test palen, zo - wel belast als onbelast. De resultaten deden Figuur 7 - Overzicht testpalen rondom meerpalen M6 en M7. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 22 02/06/16 16:20 23 GEOTECHNIEK - Juli 2016 een volume verlies in de orde van 2 tot 3% ver - moeden, ongeacht de installatie wijze. De resultaten gaven aan dat de optredende zet - ting met grote zekerheid te groot zou zijn om reguliere meerpaalinstallatie toe te kunnen staan. Om deze reden besloot de aannemer beide alternatieven in te zetten. 4.2. Installatie onder schoorstand 7 op 1 De meerpalen M3 en M4 werden middels een dieselhamer type Delmag D100 onder een ge - optimaliseerde schoorstand 7 op 1 ingebracht, zie Figuur 12. Onder deze schoorstand werd een minimaal benodigde afstand van 5 m behaald tot de belendende palen. De dieselhamer ope - reerde op 75% van de maximale slagenergie, aangezien bij volle slagenergie een grotere zet - ting bleek te ontstaan bij de meerpalen M6 en M7. Een tweede belangrijk aandachtspunt was de inzet van het leegspoelen van de palen tot 2 m boven de paalpunt. Deze maatregel werd ingezet in geval de kalenderwaarde boven de 65 klappen per 25 cm uit zou komen. Toepassing bij meerpaal M3 deed de kalenderwaarde dalen RISICOANALYSE EN BEHEERSMAATREGELEN BETREFFENDE PAALINSTALLATIE NABIJ DE EBS BIOHUB STEIGER Figuur 10 - Installatie meerpaal met nabije testpalen. Figuur 11 - Zettingen testpalen na meerpaal installatie. Figuur 8 - Meerpaal onder schoorstand 7 op 1. Figuur 9 - Meerpaal installatie met hydraulische compensatie. vijzel voorziening en doorzagen palen geotechniek _Juli_2016_v1.indd 23 02/06/16 16:21 24 GEOTECHNIEK - Juli 2016 van 70 naar 21 klappen / 25 cm. Een eventuele onderbreking van het heiproces bleek geen bij - komend nadelig effect te veroorzaken. 4.3. Actief vijzelen tijdens meerpaalinstallatie De meerpalen M1 en M2 werden op dezelfde wijze geïnstalleerd als de palen M3 en M4, zij het te lood. Op deze positie was sprake van een afwijkend paalstramien onder de kade, omdat een aanwezig verstijvingsvlak eveneens werd ondersteund door palen, zie Figuur 13. Hierdoor bleek de schoorstand oplossing niet toepasbaar en werd gekozen voor actief vijzelen. De belendende palen met een helling naar de meerpalen M1 en M2 toe, werden voorzien van een frame met hydrauliek en doorgezaagd, zie de gemarkeerde palen in Figuur 13. Alvo - rens de palen werden doorgezaagd, werd het frame met de vijzels op spanning gebracht, zie Figuur 14. De palen werden tot gebruiks - belasting belast. Middels de hydraulische vijzels werd de zetting gecompenseerd en de belasting behouden tijdens de installatie van de meerpalen. Tijdens de meerpaalinstallatie werd een zetting in de orde van 40 mm waar - genomen. 5. Resumé In de reconstructie van de bestaande steiger “EBS Biohub” in de haven van Rotterdam was een hoog risico de zetting van de bestaande steiger door de meerpaalinstallatie. Het con - tract en de aanbestedingsstrategie bood de aannemer speelruimte en aanmoediging om het risico op zetting te minimaliseren en ter plaatse opgedane ervaring in te zetten op kri - tische locaties. Op basis van de uitvoering van twee test afmeerpalen bleek dat grotere zet - tingen van de steiger te verwachten zouden zijn dan de contractuele zettingseis van 10mm. De aannemer heeft op basis van deze test be - heersmaatregelen genomen, te weten heien onder optimale schoorstand en actief vijzelen en heeft zo voldaan aan de eisen ten aanzien van zettingsbeheersing en schade preventie. Alle criteria ten aanzien van draagvermogen, trillingsniveau’s, zettingen, vervormingen en conusweerstand zijn in het project behaald. Referenties - Nijs, R.E.P. de (2003). Installatie van damwan - den in granulaire bodem, Geotechniek, okto - ber 2003, p 46-54. - Nijs, R.E.P de, Kaalberg, F.J, Osselaer, G, Cou - ck, J. van Royen, K. (2015). Full scale ﬁeld test (sheet)pile drivability in Antwerp (Belgium), Proceedings of XVI ECSMGE 2015, Edinburgh, 13-17 September 2015. Figuur 12 - Meerpaal installatie onder schoorstand 7 op 1. Figuur 13 - Meerpaalposities M1 en M2, te lood geheid. Figuur 14 - Zettingen testpalen na meerpaal installatie. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 24 02/06/16 16:21 8 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Inleiding In de grondmechanica is de schuifsterkte van de grondconstructies, zoals dijken en damwan - den e.d. , één van de belangrijke onderwerpen. Hier wordt in vogelvlucht ingegaan op de on - derliggende theorie die gebruikt wordt om deze sterkteberekeningen uit te voeren. Hierbij wordt gewezen op tekortkomingen in het gebruik van de gangbare sterkteanalyses. Niet alle aspec - ten zullen daarbij worden beschreven omdat dit nogal theoretisch is, maar getracht zal worden het raamwerk te schetsen om de problemen te kunnen duiden. Deze problemen komen voort uit het gegeven dat in de grondmechanica wrijving het grondgedrag bepaalt. Bij wrijvingsmateria - len is de sterkte afhankelijk van de spanning en dit is of de normaalspanning op het schuifvlak of de isotrope spanning. Allereerst zal worden beschreven hoe de con - stitutieve relaties eruit zien voor reversibel en irreversibel gedrag, de elasticiteitstheorie en de plasticiteitstheorie. Beide beschrijvingen zijn nodig om tot een complete beschrijving van het sterkte gedrag van grond te komen. Verder zal het Mohr-Coulomb model voor een continuüm worden beschreven, waarbij onderscheid tussen associatief en niet-associatief gedrag zal wor - den gemaakt. Vervolgens zal worden ingegaan op het onder - scheid in beschrijvingen van de sterkte voor een continuüm en voor een schuifvlak. Deze be - schrijvingen passen zondermeer op elkaar als het materiaal als associatief wordt beschouwd, echter als het materiaal als niet-associatief wordt beschouwd is dit een ander verhaal. Het is daarbij van belang te onderkennen dat een schuifvlak ontstaat vanuit een continuüm en dat het ontstaan en de ontwikkeling ervan is gekop - peld aan het elastische en plastische gedrag van de grond. Vervolgens zal worden nagegaan wat dit concept betekent voor experimenten om de materiaal - parameters te bepalen, zoals triaxiaal- en biaxi - aalproeven, en de invloed hiervan op de waarden van de invoer parameters van de rekenmetho - den. Theorie Als grond wordt belast zal een deel van de ver - vorming reversibel zijn en een deel irreversibel. Mogelijk zal ook een deel tijdsafhankelijk zijn. Dit tijdsafhankelijke gedrag zal hier niet worden beschouwd. In ieder geval is het spannings- rek-gedrag niet-lineair voor grond. Aangeno - men wordt dat de reversibele en irreversibele deformaties gescheiden kunnen worden en dat beide met mechanische modellen kunnen wor - den beschreven. Een integrale beschrijving van beide componenten is essentieel. Hier wordt ervan uitgegaan dat de normaalspanningen en normaalrekken positief zijn voor compressie. Verder wordt uitgegaan van gedraineerd grond - gedrag. Elasticiteit De reversibele deformaties van de grond, de elastische rekken, worden met lineaire span - ning-rek relaties beschreven. Het elastische model is nodig om het niet plastisch vervor - mende deel van de rekken te beschrijven. De plastische rekken zijn bij bezwijken veel groter dan de elastische rekken. De in het elastische model gebruikte relaties modelleren dat het isotrope spanningsincrement door de compres - siemodulus is gekoppeld met het volumerek in - crement en dat de schuifspannings incrementen door de glijdingsmodulus zijn gekoppeld met de incrementen in de schuifrekken. Plasticiteit De irreversibele of plastische deformaties wor - den met de plasticiteitstheorie beschreven. Hierbij zijn drie aspecten van belang voor het model, te weten: 1) Wanneer gaat het materiaal plastisch ver - vormen? Het model geeft de beschrijving van het sterkte criterium: Bij welke spanningstoe - stand gaat het materiaal vloeien ofwel irre - versibele deformaties geven, de plastische rekken. Het sterktecriterium wordt voor een continuüm gegeven door een vloeifunctie gedeﬁneerd in hoofdspanningen of span - ningsinvarianten. 2) Hoe gaat materiaal plastisch vervormen? Het model beschrijft de optredende plasti - sche rekken. Als de spanningen in een ma - teriaal op het vloeioppervlak zijn gaan er irreversibele deformaties optreden en deze moeten worden beschreven. Deze plastische rekken kunnen op een gelijkaardige manier worden beschreven als de vloeifunctie voor de sterkte en wel met de plastische poten - tiaal. De waarde van de plastische potenti - aal zelf is hierbij niet van belang maar het gaat om de afgeleiden van de plastische potentiaal naar de spanningscomponenten. Als de beschrijving van de plastische po - tentiaal identiek is aan de vloeifunctie, dan wordt gesproken van een associatief mate - riaal model. Is de plastische potentiaal ver - schillend van de vloeifunctie dan is het een niet-associatief materiaal model. Doordat de plastische potentiaal is uit te drukken in hoofdspanningen noemt men het materiaal coaxiaal en liggen de plastische hoofdrek incrementen langs de assen van de hoofd - spanningen. 3) Hoe verloopt het proces van plastisch ver - vormen? Het model geeft de beschrijving van de vloei - functie en de plastische potentaal geduren - de het belasten van het materiaal. Hiermee kan hardening en softening van het materi - aal worden beschouwd. In dit artikel zullen hardening en softening buiten beschouwing worden gelaten en zullen de vloeifunctie en de plastische potentiaal niet veranderen al - leen ter vereenvoudiging van de theorie. Al deze componenten spelen een rol in de be - schrijving van de plasticiteit van de grond. Dit zal Wrijving in sterkteberekeningen Hans Teunissen Deltares geotechniek _Juli_2016_v1.indd 8 02/06/16 16:20 9 GEOTECHNIEK - Juli 2016 Samenvatting Er zijn modellen voor het bezwijkgedrag van grond bij mechanische belas - ting die ervan uitgaan dat de dilatantiehoek gelijk is aan de wrijvingshoek, de associatieve modellen, en modellen waarbij er een verschil is tussen die hoeken, de niet-associatieve modellen. Het verschil tussen beide mo - delleringen heeft consequenties voor veel geotechnische analyses. Aan de hand van algemene benaderingen en een voorbeeld wordt hier op de verschillen en de consequenties ervan ingegaan. In deze bijdrage wordt de sterkte benaderd vanuit het vervormingsgedrag van grond met omkeerbare (elastische) en niet omkeerbare (plastische) vervormingen. Het Mohr-Coulomb model wordt hier beschreven en ge - bruikt als plastisch model voor een continuüm. Vanuit deze beschrijving worden de vergelijkingen voor een glijvlak afgeleid. Het is bekend dat de dilatantiehoek meestal veel kleiner is dan de wrijvingshoek voor grond - materialen. Dit “niet-associatief” zijn van grond heeft tot gevolg dat bij - voorbeeld de sterkte op het glijvlak lager zal zijn dan wordt aangenomen in klassieke glijcirkel berekeningen. In eindige elementen berekeningen kan niet-associativiteit resulteren in softening gedrag en mesh afhanke - lijke oplossingen. Dit wordt gedemonstreerd aan de hand van een simu - latie van een biaxiaalproef die een in de praktijk vaak aanwezige vlakke vervormingstoestand, zoals een glijvlak voor een grondconstructie, repre - senteert. De in de praktijk meest gebruikte sterkteparameters zijn gebaseerd op triaxiale compressie. Echter, de waarden die daarmee worden afgeleid zijn te laag voor de vlakke vervormingstoestanden waar veel geotechni - sche analyses mee te maken hebben. Voor meer realistische benaderin - gen is het daarom nodig uit te gaan van sterkteparameters voor vlakke vervormingstoestanden. Anderzijds moet er voor glijcirkelberekeningen worden uitgegaan van een lager sterktecriterium. In de huidige praktijk compenseren de te lage waarden voor de sterkteparameters de gevolgen van de te hoge waarden van sterktecriterium die voor een glijvlak volgen bij de gebruikte berekeningen. Deze compensatie laat echter niet toe om de gevolgen van de aannamen voor alle toepassingen buiten beschouwing te laten. Ook voor het verbeteren van geotechnische analyses is het nodig de consequenties van de gebruikte modellering onder ogen te zien. Opgemerkt wordt dat eindige elementen methoden geen eenduidige op - lossing geven voor bezwijk-analyses met niet-associatieve modellen. De oplossing is afhankelijk van de mesh en gehanteerd rekenschema. worden uitgewerkt voor een associatief en een niet-associatief Mohr-Coulomb model waarbij de vloeifunctie en de plastische potentiaal ge - ﬁxeerd zijn. Verder zullen alleen de vlakke ver - vormingstoestanden worden beschouwd voor de eenvoud. Het Mohr-Coulomb model Het Mohr-Coulomb model is gebaseerd op de aanname dat een materiaal plastisch vervormd als de cirkel van Mohr die de spanningstoestand beschrijft de omhullende van Coulomb raakt. De cirkel van Mohr wordt beschreven met het centrum van de cirkel σ’m = ( σ’1 + σ’3) / 2 en de straal van de cirkel met τ’m = ( σ’1 - σ’3) / 2. Hierin is σ’1 de grootste hoofdspanning en σ’3 de kleinste hoofdspanning (zie Figuur 1). De cirkel raakt de omhullende als geldt: sin φ = τm / ( ccot φ + σ’m). Hierin zijn φ de wrij - vingshoek en c de cohesie van het materiaal. Daaruit volgt τm ccos φ + sin φ σ’m. Dit is te schrij - ven als een vloeifunctie: ƒ = τm - ccos φ - sin φ σ’m. Als ƒ < 0 dan is er elastisch gedrag. Er is plas - tisch gedrag als ƒ = 0 , dan voldoen de spannin - gen aan het vloeicriterium. Spanningstoestan - den waarvoor ƒ > 0 geldt (dit zijn spanningen boven de vloeigrens) worden niet toegestaan (zie Figuur1). De plastische rekken voor het Mohr-Coulomb model worden bepaald door de plastische po - tentiaal g = τm - ccos y - sin y σ’m. Hierin is y de dilatantiehoek en is een maat voor plastische volumerek. De plastische rekken die worden ge - Figuur 1- Mohr-cirkel voor spanningen met βσ = 45 o + φ / 2 en Mohr-cirkel voor rekken met βε = 45 o + y / 2 geotechniek _Juli_2016_v1.indd 9 02/06/16 16:20 10 GEOTECHNIEK - Juli 2016 genereerd als het materiaal plastisch is, worden beschreven door de afgeleiden van de plastische potentiaal naar de spanningen. Dit geeft voor de plastische rekken langs de hoofdrichtingen dε1p = d λ (1 - sin y) / 2 en d ε3p = d λ (-1 - sin y) / 2. Hierin is d λ de plastische intensiteit. De plasti - sche intensiteit is een maat voor de grootte van de plasticiteit (zie Figuur1). De plastische intensiteit volgt uit de consisten - tie relatie. Deze relatie zegt dat bij een veran - dering van spanningen deze bij plastisch gedrag op de vloeicontour ƒ = 0 blijven liggen. Voor de ontwikkeling van de spanningen bij vervormen moet gelden d ƒ = 0. Als de materiaalparameters niet veranderen beschrijven de bovenstaande relaties het plastische Mohr-Coulomb model. Als aangenomen wordt dat y = φ is het model associatief. Continuüm en glijvlak benaderingen De sterkteberekeningen in de grondmechanica zijn of gebaseerd op continuüm berekeningen of op glijvlak berekeningen. In de tekstbox “van continuüm naar glijvlak” wordt vanuit de conti - nuümbeschrijving van het Mohr-Coulomb mo - del de sterkte op het glijvlak gegeven. Van continuüm naar glijvlak De spanningscomponenten langs de n en t assen in het continuüm kunnen worden be - schreven door (zie Figuur 1): σ'tt = σ'm + τm cos2 β σ'nn = σ'm - τm cos2 β σ'nt = τm sin2 β Hierbij geldt voor de richtingen cos2 β = ( σ'tt - σ'nn) / 2 τm en sin2 β = σ'nt / τm. Met deze uitdrukkingen volgt voor de straal van de cirkel van Mohr τm = σ'nt / sin2 β en voor het centrum van de cirkel van Mohr σ'm = σ'nn + ( σ'nt / sin2 β) cos2 β. Deze span - ningen op de Mohr cirkel voldoen aan het bezwijkcriterium: τm = ccos φ + σ'msin φ. Als nu wordt gesteld τ = σ'nt en σ' = σ'nn dan volgt voor de schuifspanningsratio: τ / ( ccot φ + σ') = sin2 βsin φ / (1 + cos2 βsin φ) Deze uitdrukking geeft de schuifspannings - ratio voor een vlak met oriëntatie β ten op - zichte van de laagste hoofdspanning. De maximale schuifspanningsratio τ = c + σ'tan φ volgt voor βσ = 45 o + φ / 2 ten opzichte van de kleinste hoofdspanning. Echter de richting van het glijvlak ligt langs de vervormingskarak - teristiek ofwel de richting waarbij de ratio van de plastische normaalvervorming en plasti - sche schuifvervorming maximaal is, te weten βε = 45 o + y / 2 ten opzichte van de kleinste hoofdspanning. Alleen in deze richting zijn doorgaande plastische vervormingen mo - gelijk. Uit deze oriëntatie volgt de sterkte τ = ( ccos φ + σ'sin φ) cos y / (1 - sin φsin y) en de plastische vervormingen d γsp = d λ en dεnp = d λtan y (Davis, 1968). Voor een associatief materiaal resulteert dit voor de sterkte op het glijvlak in τ = c + σ'tan φ en voor de plastische vervormingen d γsp = d λ en d εnp = d λtan φ (zie “van continuüm naar glijvlak” voor notatie). Als men grond met een associatief Mohr-Cou - lomb model gaat beschrijven dan zal dat aan - geven dat grond sterk gaat dilateren bij be - zwijken. Dit is niet conform experimenten en waarnemingen. In proeven op de meeste typen klei en veen wordt geen dilatantie gezien en voor zand is de dilatantie afhankelijk van de relatieve dichtheid. In werkelijkheid is de dilatantiehoek dus kleiner dan de wrijvingshoek en vaak is de dilatantiehoek gelijk aan nul. Dit betekent dat het niet-associatieve model beter bij de metin - gen past. Daarom wordt in eindige elementen toepassingen meestal met een niet-associatief model gerekend. Soms worden de sterktepara - meters voor het Mohr-Coulomb model ook wel gebaseerd op de critical state parameters. In dat geval is de dilatantiehoek nul. In Figuur 2 is de schuifspanningsratio weer - gegeven voor materiaal met φ = 30 o en y = 0 o voor verschillende mogelijke oriëntaties van het glijvlak. De maximale schuifspanningsratio volgt voor βσ = 45 o + φ / 2 en voor alle andere oriëntaties wordt een lagere waarde gevonden. Als geldt dat y < φ volgt direct dat de sterkte op het glijvlak kleiner is dan τ = c + σ'tan φ. Nu is het echter goed mogelijk om te stellen dat voor deze sterkte geldt τ = c* + σ'tan φ* alleen zijn deze co - hesie en wrijvingshoek op het glijvlak anders dan in het onderliggende continuüm, dit betreft aangepaste sterkte parameters. Van belang is dat plasticiteit en elasticiteit beide in de beschrijving van het mechanische gedrag worden meegenomen. Tijdens het belasten zal de respons van grond gaan van meer elastisch naar meer plastisch, waarbij het optreden van een doorgaand bezwijkmechanisme de al - lerlaatste fase is. Dit betekent dat de grond eerst de pieksterkte bereikt en afhankelijk van de belasting daarna de residuele sterkte. De pieksterkte wordt gekarakteriseerd door τ = c + σ'tan φ en de residuele sterkte door τ = ( ccos φ + σ'sin φ) cos y / (1 - sin φsin y). Het is van belang dat bij de overgang van elasticiteit naar plasticiteit voor niet-associatieve Mohr- Coulomb model gekenmerkt wordt door insta - biliteit. Er kunnen voor dit model schuifvlakken ontstaan tussen richtingen βε = 45 o + y / 2 en βσ = 45 o + φ / 2 ten opzichte van de kleinste hoofd - Figuur 2 - Schuifspanningsratio voor een niet dilaterend materiaal met φ = 30 o voor verschillende oriëntaties van het vlak ten opzichte van de hoofdspanningen geotechniek _Juli_2016_v1.indd 10 02/06/16 16:20 11 GEOTECHNIEK - Juli 2016 spanning (Teunissen, 2008). Voor een associatief model is er wel een geleidelijke overgang naar bezwijken. Dit maakt eindige elementen simula - ties met niet-associatieve modellen complexer. De elasticiteit in het systeem maakt het moge - lijk om de overgang te kunnen beschrijven van de pieksterkte naar doorgaande plastische ver - vorming. Dit kan alleen in een eindige elemen - ten omgeving. Rekenmethoden voor een glijvlak In de plasticiteitstheorie zijn er basisstellingen die gebruikt kunnen worden om de bovengrens of ondergrens van de bezwijkbelasting te kun - nen bepalen (Verruijt, 2010). Het ondergrenstheorema wordt gebruikt voor een evenwichtssysteem dat voldoet aan de randvoorwaarden voor de spanningen en waar - bij nergens de vloeigrens wordt overschreden. Het bovengrenstheorema gaat uit van een kine - matisch toelaatbaar verplaatsingsveld dat vol - doet aan de randvoorwaarden voor de verplaat - singen en waar de spanningen voldoen aan de vloeivoorwaarde. Rekenmodellen gebaseerd op deze theorema’s zijn echter alleen toepasbaar voor materialen waarvoor geldt φ = y, voor associatieve model - len dus. Voor alle andere gevallen is niet duide - lijk of een ondergrens of bovengrens wordt be - schreven of iets daartussen. De glijcirkel analyse is een ‘limit equilibrium me - thod’ en geen ‘limit analysis’ en is dus in formele zin geen bovengrens methode, echter deze me - thode is zoals bovengrensmethodes gebaseerd op het optreden van een doorgaand plastisch deformatiemechanisme. Dit bepaalt dan ook de sterkte op het glijvlakken. Als de sterkte op het glijvlak wordt bepaald op basis van τ = c + σ'tan φ overschat dit de mogelijke schuifsterkte op het glijvlak. Een betere benadering wordt verkregen door de sterkte op het glijvlak te beschrijven door τ = ( ccos φ + σ'sin φ) cos y / (1 - sin φsin y). Het onderscheid in beide uitdrukkingen voor de sterkte is vooral bij hogere wrijvingshoeken van belang (zie Figuur 3). Als de glijcirkel methode gebruikt wordt om het werkelijk bezwijken van een dijk na te rekenen of om een eindige ele - menten simulatie te toetsen is het zaak om van dit laatste type sterktemodel uit te gaan. Rekenmethoden voor een continuüm De gangbare eindige elementen methode is gebaseerd op de verplaatsingsmethode. Daar - bij wordt elastisch en plastisch gedrag van de grond meegenomen. De grond wordt als een continuüm gemodelleerd. Deze techniek is spe - ciﬁek gemaakt voor het beschrijven van vervor - mingen. Het bezwijken van materialen beschrij - ven is lastiger door instabiel gedrag en door het mogelijke ontstaan van glijvlakken tijdens de si - mulatie. De glijvlakdikte zal bij voorkeur naar de kleinste lengteschaal in het model gaan en dat is de grootte van één enkel element (Teunissen, 2008). Dit maakt dat de oplossing afhangt van de gebruikte mesh. Het numerieke rekenproces en de discretisatie zijn bepalend voor het gedrag. Het accuraat beschrijven van dit instabiele ma - teriaalgedrag leidt tot kleine rekenstappen en veel rekentijd. Dit wordt niet altijd in simulaties gezien door de toegepaste tolerantie en reken - schema, waardoor de sterkte mogelijk wordt overschat. Eindige elementen methoden voor als continuüm gemodelleerde grond zijn com - plex en dat geldt vooral voor de niet associatieve modellen. De complexiteit van niet-associatieve modellen die genoemd is bij de sectie over het Mohr Cou - lomb model kan worden gedemonstreerd aan de hand van een biaxiaalproef. Dit is een proef onder vlakke vervormingscondities waar het monster onder een steundruk wordt gebracht en verticaal wordt belast door een stempel. In Figuur 4 en 5 zijn de resultaten weergegeven van een homogeen gewichtloos monster dat eerst op een isotrope spanning wordt gebracht en daarna verticaal op compressie of op extensie wordt be - last. In beide gevallen ontstaan schuifvlakken en daardoor wordt de sterkte van het monster anders dan de maximale sterkte. De oriënta - tie van het schuifvlak is noch βε = 45 o + y / 2 noch βσ = 45 o + φ / 2 maar ligt er tussenin. In het schuifvlak zelf zijn de spanningen geroteerd en is de oriëntatie lokaal bepaald door βε = 45 o + y / 2 ten opzichte deze spanningen. Het ontstaan van een schuifvlak in de simulatie is niet één op één terug te leiden naar hoe het constitutief model is geformuleerd. Dit is een direct gevolg van het gegeven dat het model niet-associatief is. De vlakken waarin de maximale schuifspanningsra - tio en de maximale plastische rek optreden zijn verschillend. Dit leidt ertoe dat de oriëntatie van het schuifvlak ergens tussen beide richtingen in ligt. Maar als er een doorgaand bezwijkvlak optreedt, dan wordt de sterkte daarop bepaald door τ = ( ccos φ + σ'sin φ) cos y / (1 - sin φsin y) zoals hierboven voor een glijvlakberekening is gesteld. Voor de precieze oriëntatie van het schuifvlak ten opzichte van de hoofdspanningen bestaat geen uitdrukking, omdat deze namelijk ook afhankelijk is van het rekenproces. Dit bete - kent dat zelfs als men de materiaalparameters kent er onzekerheid bestaat over de sterkte. De schuifvlakken in de simulaties zijn ondermeer afhankelijk van de gebruikte elementen, ele - mentenmesh, grootte van elementen, orientatie WRIJVING IN STERKTEBEREKENINGEN Figuur 3 - Bovengrens en ondergrens van de schuifspanningsratio van een niet dilaterend materiaal voor verschillende wrijvingshoeken. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 11 02/06/16 16:20 12 GEOTECHNIEK - Juli 2016 van elementen en rekenproces. De plaats van het schuifvlak is bepaald door toeval. Parameterbepaling In de behandeling van de theorie hierboven is uitgegaan van één wrijvingshoek φ. Meer pre - cies is dit de wrijvingshoek φps voor ‘plane strain’ condities. Deze wrijvingshoek verschilt van de wrijvingshoek voor triaxiale compres - sie condities. De wrijvingshoek voor triaxiale compressie is gekoppeld aan de ‘plane strain’ wrijvingshoek en wel volgens Wroth(1984) als 8 φps ≈ 9φtc. Dit volgt uit het gegeven dat het Mohr-Coulomb model voor andere dan triaxiale compressie en triaxiale extensie de sterkte in het deviatorvlak onderschat. De vorm van het vloeioppervlak in het deviator - vlak wijkt voor grond in experimenten af van het Mohr-Coulomb model. Dit betekent dat de wrijvingshoek voor vlakke vervorming gro - ter is dan voor triaxiale compressie. Hier ligt mogelijk de verklaring waarom berekeningen met glijcirkelmethodes toch een voldoende beschrijving van het optreden van bezwijken kunnen geven. De overschatting van het sterk - tecriterium in ‘plane strain’ wordt teniet ge - daan door sterkteparameters te gebruiken die zijn gebaseerd op triaxiale compressie. Dit is geïllustreerd in Figuur 6 waar de schuifspan - ningsratio’s van een laag sterktecriterium en een hoge wrijvingshoek worden vergeleken met die van een hoog sterktecriterium en een lage wrijvingshoek. Voor wrijvingshoeken bo - ven de 30 o treden er verschillen op. Voor een beter begrip en de consistentie van de onder - liggende theorie en methodes is het van be - lang om een correcte afhandeling van zowel sterktecriteria als sterkteparameters te heb - ben. Dit is van belang om helder te krijgen wat de grondmechanische toestand is en om glij - vlakberekeningen te kunnen vergelijken met bijvoorbeeld eindige elementen simulaties. Conclusies Voor grond wijkt de wrijvingshoek af van de dilatantiehoek bij bezwijken. Als de wrijvings - hoek van de dilatantiehoek afwijkt, is het mo - del niet-associatief. De methoden ontwikkeld in de traditionele plasticiteitstheorie zijn dan niet meer van toepassing. Om te begrijpen hoe grondmaterialen zich gedragen, is daarom een mechanische bena - dering nodig waarin vanuit een continuüm be - schouwing naar een glijvlak beschrijving kan worden gegaan met in achtneming van elasti - citeit en plasticiteit. Figuur 4 - Belastingkromme voor biaxiale compressie en extensie, waarbij het monster belasten (elastisch K = 11 MN/m 2 en G = 12 MN/m 2; plastisch φ = 30 o ,y = 0 o en c =0 kN/m 2) eerst isotroop wordt belast. In a) algemeen beeld, b) detail extensie and c) detail compressie. a) b) c) geotechniek _Juli_2016_v1.indd 12 02/06/16 16:20 13 GEOTECHNIEK - Juli 2016 De sterkte op een glijvlak wordt bepaald door τ = ( ccos φ + σ'sin φ) cos y / (1 - sin φsin y). De sterkteparameters worden bepaald door sterk - teparameters voor vlakke vervormingstoestan - den. De oriëntatie van het glijvlak ligt tussen richtingen βε = 45 o + y / 2 en βσ = 45 o + φ / 2 ten opzichte van de kleinste hoofdspanning. De sterkteparameter voor vlakke vervorming, φps, is ongeveer 11 % hoger dan die voor triaxiale compressie, φtc , en wel: 8 φps ≈ 9φtc . Eindige elementen berekeningen voor vlakke vervormingstoestanden moeten ook gebaseerd zijn op sterkteparameters voor vlakke vervor - mingstoestanden. In eindige elementen berekeningen leidt het be - schrijven van bezwijken met niet-associatieve modellen vaak tot instabiele berekeningen en tot mesh afhankelijke resultaten. De afwijkingen en complicaties van niet-associ - atief gedrag spelen een rol bij materialen met een wrijvingshoek voor triaxiale compressie van 20o of meer. Hoe hoger de wrijvingshoek is des te groter is de afwijking. Referenties - Davis, E.H. (1968). Theory of plasticity and the failure of soil masses. In Soil Mechanics Se - lected Topics, Lee I.K. (ed.). Butterworth & Co.: London, 1968; pp. 341–380. - Teunissen, J.A.M. (2007). On double shearing in frictional materials. Int. J. Numer. Anal. Meth. Geomech., Vol 31: pp 23–51. - Teunissen, J.A.M. (2008). Shear Band Analy - sis in the Biaxial Test. International Journal of Geomechanics, Vol. 8, pp 311-321. - Verruijt, A. (2010). Grondmechanica. Beschik - baar via <http://geo.verruijt.net>. - Wroth, C.P. (1984). The interpretation of in situ soil tests. Géotechnique, Vol 34, pp. 449-489. WRIJVING IN STERKTEBEREKENINGEN Figuur 5 - Monsters na biaxiale compressie en extensie belasten (elastisch K = 11 MN/m 2 en G = 12 MN/m 2; plastisch φ = 30 o ,y = 0 o en c =0 kN/m 2). Biaxial experimentb=0.25m; h=1.0m DEFORMED MESH STEP 5002 node 10201 max 0.306E-03 Scale 1:5 1 Biaxial experimentb=0.25m; h=1.0m DEFORMED MESH STEP 5002 node 10201 max 0.799E-03 Scale 1:5 1 Extensie Compressie Figuur 6 - De schuifspanningsratio van een niet dilaterend materiaal op basis van het sterktecri - terium op het glijvlak en de wrijvingshoek voor vlakke vervormingen vergeleken met traditionele sterktecriterium en de wrijvingshoek voor triaxiale compressie. geotechniek _Juli_2016_v1.indd 13 02/06/16 16:20

Jaargang 20, 2016 - nummer 2

GEOKUNST - April 2016 58 Inleiding In Nederland zijn er veel oude woningen nabij dijken aanwezig welke als gevolg van de aanpas - singen in de loop van de jaren problemen krijgen. Deze oude dijkwoningen zijn vaak op staal ge - fundeerd en ingebouwd in een oud dijklichaam. De veranderingen die tot problemen leiden zijn vooral de uitgevoerde dijkverzwaringen en –ver - bredingen, en de hogere verkeersbelastingen. Een locatie van een dergelijke situatie is Maas - dijk 22 te Aalst. Direct achter de dijk is een wo - ning gelegen. De helling van het binnentalud was circa 40 graden (talud 1 op 1,2). In 2013 is ter plaatse al een afschuiving opgetreden welke de gevel van het huis vors beschadigd heeft (zie ﬁguur 1). In het najaar 2015 is ter plaatse weder - om een geringe afschuiving opgetreden, zodat per direct stabiliserende maatregelen moesten worden getroffen. Figuur 2 geeft de locatie van de dijkwoning weer; ﬁguur 3 de situatie nadat de calamiteit 2015 is opgetreden en de eerste noodmaatregel is getroffen. Het Waterschap Rivierenland heeft aannemers - bedrijf Gebroeders Verhoeven opdracht gegeven voor het uitvoeren van herstelwerkzaamheden aan de Maasdijk 22 te Aalst. In een samenwerking tussen Gebroeders Ver - hoeven, Voets Gewapende Grond, Waterschap Rivierenland, Gemeente Aalst, Huesker B.V. en GeoTec Solutions is in diverse overleggen een oplossing uitgewerkt om de stabiliteit van het binnentalud sterk te verhogen. Randvoorwaarden Zoals op ﬁguur 2 te zien is, is aan de andere zijde van de dijk een bedrijventerrein. De weg op de dijk is de ontsluitingsroute van dit terrein. Dat betekend dat de oplossing niet mag leiden dat gedurende de uitvoering de dijk langdurig wordt afgesloten. Verkeer moet altijd doorgang kun - nen vinden. De oude gerestaureerde woning is op staal ge - fundeerd. De oplossing mag geen hinder of schade opleveren aan de bestaande woning. Extra complicatie tijdens de uitvoering is de be - perkte beschikbare ruimte tussen de woning en de dijk. Het instaleren van b.v. nagels vanaf de binnenzijde moet over de kop vanaf de dijk gebeuren, waarbij de ankerstang in segmenten moet worden ingebracht. Gezien de instabiliteit in een natte periode gaat de voorkeur uit naar het uitvoeren van de op - lossing gedurende een droge periode. Echter, gezien de uitvoeringsduur van alle werkzaam - heden heeft de uitvoering moeten plaatsvinden in een natte periode, namelijk december 2015. Grondonderzoek Door Waterschap Rivierenland is het bodemon - derzoek, de database met grondparameters en door het waterschap in het verleden uitgevoerde analyses, beschikbaar gesteld. Al snel was dui - delijk dat lokaal weinig bekend was van de bo - demopbouw en zijn er ter plaatse 4 sonderingen met kleef en waterspanning uitgevoerd. De dijk is een kleidijk, opgebouwd uit zandige klei. Vanaf de teen van de dijk worden relatief slappe kleilagen met een totale dikte van 6 m aangetroffen. De berekende stabiliteit van het binnentalud was rekenkundig precies in evenwicht. Bij een Unieke toepassing dijkstabilisatie met ankers en geotextielen ing. P. van Duijnen GeoTec Solutions ing. C. Brok Huesker B.V. Figuur 1 geotechniek _April_2016_v1.indd 58 09/03/16 19:11 Samenvatting 59 GEOKUNST - April 2016 kleine verandering van bijvoorbeeld de verzadi - gingsgraad van de grond is er een reële kans op afschuiving. Brainsstormsessies Tijdens twee brainsstormsessies is gezocht naar een efﬁciënte oplossing. In de eerste ses - sie is gezocht naar de meest geëigende oplos - sing. Gezien de randvoorwaarden (beschikbaar - heid) was het afgraven van de dijk geen reële optie. Gezocht moest worden naar oplossingen die stabiliteit aan de dijk toevoegen, met een minimaal grondverzet. Oplossingen als injecte - ren zijn overwogen maar snel verworpen. Met injecteren van klei was binnen het team geen ervaring en er werd zeer getwijfeld of dit tot een oplossing zou leiden. Al snel werd in de richting van vernageling ge - dacht. Ook bij een vernagelingsoplossing moe - ten diverse hobbels worden overwonnen, welke hierna aan de orde komen. Installatie nagels Resteert de vraag, hoe breng je nagels aan in het binnentalud binnen de beperkte ruimte zon - der de woning te beschadigen? Het antwoord op deze vraag was al even eenvoudig als innovatief: boor tegengesteld, dus vanaf het ankerlichaam naar de ankerkop toe. Aan de buitenzijde van de dijk was voldoende ruimte beschikbaar voor het opstellen van een boorstelling. Voor de uitvoering is dit natuurlijk een bijzonder gewenste oplossing, maar geeft het ook de ge - wenste stabiliteitsverhoging. Voor de installatie van de trekstangen kan ge - kozen worden tussen diverse inbrengsystemen. Uiteindelijk is gekozen voor een horizontaal ge - stuurde boring. De keuze is hierop gevallen van - wege de kosten, de beschikbaarheid van de stel - ling en de hoge nauwkeurigheid van het uittrede punt, de ankerkop. Vastleggen talud De volgende uitdaging is hoe de kracht van het afschuivende talud over te brengen naar de an - kerstang. Gekozen is voor ankerschotten be - staande uit gordingen (2 x HE 140 A). Gekozen is voor deze oplossingen omdat er dan een gording ontstaat met een hoogte van 2 x 140 + 40 = 320 mm. Om de grond tussen de ankerschotten op te In Nederland zijn er veel dijkwoningen waar rondom veel stabiliteitspro - blemen zijn met de belendende dijken. Dergelijke situaties zijn vaak com - plex waardoor direct gerichte oplossingen vaak niet worden uitgevoerd en meer aan symptoom bestrijding wordt gedaan. Er ontstaat steeds een repeterend probleem dat zich langzaam voortsleept in de tijd. Bij het dijk - huisje aan Maasdijk 22 te Aalst is het uitgangspunt geweest om nu voor eens en voor altijd het probleem op te lossen. In deze oplossing is het gebruik van geotextielen verwerkt. Figuur 2 Figuur 3 geotechniek _April_2016_v1.indd 59 09/03/16 19:11 GEOKUNST - April 2016 60 vangen is er een geogrid toegevoegd. Deze sluit het talud op en hiermee is de globale macrosta - biliteit verzekerd. Het geogrid heeft echter ook een nadeel, bij onjuiste installatie ontstaat er een verticale component op de ankerstangen wat buiging en dwarskracht tot gevolg heeft. Microstabilteit Voorgaande maatregelen zijn bedoeld om de macrostabiliteit van de dijk te verzekeren. Het geogrid en de ankerschotten worden echter af - gedekt met een laag klei. De laatste uitdaging waar het team voor stond is hoe afschuiving van deze afdek laag te voorkomen. Gekozen is voor het zoveel mogelijk verﬂauwen van het talud. Vervolgens wordt op de aangebrachte klei een 3D geogrid gespannen welke aan de onder- en bovenzijde van de dijk met een kielspit is inge - graven. Dit 3D geogrid is vervolgens met harin - gen verder verankerd. Risico’s Bouwen in november en december brengt be - hoorlijke risico´s met zich mee qua weers - omstandigheden. Het grootste risico was de weersgesteldheid tijdens de uitvoering. Het aanbermen van een kleidijk met klei tijdens de uitvoering is een grote uitdaging. Mitigerende maatregelen zijn er niet genomen, hooguit dat de kleidijk afgedekt kon worden met een folie, om verweking van de toplaag te voorkomen. Het tweede grote risico is beheersing van de microstabiliteit. Het 3D geogrid stabiliseert de deklaag. Het 3D geogrid is echter waterdoorla - tend en sluit verweking direct onder het geogrid niet uit. Pas als het talud met gras begroeid is, is de microstabiliteit gewaarborgd. Dit betekend dat in de eerste maanden na oplevering er een verhoogd risico is op uitspoeling. Het afdek - ken van het talud met een waterdichtfolie sluit gelijktijdig het groeien van gras uit. Gezien de zachte nazomer is gekozen om dit risico te ac - cepteren en het gras zo snel mogelijk te laten groeien. Het derde risico is de nauwkeurigheid van de boringen. Tussen iedere twee ankers wordt een ankerschot aangebracht. Als de afstand tussen de twee ankerstangen veel afwijkt, past het an - kerschot niet meer. Als mitigerende maatregel is gekozen om de ankers in te boren, de afstand tussen de ankerstangen in te meten en vervol - gens voor ieder paar ankerstangen een anker - schot te realiseren. Uitvoering De uitvoering is verzorgd door Gebroeders Ver - hoeven en Voets Gewapende Grond, waarbij veel stappen zijn doorlopen. Figuur 4 geeft de diverse bouwfaseringsstappen weer welke hieronder stap voor stap worden beschreven. Stap 1: Gestart is met het maken van proefsleuven om de aanwezige kabels en leidingen vast te leg - gen. Buitendijks, in de zuidoost hoek, is een laagspanningskabel aanwezig loodrecht op het talud van de dijk, van de teen naar de kruin. Deze kabel ligt veel ondieper dan verwacht, waardoor een aanpassing van het ankerschot noodzakelijk was. In de kruin van de dijk is een ruim 1 m dikke laag asfalt aanwezig. Deze is in blokken gezaagd en afgevoerd. Figuur 4 Figuur 5 Figuur 6 geotechniek _April_2016_v1.indd 60 09/03/16 19:11 61 GEOKUNST - April 2016 UNIEKE TOEPASSING DIJKSTABILISATIE MET ANKERS EN GEOTEXTIELEN Stap 2: Buitendijks is een werkplateau van gebroken puin tegen de dijk aangebracht. Vanaf dit pla - teau zijn 6 horizontaal geschuurde boringen uitgevoerd. Door de boorbuis is een stalen GEWI staaf rond 25 mm ingebracht. Het boorgat is af - gegrout. Het werkplateau is ontgraven en is zijn de onderste 6 trekstangen ingeboord en afge - grout. Figuur 5 geeft de installatie van de trek - stangen weer. Stap 3: Ter hoogte van de ankerstangen is de dijk inge - kast (trap treden). Vervolgens wordt op het talud en de traptreden een hoge sterkte geogrid uit - gerold en dubbel geslagen om 2 wapeningssta - ven rond 16 mm. De ankerschotten worden over de ankerstangen geplaatst. Als laatste worden de trekstangen voorgespannen, om nazakking van het talud te voorkomen. Figuur 6 geeft het plaatsen van de ankerschotten weer. Stap 4: De traptreden zijn vervolgens goed aangevuld en onder een helling afgewerkt. Aan de boven- en onderzijde is een kielspit gemaakt. Het 3D geo - grid is vervolgens op het talud gelegd en veran - kerd met nagels. Figuur 7 geeft de situatie weer direct na het aanbrengen van het 3D geogrid. En wat hebben we geleerd? In het najaar regent het veel, dus natuurlijk ook tijdens de uitvoering van de dijkstabilisatie. Tussen de buien door is het talud ontgraven en regelmatig afgedekt. Als het ontgravingsvlak in contact komt met regenwater ontstaat al snel verweking en oppervlakkige glijvlakken. Dit maakt het aanhelen van het talud tot een uit - daging voor het grondverzet. Uitvoering in de zomer met droge omstandigheden is zeer wen - selijk voor de gekozen uitvoeringswijze. In ﬁguur 8 is waarneembaar wat regen doet met de op - pervlakkige stabiliteit van het talud. I n het laatste weekeinde van januari 2016 is in een korte periode 20 mm neerslag gevallen in de regio Aalst. Het net wortellende gras is weggespoeld en er zijn oppervlakkige uitspoe - lingen opgetreden (zie ﬁguur 9). Direct zijn er maatregelen genomen tot het vergroten van de microstabiliteit door het aanbrengen van extra nagels. Een ontwerptechnische les is de bevestiging tussen het geogrid en de ankerschotten. Geko - zen was voor een omslag om een wapeningstaaf welke door wrijving op zijn plek wordt gehou - den. Hierbij is geen rekening gehouden met het moment van aanspannen, waarbij tijdens het aanspannen van de ankerstangen er nog onvol - doende normaalspanning wordt uitgeoefend op het geogrid. Gevolg was dat het strak opspan - nen van het geogrid groter vakmanschap vereis - te. Een volgende keer wordt op het ankerschot een voorziening getroffen om het geogrid vast te maken aan het ankerschot. Bij dit soort projecten is het erg handig om ge - bruik te maken van elkaars expertises. Het uitvoeren van dijkstabilisatie voor kleidijken is compleet anders dan het maken van een ver - ticale wand van geogrids. Het succes van een dergelijk project is geheel afhankelijk van de betrokken vakmensen, van ontwerp tot opleve - ring. En, misschien nog wel belangrijker is het onderlinge noodzakelijke vertrouwen tussen de opdrachtgever, de ontwerpers en de uitvoering. Figuur8 Figuur 7 Figuur 9 geotechniek _April_2016_v1.indd 61 09/03/16 19:11 42 GEOTECHNIEK - April 2016 Inleiding De A15 door het Rotterdamse haven- en indus - triegebied is de afgelopen jaren ingrijpend aan - gepast. Om de doorstroming te verbeteren en de ﬁles terug te dringen werkt het consortium A-Lanes A15 in opdracht van Rijkswaterstaat aan de verbreding van de A15 en de bouw van de nieuwe Botlekbrug. Het consortium bestaat uit Ballast Nedam, Strukton, Strabag en John Laing. De verbreding van de A15 is een DBFM contract waarbij A-Lanes A15 naast het ontwerp, de bouw en ﬁnanciering ook het onderhoud voor 25 jaar uitvoert. Op het traject tussen de Maas - vlakte en het Vaanplein is de A15 verbreed van 2x3 naar 2x5 rijstroken. Om dit te kunnen reali - seren moesten zowel de bestaande aardebanen en kunstwerken verbreed worden alsook nieuwe aardebanen en kunstwerken worden aangelegd. Door de complexe fasering bij een aantal knoop - punten vormden tijd en ruimte vaak een uitda - ging. Bij de knooppunten Vaanplein (ref. [3]) en Benelux vormden paalmatrassystemen een goede oplossing om gebrek aan tijd en ruimte het hoofd te kunnen bieden. In dit artikel worden ontwerp en uitvoering van het paalmatrassys - teem ‘Benelux’ besproken, waarbij voor het ont - werp een vergelijking wordt gemaakt tussen de oude CUR 226:2010 en de nieuwe CUR 226:2016. Situatie Het knooppunt Beneluxplein verbindt de A15 met de A4. Eén van de nieuw te realiseren kunstwerken in dit knooppunt betreft een per - gola constructie om de kruising van de afrit A15 naar de A4 met de nieuwe noordelijke parallel - rijbaan van de A15 te verwezenlijken. De bere - kende eindzettingen voor de toeritten naar het te realiseren kunstwerk bedroegen circa 3 me - ter. Aangezien de locaties voor deze toeritten bij start van de aanleg ingeklemd lagen tussen een grote waterpartij en de huidige afrit A15-A4 die open diende te blijven, was er te weinig ruimte voor een oplossing met een traditionele voor - belasting. Om de toeritten binnen de beperkte ruimte te kunnen realiseren zijn zowel aan de oost- als aan de westzijde van de Pergola con - structie paalmatrassystemen toegepast (zie Figuur U1). Ontwerp van het paalmatrassysteem Geometrie paalmatrassysteem en landhoofden Pergola De paalmatrassytemen sluiten aan op de laag - gelegen landhoofden van de Pergola. In ﬁguur O1 is de aansluiting van het paalmatrassys - teem op het oostelijk gelegen landhoofd van de Pergola weergegeven. Bij de aansluitingen op de landhoofden heeft de ophoging op het paalmatrassysteem een hoogte van ongeveer 6 à 7 meter (respectievelijk bij het oostelijk- en westelijk landhoofd). Bij de aansluitingen op de aardebanen is deze afgenomen tot 2,5 meter. Bij het afstemmen van de ontwerpen van land - hoofden en paalmatrassystemen is rekening gehouden met de schoorstanden van de palen onder de landhoofden, zodat hier geen conﬂic - ten zouden ontstaan (achterste rij palen van het landhoofd zijn te lood geplaatst). Daarnaast is overwogen de landhoofden te ontlasten door de ophoging van de terpen achter de landhoofden in gewapende grond uit te voeren. Het bleek echter logistiek en kostentechnisch efﬁciënter om de horizontale gronddruk uit de ophoging door de betonconstructie van de landhoofden Tabel 1 Geometrie Paalmatrassystemen Paalmatras oostzijde Paalmatras westzijde Oppervlakte 2764 m 2 4489 m 2 Aantal palen 538 864 Hoogte 2,5 oplopend naar 6,1 m 2,5 oplopend naar 6,8 m Paalstramien 2,25 x 2,25 m 2,25 x 2,25 m Paaldoorsnede 0,29 x 0,29 m 0,29 x 0,29 m Afmeting paaldeksel 0,75 x 0,75 m 0,75 x 0,75 m Paalmatras A15 Benelux, Van Ontwerp naar Uitvoering ir. M.H.A. Brugman Arthe civil & structure b.v. ir. M.J.W. ter Linde Strukton Civiel Projecten Figuur O1 - Aansluiting Paalmatrassysteem en Landhoofd geotechniek _April_2016_v1.indd 42 09/03/16 19:10 43 GEOTECHNIEK - April 2016 op te laten nemen. In tabel 1 is een samenvat - ting gegeven van de geometrie van de paalma - trassystemen. Ontwerp van de palen De draagkrachtige pleistocene zandlaag waarop de paalmatras is gefundeerd is op de projectlo - catie op 15 m onder maaiveld gelegen. Voor de fundering is gekozen voor geprefabriceerde be - tonpalen met een afmeting van 290 x 290 mm. Aangezien het projectgebied aan een autonome bodemdaling van enkele cm per jaar onderhevig is, is in het ontwerp van de palen een volledige negatieve kleefbelasting meegenomen. Conform de CUR 226:2010 (ref. [1]) dient voor de draag - krachtberekening van de palen de matras als een niet-stijf bouwwerk te worden beschouwd. Conform NEN 9997-1 dient dus gerekend te wor - den met de bijbehorende correlatiefactoren voor ξ. In de herziene richtlijn CUR 226:2016, mag bij dikkere matrassen, waar bij paaluitval nog een volledige boog gevormd kan worden (zie ook ﬁ - guur O2), de matras als stijf bouwwerk worden beschouwd. Voldaan moet worden aan de ver - houding: H ≥0,66*2·sd!deq waarin H de hoogte van de ophoging is, s d de diagonale hart-op-hart afstand van de palen en d eq de equivalente dia - meter van de paaldeksel. Voor de paalmatras - sen Benelux zou dit er op neer zijn gekomen dat ongeveer 40% van het oostelijk gelegen matras en het gehele westelijk gelegen matras als stijf bouwwerk beschouwd hadden mogen worden. In tabel 2 is een samenvatting gegeven van het paalontwerp zoals toegepast conform de CUR226:2010. Ter vergelijking is het paalont - werp zoals dat conform de CUR226:2016 zou zijn ook weergegeven. Te zien is dat conform de herziene richtlijn een optimalisatie in paallengte van gemiddeld onge - veer 0,50 m mogelijk is door de matras als stijf bouwwerk te beschouwen. Ontwerp van het matras De matras is ontworpen conform de CUR 226:2010 (ref. [1]). Het hierin gehanteerde mo - del voor boogwerking is het schalenmodel van Zaeske (ref. [6]). In de herziene richtlijn CUR 226:2016 is overgegaan op het zogenaamde Concentric Arches model zoals ontwikkeld door Van Eekelen (ref. [7]). Hierbij zijn voor de ontwer - prichtlijn door middel van uitgebreide statisti - sche analyses een bijbehorende modelfactor en partiële factoren vastgesteld (van Duijnen et al., ref. [8]). Daarnaast zijn in de CUR226:2016 de aan te houden verkeersbelastingen in overeenstem - ming gebracht met de Eurocode en daarmee iets groter geworden. In tabel 3 is een samenvatting gegeven van het ontwerp van de geokunststof - wapening zoals dat conform de CUR226:2010 is uitgevoerd voor het laagst en hoogstgelegen deel van de paalmatras. Daarnaast is ook het ontwerp van de geokunststofwapening conform de her - ziene richtlijn weergegeven. Te z i e n i s d a t d e b e re k e n d e t re k k r a c h t e n c o n - form de herziene richtlijn iets kleiner zijn dan conform de oorspronkelijke richtlijn uit 2010. Het verschil is echter dermate klein dat dit geen signiﬁcante reductie in sterkte van de toegepaste geokunststofwapening oplevert. Van ontwerp naar uitvoering Het oorspronkelijke ontwerp van de paalmatras - systemen is conform de CUR 226:2010 gemaakt en zo veel mogelijk afgestemd op alle moge - lijke belastingcombinaties en de aan te houden faseringen. Voor het oostelijk gelegen matras was voldoende ruimte om het palenveld aan te kunnen brengen (zie ﬁguur U1) en de matras - Voor de verbreding van de A15 tussen de Maasvlakte en het Vaanplein is bij knooppunt Benelux gekozen voor de aanleg van een paalmatras - systeem. Het ontwerp is gemaakt conform CUR 226:2010, waarmee een gedegen ontwerp wordt gemaakt. Vergelijking van dit ontwerp met de herziene CUR 226:2016 geeft aan dat dit een mogelijke optimalisatie met kortere paallengtes geeft, maar dat er geen signiﬁcante verschillen optreden voor de toegepaste geokunststofwapening. Bij de uitvoering van het paalmatrassysteem bleek echter dat een gedegen ontwerp nog geen onvoorwaardelijke garantie is voor een pro - bleemvrije uitvoering. Ten gevolge van een aantal onvoorziene uitdagin - gen was het daarom noodzakelijk om het oorspronkelijke ontwerp aan te passen met behulp van een aantal inventieve aanvullende constructie elementen. Samenvatting Tabel 2 Geometrie Paalmatrassystemen Paalmatras Metrering as MLVM Aantal palen Funderingsniveauniet-stijf matras (CUR226:2010) Funderingsniveau stijf matras(CUR226:2016) Reductie paal - lengte Oost 0150 – 0235 195 NAP -19,5 m (niet stijf) - 0235 – 0270 343 NAP -23,75 m NAP -23,25 m 0,50 m West 0410 – 0445 126 NAP -21,50 m NAP -21,50 m 0,75 m 0445 – 0465 161 NAP -22,75 m NAP -22,00 m 0,75 m 0465 – 0495 153 NAP -21,75 m NAP -21,25 m 0,50 m 0495 – 0555 294 NAP -21,25 m NAP -21,00 m 0,25 m 0560 – 0580 130 NAP -19,75 m NAP -19,75 m 0,00 m Figuur O2 - Drukboog bij paaluitval Paalmatras geotechniek _April_2016_v1.indd 43 09/03/16 19:10 44 GEOTECHNIEK - April 2016 constructie op te bouwen. Tijdens de voorberei - ding van de uitvoering van de paalmatras aan de westzijde werd echter op een aantal onvoorziene uitdagingen gestuit, waardoor het oorspronke - lijke ontwerp niet zondermeer kon worden uit - gevoerd. Uitvoering Uitdagingen De paalmatras is gelegen in een gebied met mogelijk Niet Gesprongen Explosieven (NGE). Voordat de palen geheid kunnen worden was het daarom noodzakelijk om het gebied mid - dels een dicht stramien nader te onderzoeken. Ten gevolge van een, aan de noordzijde van de paalmatras gelegen, faseringsrijbaan bleek het niet mogelijk het complete NGE onderzoek uit te voeren. Hierdoor konden een aantal palen aan de noordzijde van het westelijk gelegen paalmatras niet geheid worden zonder aanvullende maatre - gelen (zie ﬁguur U2). Door het vervallen van deze palen dreigde een deel van de asfaltconstructie onvoldoende ondersteund te worden met mo - gelijk langsscheuren in het asfalt als gevolg, zie ﬁguur U3. Daarnaast diende op circa 10 meter afstand van de paalmatras een nieuwe duiker te worden aan - gebracht, waardoor de geplande voorbelasting waarop de paalmatras aan de westzijde aansloot niet kon worden aangebracht (zie ﬁguur U4). Ge - zien de geringe afstand tussen de paalmatras en de duiker, en de hiermee gepaard gaande raak - vlakken, moesten deze gezamenlijk worden be - schouwd en is hiervoor een geïntegreerd nieuw ontwerp gemaakt. Mogelijke oplossingen Om de uitdagingen op te lossen zijn meerdere oplossingsrichtingen beschouwd zoals voor de paalmatras: toepassen van EPS; verleggen van het horizontale alignement; aan de noordzijde bij kant asfalt de ophoging begrenzen met een damwand of een L-muur, waardoor de druklijn vanaf kant asfalt wel boven de paalmatras blijft; plaatsen van een afschermende damwand om meer palen te kunnen heien; ander (niet geheid) paaltype toepassen. En voor de duiker zijn de beschouwde oplossingen: toepassen van EPS; doortrekken van de paalmatras over de duiker; betonnen overkluizing. Een aantal van deze beschouwde oplossingen bleek echter niet uitvoerbaar of gaven grote aan - vullende problemen ten gevolge van extra raak - vlakken. Zo moest bij het verleggen van het ho - rizontale alignement een aanvullende ophoging tot honderden meters voorbij de duiker worden aangebracht en verschoof zelfs een verderop gelegen snijpunt met een andere rijbaan. Hier - door moest ook de locatie en het ontwerp van een groot aantal portalen worden aangepast, hetgeen weer veel nieuwe problemen op zou le - veren. Uiteindelijke oplossing Het was daarom noodzakelijk om een aantal van de mogelijke oplossingen te combineren tot een nieuw geïntegreerd ontwerp: 1. Paalmatras aan de westzijde met 5 paalstra - mienen (circa 10 m) verkorten en vervangen door een ophoging met EPS. 2. Een aantal palenrijen aan de noordzijde laten vervallen en de ophoging aan de noordzijde ter plaatse van kant asfalt begrenzen met een L-muur, zie ﬁguur U5. 3. Ten behoeve van het heien van de palen een afschermende damwand aanbrengen tot in het pleistocene zand, welke ook gebruikt wordt voor de noodzakelijke bouwput voor de paalmatras. 4. Ophoging boven de duiker uitvoeren met EPS. Ad 1. De benodigde ophogingen richting het einde van de paalmatras worden steeds ge - ringer, waarbij de nieuw aan te leggen rijbaan steeds meer op een reeds bestaande ophoging ligt. Vanaf een bepaald punt ligt de benodigde ophoging onder de rijbaan geheel op deze reeds aanwezige ophoging en hoeft alleen voor een klein deel van de aan te brengen berm extra op - gehoogd te worden. Verder is ter plaatse van het uiteinde van de paalmatras wel een voorbelas - ting aangebracht, waardoor een gedeelte van de Figuur U1 - Projectoverzicht en Heien palen oostzijde. Tabel 3: Overzicht ontwerp geokunststofwapening conform CUR 226:2010 en CUR 226:2016 CUR226:2010 CUR226:2016 stramien palen (h.o.h.) [m] 2,25 x 2,25 doorsnede paaldeksel [m] 0,75 x 0,75 hoek inw. wrijving matrasvulling en ophoging [o] 40 vol. gew. matrasvulling en ophoging [kN/m3] 19,0 MLVM-0420 | Hoogte H = 6,75 m verkeersbelasting op niveau b.k. paaldeksel* [kPa] 8,8 9,3 gevonden rek einde gebruiksfase (BGT) [%] 4,3 4,9 rekenwaarde trekkracht (UGT, RC1 na 120 jaar) [kN/m’] 176 165 toeslag spreidkracht [kN/m’] 142 122 MLVM-0170 | Hoogte H = 3,15 m verkeersbelasting op niveau b.k. paaldeksel* [kPa] 15,6 25,6 gevonden rek einde gebruiksfase (BGT) [%] 4,6 4,0 rekenwaarde trekkracht (UGT, RC1 na 120 jaar) [kN/m’] 129 130 toeslag spreidkracht [kN/m’] 42 42 * het betreft hier de wiellasten bovenop de constructie gespreid naar paaldekselniveau geotechniek _April_2016_v1.indd 44 09/03/16 19:10 45 GEOTECHNIEK - April 2016 PAALMATRAS A15 BENELUX, VAN ONTWERP NAAR UITVOERING te verwachten zettingen reeds is opgetreden, zie ﬁguur U4. De combinatie van de aanwezigheid van de bestaande ophoging, de minder grote be - nodigde ophogingen en de aangebrachte voor - belastingen maakt het mogelijk om een deel van de paalmatras te laten vervallen en uit te voeren met EPS. De totale gewichtstoename van deze EPS op - hoging en de funderingslagen met asfalt, met een dikte van 1,5 m, mag niet meer eindzet - tingen geven dan de zettingen welke reeds zijn opgetreden ten gevolge van de aangebrachte voorbelastingen. Hierdoor zullen de nog te ver - wachten restzettingen na het aanbrengen van de EPS constructie minimaal blijven. Aan de hand van de uitgevoerde zakbaakmetingen en aanvul - lende zettingsberekeningen is de minimale dikte van de EPS berekend. Hieruit blijkt dat bij het toepassen van een EPS constructie van 1,8 m dik de belastingtoename ongeveer 14 kPa is, oftewel een equivalente ophoging van circa 75 cm zand hetgeen minder is dan de aangebrachte voorbe - lastingen. Deze belastingtoename geeft bere - kende eindzettingen van circa 10 à 15 cm, het - geen minder is dan de met de zakbaken gemeten opgetreden zettingen van circa 20 à 25 cm ten gevolge van de aangebrachte voorbelastingen. Ad 2. Door het laten vervallen van een aantal van de meest noordelijke palenrijen komt de druklijn onder 1 : 1 vanaf de noordelijke kant asfalt niet meer op de paalmatras uit, zie ﬁguur U3. Om dit op te vangen wordt een L-muur op de paalma - tras geplaatst, waardoor de belastingen uit het asfalt toch worden gedragen door de paalma - tras, zie ﬁguur U5. Over deze L-muur staat geen kerende hoogte, waardoor hier slechts minimale horizontale krachten op worden uitgeoefend. De boven belastingen uit de rijbaan worden hierdoor rechtstreeks naar de onderliggende paalmatras afgedragen. Ad 3. Uit een kostenanalyse blijkt dat het aan - brengen van een afschermende tijdelijke dam - wand tot in het pleistoceen en de palen heien goedkoper is, dan het toepassen van een ander trillingvrij paaltype welke tot dichter bij het uit - gevoerde NGE gebied kan worden aangebracht. Dit mede ten gevolge van het feit dat bij trilling - vrije palen de diameter van de palen groter moet worden in verband met een lagere schachtwrij - vingsfactor αs, waardoor ook het ontwerp van de paaldeksels voor de paalmatras aangepast moet worden. Verder is het voor het maken van de paalmatras al noodzakelijk om een bouwput te maken met een damwand, welke alleen lan - ger moet worden gemaakt tot in het pleistocene zand om ook als afscherming van het niet onder - zochte NGE gebied te kunnen dienen. Hierdoor wordt de damwand een AZ36 met een lengte van 19 m, voor een kerende hoogte van circa 3,75 m, waarbij ook rekening is gehouden met een ho - rizontale aanrijdbelasting vanuit de in gebruik zijnde faseringsweg. Ad 4. Ter plaatse van het sluitgat boven de dui - ker moet een gewicht neutrale constructie wor - den aangebracht met EPS, aangezien hier geen Figuur U2 - Bovenaanzicht Paalmatras en Duiker. Figuur U4 - Sluitgat geen voorbelasting t.p.v. Duiker. Figuur U3 - Langsscheuren in asfalt t.g.v. smallere paalmatras. Figuur U5 - L-muur op Paalmatras. geotechniek _April_2016_v1.indd 45 09/03/16 19:10 46 GEOTECHNIEK - April 2016 voorbelasting heeft gelegen en het niet wenselijk is dat de reeds aangebrachte duiker zettingen ondergaat. Uit aanvullende gewichtsbereke - ningen blijkt dat bij het toepassen van een EPS constructie van 2,8 m dik de belastingtoename ongeveer – 8 kPa is, oftewel een geringe afname en daarmee gewichtsneutraal. Aandachtspunt bij de EPS constructie zijn nog de overgangen tussen de verschillende diktes en naar de naastgelegen gewone aardebaan. Voor de overgangen tussen de verschillende EPS dik - tes is uitgegaan van een talud van 1 : 5 en voor de overgang naar de aardebaan van een talud van 1 : 10, zie ﬁguur U6. Dit conform CROW publicatie 325 Lichte ophoogmaterialen in de wegenbouw ref. [9]. Het eindresultaat van het geïntegreerde nieuwe ontwerp voor zowel het uiteinde van de paal - matras als voor de ophoging boven de duiker, is weergegeven in ﬁguur U5, U6 en U7, met een principeschets van de L-muur op de paalma - tras en een langs- en dwarsdoorsnede van de ontworpen EPS constructie. Hieruit blijkt dat de gevonden oplossing bestaat uit het combineren van meerdere verschillende principe oplossin - gen, om te komen tot het uiteindelijk benodigde maatwerk. Conclusie Het ontwerp van de paalmatrassystemen ‘Be - nelux’ is gemaakt conform de CUR 226:2010, waarmee een gedegen en betrouwbaar ontwerp kan worden gemaakt. Herberekening van dit ont - werp conform de herziene CUR 226:2016 resul - teert voor de betreffende paalmatrassystemen bij een voldoende hoge ophoging op het matras in een mogelijke optimalisatie met betrekking tot de paallengtes, maar lijkt tevens aan te ge - ven dat er geen signiﬁcante reducties zijn in de benodigde sterkte van de toegepaste geokunst - stofwapening. Uit de ervaringen bij de uitvoering van de paal - matrassystemen ‘Benelux’ blijkt dat een gede - gen ontwerp nog geen onvoorwaardelijke ga - rantie is voor een probleemvrije uitvoering. Ten gevolge van onvoorziene uitdagingen kan het noodzakelijk zijn dat het oorspronkelijke ont - werp aangepast moet worden. De constructie van de paalmatrassystemen is echter robuust genoeg om de noodzakelijke aanpassingen van het ontwerp met behulp van een aantal inven - tieve aanvullende constructie elementen op te kunnen vangen. Referenties [1] CUR 226:2010. Ontwerprichtlijn paalmatras - systemen, Stichting CURNET, Gouda, ISBN 978-90-376-0518-1. [2] CUR 226:2016. Ontwerprichtlijn paalmatras - systemen – Herziening CUR-rapport 226, SBRCURnet, Gouda, artikelnr.: [3] Brugman, M.H.A., Vries, de, E.W., Brok, C.A.J.M. 2015. Bridge abutment foundation on a basal reinforced piled embankment, Proceedings of the XVI ECSMGE, ISBN 978-0- 7277-6067-8, pp 241 - 246. [4] Van Eekelen, S.J.M. 2015a. De 2015 update van de Nederlandse SBRCURnet Ontwer - prichtlijn Paalmatrassystemen, GeoTechniek december 2015, pp 34 – 38. [5] NEN-EN 9997-1:2011. Geotechnisch ontwerp van constructies – Deel 1: Algemene regels, Nederlands Normailisatie-instituut, Delft. [6] Zaeske, D., 2001. Zur Wirkungsweise von unbewehrten und bewehrten mineralischen Tra g s c h i c h te n ü b e r P fa h l a r t i g e n G r ü n d u n g s - elementen. Zchriftenreihe Geotechnik, Uni Kassel, Heft 10, Februar 2001. [7] Van Eekelen, S.J.M., 2015b. Basal Reinforced Piled Embankments. Proefschrift TU Delft, ISBN 978-94-6203-826-4 (digitaal) of ISBN 978-94-6203-825-7 (papier). [8] Van Duijnen, P.G., Schweckendiek, T., Calle, E.O.F., Van Eekelen, S.J.M., 2015. Calibration of partial factors for basal reinforced piled embankments, In: Proceedings of ISGSR 2015 Risks, Rotterdam. [9] CROW Publicatie 325 2013. Lichte ophoog - materialen in de wegenbouw, ISBN 978 90 6628 618 4. Figuur U7 - Ontwerp EPS Constructie Dwarsdoorsnede. Figuur U6 - Ontwerp EPS Constructie Langsdoorsnede. Deze speciale Engelstalige editie van het vakblad Geokunst verschijnt rondom de 6 th European Geosyn - thetics Congress, 25-28 september 2016 in Istanbul. Presenteer u aan een internationaal publiek van bele - idsmakers, opdrachtgevers, ontwerpers, aannemers en uitvoerders van werken in de grond-, weg- en water - bouw en de milieutechniek. Informeer bij de uitgever naar de tijdelijke aantrekkelijke plaatsingstarieven die nog tot 2 mei 2016 bij voorintekening gelden. info@uitgeverijeducom.nl | 010 - 425 65 44 N eem deel aan de EuroGeo6-special ! geotechniek _April_2016_v1.indd 46 09/03/16 19:10 22 GEOTECHNIEK - April 2016 Ontwerp van een verankering volgens NEN 9997-1;2016 ir. A. Van Seters Fugro GeoServices b.v. ing. P. Langhorst BAM Infra Speciale Technieken b.v. ing. A. Yahyaoui Volker Staal en Funderingen b.v. ing. R. Schippers Geobest b.v. Inleiding In het artikel ‘Europese uitvoeringsnorm gron - dankers NEN-EN 1537 nader belicht’ [1] uit Geotechniek van januari 2008 is eerder ingegaan op de tekortkomingen in de verschillende nor - men die betrekking hebben op het berekenen, uitvoeren en beproeven van grondankers vol - gens Eurocode. De eerste belangrijke tekortkoming betrof dat er geen mogelijkheid was om een onderscheid te maken tussen de berekende rekenwaarde van de ankerkracht, afhankelijk van de gehanteerde ontwerp benadering. In de vorige versie van Eu - rocode 7 bestond slechts één rekenwaarde voor de ankerkracht; P d. De tweede belangrijke tekortkoming betrof het feit dat de lengte van het verankeringslichaam feitelijk niet kon worden bepaald, omdat er geen koppeling bestond tussen de rekenwaarde van de ankerkracht P d en de hoogte van de voor het aantonen van de draagkracht noodzakelijke testbelasting; P p. Structuur In het eerder gepubliceerde artikel is vastge - steld dat de inhoud van de deelnormen deels overlappend was en op onderdelen tegenstrij - digheden bevatte. In feite is er met het verschij - nen van NEN 9997-1;2016 [3], de gereviseerde uitvoeringsnorm NEN-EN 1537;2015 [4] en (in een later stadium) EN ISO 22477-5 [5] meer duidelijkheid en zijn zaken geharmoniseerd. De structuur voor het ontwerpen, uitvoeren en be - proeven is weergeven in tabel 1. De wijzigingen op een rij De eerste wijziging betreft de introductie van de term E ULS;d in EN 1997-1 ter vervanging van de term P d. Hiermee is de term voor de (reken - waarde van de) belasting geharmoniseerd met de overige Eurocodes. De tweede wijziging betreft aanpassing in EN 1997-1 van de term voor de geotechnische an - kerweerstand, die logischerwijs ook veranderd is van R A;d naar R ULS;d . De derde wijziging betreft de wijziging van de bepaling van de structurele weerstand van het ankerelement. In EN 1997-1 is de bepaling van de rekenwaarde van de weerstand van het an - kerelement ongewijzigd (R t;d), echter in NEN 9997-1;2016 is de vergelijking R t;d = F tt;d / γ A;NL toegevoegd aan artikel 8.5.4 om het gewenste betrouwbaarheidsniveau in het ontwerp te kun - nen introduceren. De vierde wijziging betreft de toevoeging van de factor γ a;sui;ULS in art 8.6.1. in NEN 9997- 1;2016. Deze term is geïntroduceerd, zodat het belastingniveau voor een geschiktheidsproef (Suitability test) correct is afgestemd op de re - kenwaarde van de belasting. Figuur 1 - Installatie grondankers vanaf actieve zijde damwand Tabel 1 - Structuur verschillende Eurocodes voor verankeringen. Norm Betreft NEN 9997-1;2016 / EN1997-1;2016 Ontwerp NEN-EN 1537;2015 Uitvoering EN ISO 22477-5;2016 Beproeving geotechniek _April_2016_v1.indd 22 09/03/16 19:10 23 GEOTECHNIEK - April 2016 De vijfde en laatste wijziging betreft een aan - passing op het kruipcriterium voor een contro - leproef (Acceptance test) in NEN 9997-1;2016. Aangehouden moet worden α 1 = 1 mm in plaats van 2 mm conform tabel A.21. In Nederland wordt traditioneel een kruipmaat van 1 mm ge - hanteerd voor een controleproef. Nederland is daarmee strenger dan de Eurocode. Het heeft uiteraard de voorkeur om hieraan vast te hou - den, zodat geen trendbreuk optreedt. De National Determined Parameters volgens NEN 9997-1;2016 De deﬁnitieve NDP’s van NEN 9997-1;2016 zijn voor de volledigheid hiernaast weergegeven, met de voor Nederland van toepassing zijnde waardes in onderstreept weergegeven voor de duidelijkheid. Opgemerkt wordt dat in Neder - land uitsluitend beproevingsmethode 1 wordt gebruikt. Toetscriteria De geotechnische weerstand dient conform NEN 9997-1;2016 artikel 8.5.2. te worden ge - toetst volgens: E ULS;d ≤ R ULS;d (8.1) Waarin ten aanzien van de belasting (E) geldt: E ULS;d = max (F ULS;d ; F Serv;d ) (8.2) En: F ULS;d = rekenwaarde ankerkracht ULS resultaat van (meestal) een dam - wandberekening. F Serv;d = γ Serv x F Serv;k (8.3) Opgemerkt wordt dat de term F ULS;d niet van een modelfactor voor de ULS uitkomst voor de Tabel A.20 - Partiële weerstandsfactoren voor ankers voor blijvende en tijdelijke ontwerpsitu - aties in de uiterste grenstoestand afhankelijk van beproevingsmethode. Symbool Vergelijking Beproevingsmethode a 1 2 3 ξ ULS 8.6 1,0 b 1,0 b 1,0 γ a;SLS 8.10 n.v.t. 1,0 1,2 c n 3 3 2 γ NL 8.11 1,25 n.v.t. n.v.t. γ a;sui;ULS 8.12 1,1 n.v.t. n.v.t. γ a;acc;ULS 8.13 1,1 1,1 n.v.t. γ a;acc;SLS 8.14 n.v.t. 1,0 1,25 c OPMERKING n.v.t. = niet van toepassing a Voor een beschrijving van de beproevingsmethoden, zie EN ISO 22477-5.b Deze waarde kan worden gebruikt, als een controleproef (proefbelasting volgens vergelijking 8.13) op elk anker garandeert dat E ULS;d ≤ R ULS;d . In alle andere gevallen kan de waarde van ξ ULS zijn vastgelegd in de nationale bijlage. c De gegeven waarden gelden voor permanente ankers. Tabel A.21 - Grenswaarden voor bezwijkproeven, geschiktheidsproeven en controleproeven voor blijvende en tijdelijke ontwerpsituaties in de uiterste grenstoestand en bruikbaarheids - grenstoestanden. Beproevings Methode a Grenswaarde Bezwijkproef en Geschiktheidsproef Controleproef ULS (verg. 8.5) SLS (verg. 8.8) ULS (verg. 8.13) SLS(verg. 8.14) 1 α 1 2 mm n.v.t. 1 mm n.v.t. 2 b k l n.v.t. n.v.t. n.v.t. n.v.t. 3 α 3 n.v.t. n.v.t. n.v.t. n.v.t. OPMERKING n.v.t. = niet van toepassing a Voor een beschrijving van de beproevingsmethoden, zie EN ISO 22477-5.b Observatietijd voor krachtsverlies volgens Tabel H.1, Bijlage H, EN ISO 22477-5 Tabel A.19 - Partiële weerstandsfactoren voor ankers voor blijvende en tijdelijke ontwerpsitu - aties in de uiterste grenstoestand afhankelijk van ontwerpbenadering. Symbool STR/GEO UPL R1 R2 R3 R4 γ a;ULS 1,1 1,1 1,35 1,1 1,4 Samenvatting In Geotechniek van januari 2008 is in een artikel de stand van zaken belicht met betrekking tot de berekening van verankeringen volgens hoofdstuk 8 van EN 1997-1 ‘geotechnisch ontwerp van constructies’, EN-1537 ‘uit - voering van bijzonder geotechnisch werk, grondankers’ en EN(V)22477-5 ‘geotechnical investigation and testing’. In het artikel werd geconcludeerd dat het op dat moment niet mogelijk was om een verankering compleet vol - gens Eurocode te ontwerpen, uit te voeren en te testen, aangezien de ver - schillende relevante normen hiervoor onvoldoende op elkaar waren afge - stemd. Inmiddels is de gereviseerde uitvoeringsnorm NEN-EN-1537;2015 formeel gereed en is de tekst van hoofdstuk 8 van EN 1997-1 aangepast. In de nieuwe versie van hoofdstuk 8 zijn voor iedere lidstaat bepaalde keu - zevrijheden voorzien, die tot uitdrukking komen in zogenaamde National Determined Parameters of NDP´s. Deze NDP´s zijn voor Nederland in - middels vastgesteld en opgenomen in de gereviseerde NEN 9997-1;2016, die ofﬁcieel in de loop van 2016 wordt gepubliceerd. Aanwijzing door het Bouwbesluit volgt op 1 januari 2017. Als sluitstuk van de harmonisatie wordt in Europees verband momenteel door de commissie TC 182 WG3 nog gewerkt aan het deﬁnitief maken van de testnorm voor grondankers, die zal worden uitgebracht als EN ISO 22477-5. Naar verwachting wordt deze norm nog in 2016 in deﬁnitieve vorm gepubliceerd. In dit artikel wordt ingegaan op de verschillende doorgevoerde wijzigingen en de achtergrond daarvan. Verder wordt aan de hand van een eenvoudig voorbeeld toegelicht hoe de berekening van een verankering volgens NEN 9997-1;2016 verloopt en wordt aangetoond dat de uiteindelijk berekende dimensies hetzelfde veiligheidsniveau bezitten als voorheen met bereke - ning volgens CUR 166 ´damwandconstructies´. geotechniek _April_2016_v1.indd 23 09/03/16 19:10 24 GEOTECHNIEK - April 2016 gekozen ontwerp benadering wordt voorzien, zoals gebruikelijk was in de werkwijze volgens CUR 166 ‘Damwandconstructies’ [6] en zoals werd voorgesteld in het eerder gepubliceerde artikel. In de ﬁlosoﬁe van de Eurocode is het niet toegestaan om op een rekenwaarde van een belasting nog partiële factoren toe te passen, aangezien er al sprake is van een Ultimate Limit State. Dit is logisch en consistent in de ﬁlosoﬁe en is dan ook achteraf opgelost met extra parti - ele factoren aan de sterkte kant (R), zoals ver - derop zal worden toegelicht. De term F serv;d heeft wat extra toelichting no - dig. Deze term is in EN 1997-1 geïntroduceerd, omdat in sommige speciﬁeke gevallen de uiter - ste grenstoestand (ULS) uitkomst van een bere - kening maar marginaal hoger, of zelfs lager uit kan vallen dan de bruikbaarheidsgrenstoestand (SLS). Dit kan bijvoorbeeld spelen bij situaties met op - drijven, waarbij gerekend wordt met combina - ties van hoge en lage (grond)waterstanden en rekenkundig gereduceerde volumegewichten of waterdrukken. Een ander voorbeeld is de ver - ankering voor tuien van masten die in meer of mindere mate door wind worden belast. Hiermee is beoogd te waarborgen dat de reken - waarde van de belasting waarop getoetst wordt tenminste een factor γ Serv hoger is dan de ka - rakteristieke waarde van de belasting, zoals bij - voorbeeld ook in het CUR 166 stappenplan (met stap 6.5) gebruikelijk is voor damwandconstruc - ties die voornamelijk door waterdruk(verschil) worden belast en waarbij de ULS uitkomst slechts marginaal hoger kan blijken te zijn dan de SLS uitkomst. Bij de kalibratie voor Nederland is de waarde van γ serv zodanig gekozen, dat de F serv;d nooit maatgevend wordt ten opzichte van F ULS;d . Voor het ontwerpen van een verankering op basis van een damwandberekening is de term F Serv;d voor Nederland dus verder niet relevant, aangezien het stappenplan ter bepaling van E ULS;d hierin met stap 6.5 reeds voorziet in een veiligheids - marge van tenminste 20% op de karakteristieke SLS uitkomst. Ten aanzien van de geotechnische weerstand geldt: R ULS;d = R ULS;k / γ a;ULS (8.7) Waarin: R ULS;k = karakteristieke geotechnische weerstand (op basis van bereke - ning of beproeving) γ a;ULS = [1,35] Partiële factor conform ta - bel A.19 Verder geldt: R ULS;k = (R ULS;m )min / ξ ULS (8.6) Waarin: (R ULS;m )min = minimale gemeten weerstand bij een Bezwijkproef (Investi - gation test) of Geschiktheids - proef (Suitability test) óf op basis van empirische rela - ties (bijvoorbeeld op basis van sonderingen) ξ ULS = [1,00] correlatiefactor con - form tabel A.20 (alle ankers worden beproefd) Voor de volledigheid zijn in tabel 2 de in Neder - land gangbare empirische relaties voor tradi - tionele groutankers weergegeven, zoals deze eerder ook in Geotechniek werden gepubliceerd (Langhorst, 2002) [2]. De gepresenteerde waar - des zijn hetzelfde, alleen de benaming f k;rep is gewijzigd naar r ULS;m . De in rekening te brengen minimale geotechni - sche weerstand kan vervolgens worden bepaald uit: (R ULS;m )min = r ULS;m x L grout r ULS;m = gemiddelde karakteristieke weerstand in kN/m groutli - chaam L grout = lengte groutlichaam in draag - krachtige laag Indien sprake is van schroeﬁnjectieankers en zelfborende ankers, kan de in rekening te bren - gen minimale geotechnische weerstand worden berekend uit: (R ULS;m )min = α t x O schacht x L grout x q c:gem Waarin: α t = 0,015 O schacht = omtrek groutlichaam (gelijk aan omtrek boorblad / boorkroon) L grout = lengte groutlichaam in draag - krachtige laag q c;gem = gemiddelde conusweerstand ter plaatse van het groutlichaam Door de introductie van de factoren γ a;ULS en ξ ULS en deze als NDP in de tekst van NEN 9997- 1 op te nemen is het mogelijk geworden om in het ontwerp te corrigeren voor bijvoorbeeld de gekozen ontwerpbenadering en kan de benodig - de verankeringslengte worden bepaald bij het juiste betrouwbaarheidsniveau ( β). Voor Nederland zijn (uitgaande van een contro - leproef op ieder anker, hetgeen in de praktijk vrijwel zonder uitzondering het geval zal zijn, de volgende factoren vastgesteld: γ a;ULS = [1,35] (voor R3) en ξ ULS = [1,00]. Omdat ons stappen - plan volgens NEN 9997-1;2016 reeds voorziet in de introductie van een (gekalibreerde) partiële veiligheid, die gerelateerd is aan de betreffende Risicoklasse (RC) hoeft er conform NEN 9997- 1;2016 verder aan de belastingkant geen extra veiligheid te worden geïntroduceerd. Landen die bijvoorbeeld rekenen met karakte - ristieke parameters en een overall veiligheids - factor op de sterkte (OB2) kunnen door de fac - toren γ a;ULS en ξ ULS nationaal vast te stellen zorgen voor het gewenste betrouwbaarheidsni - veau in het ontwerp. Voorbeeld Voor een verankerde damwandconstructie is de maximale rekenwaarde van de ankerkracht (ULS) volgens het stappenplan (P max ) bepaald op 152 kN/m in horizontale richting. De veranke - ring wordt voorzien op een hart-op-hart afstand van 2,52 m en de ankers worden geplaatst onder een hoek van 45 graden: E ULS;d = F ULS;d = 2,52 x 152 / cos (45 o) = 542 kN. Conform art. 8.5.1 dient de geotechnische weer - stand als volgt te worden getoetst: E ULS;d ≤ R ULS;d (8.1) En geldt volgens art. 8.5.2: R ULS;d = R ULS;k / γ a;ULS (8.7) Waarin: R ULS;k = karakteristieke geotechnische weerstand γ a;ULS = [1,35] partiële factor volgens tabel A.19 (voor R3) De karakteristieke geotechnische weerstand wordt bepaald uit: Tabel 2 - Empirische relaties traditionele groutankers. Conusweerstand Karakteristieke weer - stand q c;gem in MPa r ULS;m in kN/m 5–10 65–100 10–15 100–135 15–20 135–170 geotechniek _April_2016_v1.indd 24 09/03/16 19:10 25 GEOTECHNIEK - April 2016 R ULS;k = (R ULS;m )min / ξ ULS (8.6) Wanneer de gebruikelijke Nederlandse ontwerp procedure wordt gevolgd, voor ontwerpen op basis van een sondering vooraf met een gemid - delde conusweerstand van 15 MPa, dan wordt een eenheidsweerstand (r ULS;m ) van 135 kN/m groutlichaam (zie tabel 2) gevonden. Voor een verankeringslengte van 5,5 m kan de minimale geotechnische weerstand worden be - rekend: (R ULS;m )min = 135 x 5,5 = 743 kN Volgens tabel A.20 bedraagt ξ ULS = [1,00] (ieder individueel anker ondergaat een controleproef), zodat: R ULS;k = 743 / 1,00 = 743 kN Verder geldt: R ULS;d = R ULS;k / γ a;ULS (8.7) Volgens tabel A.19 bedraagt de aanbevolen waarde voor γ a;ULS [1,35] (voor R3). R ULS;d = 743 / 1,35 = 550 kN Dus: E ULS;d = 542 kN ≤ R ULS;d = 550 kN → veranke - ringslengte 5,5 m is O.K. Toetsing van de bruikbaarheidsgrenstoestand (SLS) conform art. 8.5.3 kan achterwege blijven indien de ankers volgens tabel A.20 worden ge - toetst volgens Test Methode 1 (is standaard het geval in Nederland). Conform artikel 8.5.4 dient de structurele weer - stand van het ankerelement als volgt te worden getoetst: E ULS;d ≤ R t;d (8.11) Een feitelijke deﬁnitie van R t;d wordt in EN 1997- 1 niet gegeven, maar volgens artikel 7.2.3 van EN 1993-5 wordt de structurele weerstand van een stalen element gedeﬁnieerd als de laagste waarde van: F tt,Rd = k t x f ua x A s / γ M2 Waarin: k t = [0,90] reductiefactor voor schroef - draad f ua = karakteristieke waarde treksterkte anker materiaal A s = (netto) staaldoorsnede schroef - draadverbinding (zie toelichting) γ M2 = [1,25] materiaalfactor m.b.t. sterkte schroefdraadverbinding To e l i c h t i n g b i j A s: De spanningsdoorsnede ter plaatse van de schroefdraad kan worden bepaald conform de genormeerde schroefdraden. Als deze niet be - kend is kan voor de spanningsdoorsnede de equi - valente doorsnede op basis van het gewicht en de lengte worden gehanteerd. Het is van belang om dezelfde doorsnede in alle berekeningen te han - teren. En: F tg;Rd = f y x A g / γ M0 (voor constructiestaal) of F tg;Rd = f y x A g / γ s (voor betonstaal) Waarin: f y = karakteristieke waarde vloeigrens anker materiaal A g = (netto) staaldoorsnede van de staaf of buis γ M 0 = [1,00] materiaalfactor m.b.t. vloei - sterkte constructiestaal γ s = [1,15] materiaalfactor m.b.t. vloei - sterkte betonstaal In NEN 9997-1;2016 is daarom aan art. 8.5.4. de vergelijking R t;d = F tt;Rd / γ A;NL toegevoegd, waarin: F tt;Rd = rekenwaarde sterkte ankerelement γ A;NL = [1,25] conversiefactor NL voor ankers volgens tabel A.20 Wanneer F tg;Rd maatgevend is boven F tt;Rd in bovenstaande vergelijking moet voor F tt;Rd ui - teraard F tg;Rd worden gehanteerd. Opgemerkt wordt verder dat de factoren k t = [0,9] en γ M2 = [1,25] gezamenlijk (toevalliger - wijze) vrijwel dezelfde reductie opleveren als de gebruikelijke reductie van [1,40] op de sterkte volgens CUR 166. De factor γ A;NL is geïntrodu - ceerd om de factor [1,25], die traditioneel op de rekenwaarde van de belasting voor de toetsing van het ankerelement volgens CUR 166 gold, te kunnen verwerken. Voor een (massieve) ankerstaaf met een dia - meter van 36 mm in de staalkwaliteit FeP 1050 (breuksterkte 1050 N/mm2, 0,1% rekgrens 950 N/mm2) geldt aldus: R t;d = ([0,90] x 1050 x ! π (36) 2 / [1,25]) / [1,25] = 615 kN. Of: R t;d = 950 x ! π (36) 2 / [1,00]) / [1,25] = 773 kN (niet maatgevend) Dus: E ULS;d = 542 kN ≤ R t;d = 615 kN → ankerstaaf Ø 36 mm FeP 1050 is O.K. Voor een berekende ankerkracht van 152 kN/m horizontaal zijn de toetsresultaten volgens de berekeningswijze op basis van CUR 166 (6e druk) eveneens bepaald voor een ankerstaaf Ø 36 mm FeP 1050 en een verankeringslengte van 5,5 m en ter vergelijking opgenomen in tabel 3. Hieruit blijkt dat wanneer de werkwijze van NEN 9997-1;2016 wordt gevolgd, het berekeningsre - sultaat (vrijwel) gelijk is aan de traditionele be - ONTWERP VAN EEN VERANKERING VOLGENS NEN 9997-1;2016 Figuur 2 - Installatie grondankers vanaf passieve zijde damwand. geotechniek _April_2016_v1.indd 25 09/03/16 19:10 26 GEOTECHNIEK - April 2016 rekeningsmethode volgens CUR 166. Beproeving De beproeving dient in principe te geschieden volgens EN ISO 22477-5. Hierin wordt de be - proevingsmethode voor Bezwijkproeven (Inves - tigation Test), Geschiktheidsproeven (Suitability Test) en Controleproeven (Acceptance Test) be - schreven. Momenteel wordt door TC 182 WG3 gewerkt aan het deﬁnitief maken van dit docu - ment, uiteraard met in acht name van de recente wijzigingen in EN 1997-1 hfs 8 en EN 1537;2015. In EN 1997-1 artikel 8.6.1. wordt de hoogte van de proefbelasting voor een Geschiktheidsproef (Suitability test) gedeﬁnieerd als: P p ≥ ξ ULS x γ a;ULS x E ULS;d (8.12) Omdat γ a;ULS tevens gebruikt wordt in de be - paling van de geotechnische weerstand (8.7) is deze in NEN 9997-1;2016 voor NL verhoogd naar [1,35] om het gewenste betrouwbaarheids - niveau te garanderen. Het hanteren van dezelf - de waarde voor γ a;ULS voor de bepaling van de testbelasting P p voor een geschiktheidsproef zou tot een signiﬁcante, ongewenste verhoging van het belastingniveau voor deze proef leiden. Daarom is in NEN 9997-1;2016 een extra factor γ a;sui;ULS toegevoegd om dit te corrigeren. Voor vergelijking 8.12 dient in NEN 9997-1;2016 te worden gelezen: P p ≥ γ a;sui;ULS x E ULS;d (8.12) Waarin: γ a;sui;ULS = [1,1] partiële factor conform tabel A.20 voor TM 1 (TM2 and TM 3 zijn in NL niet van toepassing) Hiermee wordt bereikt dat het belastingniveau voor een Geschiktheidsproef volgens NEN 9997- 1;2016 gelijk is aan het belastingniveau van CUR 166, waar de testbelasting gelijk was aan de rekenwaarde van de belasting voor de bepaling van de lengte van het groutlichaam (1,1 P max ). Het kruipcriterium ( α 1) voor beoordeling van een Geschiktheidsproef is conform tabel A.21 vastgesteld op [2 mm], hetgeen in overeenstem - ming is met het traditionele criterium van CUR 166. De kruipmaat α1 is gedeﬁnieerd als (s 2 – s 1) / (Log t 2 – Log t 1), waarbij wordt opgemerkt dat het kruipcriterium voor een Geschiktheidsproef primair dient te worden beoordeeld tussen de 30e en 60e minuut van de kruipmeting. In artikel 8.6.2. wordt de hoogte van de proefbe - lasting voor een Controleproef gedeﬁnieerd als: P P ≥ γ a;acc;ULS x E ULS;d (8.13) Waarin: γ a;acc;ULS = [1,1] partiële factor conform tabel A.20 voor TM 1 (TM2 and TM 3 zijn in NL niet van toepassing) Hiermee wordt bereikt dat het belastingniveau voor een Controleproef volgens NEN 9997- 1;2016 gelijk is aan het belastingniveau van CUR 166, waar de testbelasting gelijk was aan de rekenwaarde van de belasting voor de bepaling van de lengte van het groutlichaam (1,1 P max ). Het kruipcriterium ( α 1) voor beoordeling van een Controleproef is conform tabel A.21 vastge - steld op [1 mm], hetgeen in overeenstemming is met het traditionele criterium van CUR 166. De kruipmaat α 1 is gedeﬁnieerd als (s 2 – s 1) / (Log t 2 – Log t 1), waarbij wordt opgemerkt dat het kruipcriterium voor een Controleproef primair dient te worden beoordeeld tussen de 1 e en 5 e minuut van de kruipmeting. Voor een berekende ankerkracht van 152 kN/m horizontaal zijn de testbelastingen volgens de berekeningswijze op basis van CUR 166 (6 e druk) eveneens bepaald voor een ankerstaaf Ø 36 mm FeP 1050 en een verankeringslengte van 5,5 m en ter vergelijking opgenomen in tabel 4. Hieruit blijkt dat wanneer de werkwijze van NEN 9997- 1;2016 wordt gevolgd, de testbelastingen gelijk zijn aan de traditionele berekeningsmethode volgens CUR 166. Opgemerkt wordt nog dat beproeving op ba - sis van de SLS waarde van de belasting (P p = γ a;acc;SLS x F Serv;k ) volgens (8.14) in Ne - derland voor de verankering van een damwand die is ontworpen volgens het stappenplan van NEN 9997-1;2016 verder niet relevant is. Conclusie Wanneer de berekeningswijze volgens NEN 9997-1;2016 inclusief de voor Nederland vast - gestelde NDP’s wordt gevolgd, dan leidt de be - rekening in alle gevallen tot een (vrijwel) verge - lijkbaar betrouwbaarheidsniveau als in de oude situatie volgens CUR 166. Voor grondankers zijn de verankeringslengte, de afmetingen van het trekelement en het maxima - le belastingniveau tijdens Geschiktheidsproeven en Controleproeven bij berekening volgens NEN 9997-1;2016 hetzelfde als bij berekening vol - gens CUR 166, zodat er sprake is van een vol - ledige harmonisatie. Referenties [1] Schippers, R.J. (2008) ‘Europese uitvoe - ringsnorm grondankers (NEN-EN 1537) na - der belicht’ Geotechniek januari 2008 [2] Langhorst, P.H. (2002): ‘Groutankers, ont - werp en duurzaamheid’ Geotechniek 2002 [3] NEN 9997-1;2016 ‘Geotechnisch ontwerp van constructies’ [4] NEN-EN 1537;2015 ‘uitvoering van bijzonder geotechnisch werk, grondankers’ [5] EN(V)22477-5 ‘geotechnical investigation and testing’. [6] CUR 166 ‘Damwandconstructies’ 6e druk Tabel 3 - Vergelijking uitkomsten NEN 9997-1;2016 en CUR 166. Methode Rekenwaarde belasting Ankerelement Rekenwaarde weerstand Ankerelement (36 mm) Rekenwaarde belasting Groutlichaam Rekenwaarde weerstand Groutlichaam (5,5 m) [-] [kN] [kN] [kN] [kN] NEN 9997-1;2016 542 615 (UC = 1,135) 542 550(UC = 1,015) CUR 166 678 763 (UC = 1,125) 596 594 (UC = 1,003) Tabel 4 - Vergelijking uitkomsten NEN 9997-1;2016 en CUR 166. Methode Test belasting geschiktheids proef Test belasting controle proef [-] [kN] [kN] NEN 9997-1;2016 596(1,1 E ULS;d ) 596(1,1 E ULS;d ) CUR 1666e druk 596(1,1 P max ) 596(1,1 P max ) geotechniek _April_2016_v1.indd 26 09/03/16 19:10 GEOKUNST - April 2016 52 Inleiding In 2006 werd Ooms Civiel door de afdeling Voe - gen van de Bouwdienst van Rijkswaterstaat be - naderd. De voegen in de tunnelbak onder het spoor in de A65 bij Vught bleken namelijk on - acceptabel veel geluidsoverlast te produceren voor de omwonenden en de Bouwdienst had hier geen passende oplossing voor. Aan ons werd de vraag voorgelegd of het mogelijk was het voeg - concept voor integraalviaducten aan te passen, zodat er in de tunnelbak in Vught een voegloze en dus geluidsarme verharding kon worden aangebracht. Dit bleek het begin te zijn van de ontwikkeling van het innovatieve voegconcept voor tunnelbakken. De reden dat de Bouwdienst bij ons aanklopte, lag in het feit dat wij gedurende de periode 1999 – 2003 in samenwerking met de afdeling Brug - gen van de Bouwdienst de Ooms-voeg voor in - tegraalviaducten hebben ontwikkeld. De eerste voegen zijn in 2003 in de A50 aangebracht en ie - dereen was (en is nog steeds) enthousiast over het ontwikkelde concept en het praktijkgedrag van de voeg in de jaren erna. Omschrijving voegconstructie In tegenstelling tot een integraalviaduct heeft een tunnelbak geen schuin aﬂopende stootvloe - ren. De asfaltverharding op de tunnelvloeren is dan ook constant in dikte (met uitzondering van eventuele uitvullingen) en bestaat uit een asfalt - onderlaag en een asfaltdeklaag. De tunnelbak is opgebouwd uit tunnelmoten die in de regel een maximale lengte van circa 20 m hebben. Hier - uit volgt dat de uitzetting en inkrimping van de tunnelmoten ten gevolge van temperatuurswis - selingen relatief klein is. Om die reden wordt het asfalt boven de tunnelmootovergangen vaak slechts ingezaagd. Inzagingen kunnen leiden tot randschades (zie ﬁguur 1), die over het alge - meen worden opgelost door het aanbrengen van De innovatieve voeg voor tunnelbakken – lange termijn praktijkervaring ir. J.G.F. Schrader Senior adviseur verhardingen, Ooms Civiel bv Figuur 1 geotechniek _April_2016_v1.indd 52 09/03/16 19:11 Samenvatting 53 GEOKUNST - April 2016 bitumineuze voegen. Deze voegen worden daar - om ook wel direct bij de aanleg aangebracht, maar de bekende problemen van bitumineuze voegen, de korte levensduur en de spoorvor - mingsgevoeligheid, spelen ook in de tunnelbak - ken op. Deze oplossing levert de wegbeheerder dus vooral extra onderhoud ten gevolge van de reparatie van de scheur- en spoorvorming. Bij Vught waren kunstharsvoegen tussen de tun - nelmoten aanwezig, die zoals gezegd tot extre - me geluidsoverlast leidden. In ﬁguur 2 is het ontwikkelde voegconcept voor tunnelbakken schematisch weergegeven. Op een asfaltonderlaag die uit het door ons zelf ontwikkelde Thermifalt-Plus bestaat, dient een Sealoﬂex polymeergemodiﬁceerde deklaag aan - gebracht te worden. De deklaag kan hierbij be - staan uit een (dubbellaags) ZOAB of een SMA. Ter plaatse van de tunnelmootovergangen die - nen onder andere nog staalplaatjes te worden aangebracht en zowel op de tunnelvloer als op het Thermifalt-Plus dient glasvezelwapening te worden aangebracht. De staalplaatjes en de wapening zijn niet weergegeven in ﬁguur 2. Doordat de innovatieve voeg voor tunnelbakken voegloos wordt aangebracht, is het een water - dichte oplossing, die tevens onderhoudsarm is (vergelijkbaar met het deklaagonderhoud van de aansluitende asfaltverhardingen). Thermifalt-Plus is een asfaltmengsel dat ruim voorzien is van polymeergemodiﬁceerd Sealo - ﬂex bitumen. Hierdoor ontstaat een zeer taai asfaltmengsel dat, in samenwerking met de aan te brengen glasvezelwapening, in staat is om de tunnelmootverplaatsingen te volgen zonder dat scheurvorming in het asfalt ontstaat. Bij het voegconcept voor tunnelbakken komt de Ther - mifalt-Plus direct onder de deklaag te liggen en daardoor komt het in de spoorvormingsgevoe - lige zone van de verhardingsconstructie. Dit was bij het voegconcept voor integraalviaducten niet het geval. Ons eigen wegbouwkundig laborato - rium werd ingeschakeld om Thermifalt-Plus te ontwikkelen, dat ongevoeliger is voor spoorvor - ming dan de Thermifalt die voor de asfaltonder - lagen bij de integraalviaducten was ontwikkeld. De op te vangen bewegingen van de tunnelbak - moten bevinden zich in het horizontale vlak. Glasvezelwapening is uitermate geschikt om de gevolgen van deze bewegingen in het asfalt te beperken. De wapening wordt zowel boven als onder de laag Thermifalt-Plus aangebracht. Hiervoor worden twee verschillende types wa - pening toegepast. Op de betonnen tunnelvloer wordt CompoGrid CG200 (treksterkte 200 ! 100 kN/m) aangebracht. Dit is een compo - siet van GlasGrid en een vlies. Het vlies wordt doordrenkt met een bitumenemulsie, die zorgt voor voldoende hechting tussen betonvloer en wapening. Bovenop de Thermifalt-Plus dient GlasGrid 8501 wapening (treksterkte 100 ! 100 kN/m) te worden aangebracht. Doordat de glas - vezelwapening direct op een nieuwe, vlakke en schone asfaltlaag wordt bevestigd, kan het eer - der benodigde vlies achterwege blijven. Voor het aanbrengen van de deklaag dient op de GlasGrid nog een PMB-hechtlaag te worden aangebracht. Deze hechtlaag zorgt er onder meer voor dat de wapening vast blijft liggen bij het wegfrezen van de deklaag bij toekomstig onderhoud. De staalplaatjes worden over de voegopening geplaatst en aan één zijde aan de betonvloer vastgeschroefd. De hoofdtaak van deze staal - plaatjes is het voorkomen dat het asfalt de voeg - opening in wordt gewalst. Doordat er bij een tunnelbak slechts twee as - faltlagen kunnen worden aangebracht, behoort Nadat Ooms Civiel in samenwerking met de afdeling Bruggen van de Bouwdienst van Rijkswaterstaat de Ooms-voeg voor integraalviaducten had ontwikkeld en succesvol op de A50 had aangebracht, heeft de afdeling Voegen van de Bouwdienst van Rijkswaterstaat in 2006 bij Ooms de vraag neergelegd een voegconcept te ontwikkelen voor de tunnelbak in de A65 bij Vught. Doel hierbij was de grote geluidsoverlast voor de omwonenden weg te nemen via een voegloze oplossing. Voordeel voor de wegbeheerder is, dat de gerealiseerde oplossing tevens onderhoudsarm bleek. De inno - vatieve voeg voor tunnelbakken is vervolgens ook in Den Haag, Groenlo en Winschoten aangebracht. De voegen zijn momenteel nog steeds schade - vrij. De verwachting is dat dit voegconcept in 2016 aan de (digitale) meer - keuzematrix voor voegovergangen kan worden toegevoegd. Figuur 2 Figuur 3 geotechniek _April_2016_v1.indd 53 09/03/16 19:11 GEOKUNST - April 2016 54 de asfaltdeklaag nu wel tot de voegconstructie. Dit betekent dat na het vervangen van de dek - laag wederom een Sealoﬂex polymeergemodi - ﬁceerde deklaag moet worden teruggebracht. Ook dient de deklaag met een ﬁjne rol gefreesd te worden tot aan 10 mm van de onderzijde van de deklaag. Hierdoor zal de asfaltwapening die tussen de deklaag en de Thermifalt-Plus is aan - gebracht intact blijven en hoeft deze tijdens het deklaagonderhoud niet vervangen te worden. Na het vervangen van de deklaag is de dikte van de gehele asfaltverharding op deze manier met 10 mm toegenomen, zie ook ﬁguur 3. Dit is zeker bij de tegenwoordig gebouwde tunnelbakken in de regel geen probleem meer. Indien de doorrij - hoogte wel maatgevend is, zal de deklaag inclu - sief de wapening volledig weggefreesd moeten worden, en zal naast de deklaag ook de wape - ning en bijbehorende PMB-hechtlaag opnieuw aangebracht moeten worden. De levensduurverwachting van de onderlig - gende laag Thermifalt-Plus is gelijk aan de levensduurverwachting van de tunnelmoten en groter dan 50 jaar. Deze verwachting ligt zo hoog, vanwege het feit dat de Thermifalt-Plus luchtdicht wordt afgesloten en derhalve niet zal verouderen. De levensduurverwachting van de deklaag van het voegconcept in de tunnelbak is gelijk aan de levensduurverwachting van de deklaag waarop het kunstwerk aansluit. De ver - vanging van de deklaag in de tunnelbak kan dus gelijktijdig met het overige deklaagonderhoud meegenomen worden. Uitgevoerde werken Wij hebben het innovatieve voegconcept voor tunnelbakken tot nu toe op vier locaties inge - bouwd. Het eerste (prototype) project betrof de tun - nelbak onder het spoor in de A65 bij Vught in 2008, zie ﬁguur 4. In tegenstelling tot wat hiervoor is beschreven, is bij het project Vught een dunne geluidsreducerende deklaag (DGD) aangebracht. Dit was ingegeven doordat er on - der het spoor voldoende doorrijhoogte moest blijven en onze ambitie om, naast de forse ge - luidsreductie die de voegloze oplossingen al op zou leveren, nog extra reductie te creëren door van deklaagtype te veranderen. De DGD bleek echter niet in staat om de (door het voegcon - cept gereduceerde) tunnelmootbewegingen volledig te volgen. Dit kwam mede door het feit dat de bewegingen minder gereduceerd werden dan voorzien, doordat er een kinderziekte in het legpatroon van de asfaltwapening aanwe - zig was. Het project Vught was een prototype Figuur 4 Figuur 5 geotechniek _April_2016_v1.indd 54 09/03/16 19:11 55 GEOKUNST - April 2016 DE INNOVATIEVE VOEG VOOR TUNNELBAKKEN – LANGE TERMIJN PRAKTIJKERVARING waarbij verbeterpunten helaas meestal niet te vermijden zijn. Deze punten zijn in de vol - gende projecten direct toegepast. Bij Vught zijn er toch eerder dwarsscheuren ter plaatse van de tunnelmootovergangen ontstaan, dan dat er schade in de aanliggende deklagen was opge - treden en bleek het noodzakelijk om in 2013 de DGD te vervangen. Tijdens dit onderhoud bleek inderdaad dat de scheurvorming zich, zoals verwacht, tot de deklaag beperkt had en dat er in de uit Thermifalt-Plus bestaande onderlaag geen scheurvorming zichtbaar was. Het tweede project betrof in 2010 de Utrechtse - baan ter hoogte van het Equinox-gebouw. Van - wege het bovenliggende gebouw zijn een aantal tunnelmoten aan elkaar gekoppeld en is het voegconcept voor tunnelbakken bij het Equi - nox-gebouw aangebracht. Daarnaast behoorde het aanbrengen van dezelfde voegoplossing aan het begin van de tunnelbak bij het Malie - veld tot het project. Het werk is in 2 opeenvol - gende weekenden uitgevoerd, waarbij het weg - vak in de tussenliggende werkweek berijdbaar moest zijn. Figuur 5 toont het wegvak na aﬂoop van het eerste weekend. In 2011 is de tunnelbak in de N319 bij Groenlo voorzien van de innovatieve voegenconstructie. In ﬁguur 6 is het diverse malen gerepareerde verhardingsoppervlak voorafgaand aan het on - derhoud weergegeven. In 2014 hebben wij de voegen aangebracht in de Beerstertunnel in de A7 bij Winschoten. De situatie na het aanbrengen is te zien in ﬁguur 7. Hierin is goed zichtbaar dat de voegen slechts op de rijbaan richting Duitsland zijn aange - bracht. Op de rijbaan naar Groningen is nog steeds een gevulde zaagsnede zichtbaar. Huidige stand van zaken Tijdens een in 2015 uitgevoerde visuele in - spectie bleek dat alle voegenconstructies in de tunnelbakken er nog in goede staat, dus on - gescheurd, bij liggen. Wij zijn ervan overtuigd dat het voegconcept voor tunnelbakken zich hiermee voldoende heeft bewezen. Daarom verwachten wij te bewerkstelligen dat het inno - vatieve voegconcept voor tunnelbakken in 2016 zal worden toegevoegd aan de (digitale) meer - keuzematrix voor voegovergangen. Figuur 6 Figuur 7 geotechniek _April_2016_v1.indd 55 09/03/16 19:11 10 GEOTECHNIEK - April 2016 1. Inleiding De bevordering van duurzaamheid is een hot item en staat hoog op de agenda in de gehele maatschappij. De bouwbranche volgt hierin geleidelijk. Duurzaamheidsaspecten zijn in toenemende mate van belang voor nieuwbouw en herontwikkeling van bestaande bouw in zo - wel de ontwerp-, realisatie- als gebruiksfase. Deze trend zal zich verder doorzetten, ener - zijds vanwege de ambitie van marktpartijen om maatschappelijk verantwoord te ondernemen (MVO), anderzijds vanwege de door de overheid en opdrachtgevers geïnitieerde stimulerings - maatregelen, beleids- en gunningskaders en projectgebonden eisen. Maar heeft de markt van ondergronds bouwen en funderingstechniek duurzaam bouwen ook al omarmd? Is er bij de bouwpartners voldoende bewustzijn en ziet de markt de behoefte c.q. eis voor duurzaam bou - wen wel als een uitdaging en impuls voor het bedenken van eenduidige toetsingskaders, cre - atieve oplossingen en innovaties voor ontwerp en uitvoering? Het optimaliseren van duurzaamheid van bouw - werken zou even vanzelfsprekend moeten zijn als de beschouwing van functionaliteit, maak - baarheid, risico’s en kostenefﬁciency. In de praktijk zien we dat er bij ondergronds bouwen wel steeds meer aandacht is voor risicobeheer - sing van de omgeving, ook een duurzaamheids - aspect, maar dat de directe bouwkosten veelal nog doorslaggevend zijn voor essentiële keuzes in het ontwerp en de uitvoering. In het geval be - vordering van duurzaamheid gepaard gaat met kostenbesparing leidt een duurzame oplossing niet tot discussies; bij een verhogend effect op de bouwkosten is dit minder evident. In dit artikel wordt ingegaan op de deﬁnitie van het begrip duurzaamheid bij ondergronds bou - wen, ontwikkelingen in dit kader op zowel tech - nisch als procedureel gebied en de verschillen - de duurzaamheidsaspecten die een rol spelen bij keuzes in ontwerp en uitvoeringsmethodes van bouwputten en funderingen. Dit wordt met name beschouwd vanuit een civieltechnische invalshoek. Onderwerpen op gebied van instal - laties, bouwfysica, klimaat en beleving vallen grotendeels buiten het kader van dit artikel. Ui - teraard zijn deze aspecten wel van belang om te komen tot een totaaloplossing. 2. Het begrip duurzaam bouwen – algemeen kader Duurzaamheid is een typisch “containerbegrip”. Deﬁnities en interpretaties kunnen ver uiteen lopen. In de kern ligt de focus vooral op het the - ma energie en materiaalgebruik: de beperking van milieu-effecten en optimalisering van de CO 2-footprint. Dit kan worden bereikt met een zogenoemde R3-strategie, gericht op: Reduce, Reuse & Recycle; zie ﬁguur 1. Bij funderingen, geotechnische constructies en ondergronds bouwen is het begrip duurzaam - heid echter zeker nog ruimer te interpreteren ten opzichte van bovengrondse bouwwerken in verband met het mogelijke tijdelijke of per - manente effect van het bouwen op de onder - grond, op de grondwaterhuishouding en op de (bebouwde) omgeving. Dit vergt een integrale, multidisciplinaire ontwerp- en uitvoeringsbe - nadering met afwegingen vanuit verschillende invalshoeken. Duurzaam ondergronds bouwen is synoniem voor: • Intensief, meervoudig grondgebruik. • Lange levensduur van een bouwwerk. • Optimale inpassing van een ondergronds bouwwerk in een bestaand boven- en onder - gronds landschap. • De zorg voor milieu en (gebouwde) omgeving in alle fasen van het bouwproces én in de ge - bruiksfase. • Beperking van permanente ingrepen voor bouwterrein en omgeving. Duurzaamheidsaspecten bij funderingen en ondergronds bouwen State-of-the-art ing. Ed Smienk Senior adviseur ondergronds bouwen ABT Figuur 1 - R3-strategie ter bevordering van CO 2-emissie. Figuur 2 - Verband 4P’s en GPR GPR - energie - milieu - gezondheid - gebruikskwaliteit - toekomstwaarde PROJECT PLANET PEOPLE PROSPERITY geotechniek _April_2016_v1.indd 10 09/03/16 19:10 11 GEOTECHNIEK - April 2016 Samenvatting Voorliggend artikel geeft inzicht in het algemene kader en actuele trends bij de beschouwing van duurzaamheidsaspecten, toegespitst op onder - gronds bouwen en funderingen. Er worden handvatten gegeven voor de waardering c.q. kwantiﬁcering van duurzaamheid aan de hand van over - zichten en rekenvoorbeelden. Speciﬁeke aspecten met betrekking tot het ontwerp, de materiaalkeuze en de uitvoeringsmethodes bij funderingen en ondergronds bouwen worden benoemd waarbij het accent ligt op de CO 2-emissie. Tenslotte wordt ingegaan op de marktontwikkeling bij paal - funderingen op het gebied van duurzaamheid. • Toepassing van duurzame materialen en uit - voeringsmethoden. • Besparingen van materialen en grondstoffen en mogelijk hergebruik. In het navolgende wordt een toelichting gegeven op de genoemde onderdelen en wordt een aantal ontwerp- en uitvoeringsaspecten voor bouwput - voorzieningen en funderingen nader benoemd. Uit het bovenstaande blijkt de verdeeldheid in het deﬁniëren van duurzaamheid. Daarom wordt in de literatuur ook wel gesteld om niet het be - grip duurzaamheid te deﬁniëren maar een be - nadering voor te staan vanuit de 4 P’s: Prospe - rity, People, Planet en Project. Naast dit raamwerk zijn er in de afgelopen ja - ren ﬂink wat termen en stromingen ontstaan die duurzaam bouwen proberen te benaderen van - uit een bepaalde visie. De gebruikte terminolo - gie is anders, maar de grondgedachten veelal overeenkomstig. Grofweg kan er een onderscheid gemaakt wor - den in 3 categorieën met bijhorende stromingen [lit.1]: • Overkoepelend: 4 P’s; Energiezuinig, milieu - vriendelijk en milieubewust bouwen; CO 2-neu - traal / klimaatneutraal bouwen; zie ﬁguur 2. • Energie: Trias Energetica (beperking ener - gieverbruik, maximalisatie gebruik duurzame energiebronnen en efﬁciënt gebruik van fos - siele brandstoffen); Energie neutraal bouwen; Autarkisch (zelfvoorzienend) bouwen. • Materialen: Autarkisch bouwen; Ecologisch bouwen; Passief bouwen; IFD (industrieel, Flexibel en Demontabel bouwen); Cradle 2 Cradle (ook wel C2C genoemd; letterlijk van de wieg tot de wieg, dus volledig gesloten kring - loop tot een nieuw product); LCA (LevensCy - clus Analyse). In het kader van dit artikel worden deze termen niet nader toegelicht. Hoe duurzaamheid te kwantiﬁceren en waarderen? Er zijn meerdere methoden om duurzaamheid om te zetten in een numerieke score bijvoor - beeld GPR Gebouw (Gemeentelijke Praktijk Richtlijn). De GPR-methode registreert op een 10-puntsschaal op vijf modules te weten ener - gie, milieu, gezondheid, gebruikskwaliteit en toekomstwaarde. Een belangrijk uitgangspunt van de GPR-methode is dat het de bestaande si - tuatie spiegelt aan de geldende regelgeving en daarop de waardering baseert. Voor de volledigheid wordt aangegeven dat er meer methoden zijn om de duurzaamheid van een gebouw te waarderen, zoals BREEAM, Greencalc, LEED en DuBoCalc. Alle methoden brengen de verschillende duurzaamheidaspec - ten in beeld. De weging en output verschilt ech - ter zodat de resultaten niet vergelijkbaar zijn. Zo staat de methode BREEAM voor Building Re - search Establishment Environmental Assess - ment Method. BREEAM maakt gebruik van kwa - litatieve weging; als totaalscore krijgt een nieuw gebouw 1 tot 5 sterren; zie ﬁguur 3. Voor ondergronds bouwen bestaat er nog geen speciﬁek en eenduidig toetsings- en waarde - ringskader voor duurzaamheidsapecten. Er is inmiddels hiertoe inmiddels wel een aanzet ge - maakt door Darinde Gijzel [Lit.2]. Zij heeft ten behoeve van de aanbesteding van een geboorde wegtunnel in de Rotterdamsebaan te Den Haag een raamwerk opgesteld voor de te waarderen duurzaamheidscriteria waarmee een opdracht - gever of projectorganisatie een selectie kan ma - ken al naar gelang het zwaartepunt binnen het speciﬁeke project. Op deze manier kan duur - zaamheid speciﬁek en uiteindelijk meetbaar worden gemaakt. 3. Eisen en stimuleringsmaatregelen van overheid en opdrachtgevers Vanuit de overheid en de opdrachtgevers wordt duurzaam (ondergronds) bouwen steeds meer gestimuleerd. Dit zien we terug in het ambitieniveau dat de Figuur 3 - Kwaliﬁcatie bouwwerken volgens BREEAM. Figuur 4 - BREEAM - Categorieën beoordeling duurzaamheid met wegingsfactoren. 6% 8% 19% 15% 12% 10% 10% 7,5% 12,5% Management Gezondhei d Energi e Transpor t Wa ter Materialen Afv al Landgebruik en Ecologie Vervuilin g 6% 8% 19% 15% 12% 10% 10% 7,5% 12,5% Management Gezondhei d Energi e Transpor t Wa ter Materialen Afv al Landgebruik en Ecologie Vervuilin g geotechniek _April_2016_v1.indd 11 09/03/16 19:10 12 GEOTECHNIEK - April 2016 overheid heeft vastgelegd om de CO 2-uitstoot per 2020 met 20% te verminderen ten opzichte van de situatie in 1990. Ook worden er in het Bouwbesluit 2012 voorschriften beschreven waarin de ‘Bepalingsmethode milieuprestaties gebouwen en GWW-werken’ is aangewezen. Ook is sprake van een aanscherping van de vereiste Energieprestatiecoëfﬁciënt (EPC; een index die de energetische efﬁciëntie van nieuwbouw weergeeft). Ook ondersteunt de overheid duurzaam bouwen met subsidies zoals goedkope ﬁnanciering voor duurzaam vastgoed (Groenregeling). Op basis van onderzoek van het COB en de TUD is vastgesteld dat het mogelijk zou moeten zijn om energieneutrale tunnels te bouwen. Dit is verwoord in het Inspiratiedocument Duurzaam - heid [Lit. 3]. Inmiddels zijn er binnen het COB expertteams samengesteld om dit nader te on - derzoeken met de missie om een energiereduc - tie te realiseren van 20%. Opdrachtgevers kunnen de duurzaamheid sti - muleren door dit element eenduidig te benoe - men in de aanbestedingsrichtlijn met speciﬁeke EMVI-criteria voor duurzaamheid zoals bij het bovengenoemde tunneltraject Rotterdamse - baan. Bij een EMVI-aanbesteding (Economisch Meest Voordelige Inschrijving) wordt niet alleen de prijs beoordeeld maar ook andere kwali - tatieve onderdelen zoals duurzaamheid, zorg voor omgeving en projectbeheersing; kortom het werk wordt op waarde gegund, waarbij de opdrachtgever de wegingsfactoren van de ver - schillende criteria bepaald. Zo was onlangs in de selectieleidraad van de herontwikkeling van OCC Spuikwartier in Den Haag, met een upgra - ding van bestaande ondergrondse parkeergara - ges, voor duurzaamheid een substantiële we - gingsfactor opgenomen. Voorts is de zogenoemde CO 2-Prestatieladder geïntroduceerd. Dit instrument is ontwikkeld door Prorail. Bedrijven worden gestimuleerd CO 2 te reduceren in hun eigen bedrijfsproces doordat een hogere trede op de ladder een sub - stantiële, ﬁctieve korting (gunningsvoordeel) oplevert in het aanbestedingsproces. De CO 2 Prestatieladder vereist dat het bedrijf een ge - structureerd proces inricht dat tot voortdurende verbetering leidt. De ladder schrijft niet voor, maar daagt uit en beloont. Daarmee stimuleert de ladder innovatie. Naast opdrachtgevers als ProRail, Rijkswaterstaat en Alliander zetten di - verse provincies, waterschappen en gemeenten het instrument in. Ook kan worden vermeld dat er samenwerking - verbanden zijn ter stimulering van duurzaam - heid zoals de zogenoemde Green Deal Beton waarin 30 overheids- en marktpartijen partici - peren met als doel in 2050 een 100% duurzame betonketen te bewerkstelligen. Tenslotte kan certiﬁcering van bedrijven op grond van de ISO normen 9001 (kwaliteitsma - nagement) en 14001 (milieuzorgsysteem) leiden tot bevordering van duurzaam bouwen. 4. Duurzaamheidsaspecten ondergronds bouwen 4.1. Intensief, meervoudig grondgebruik Het grote voordeel van ondergronds bouwen is de mogelijkheid van intensief, meervoudig grondgebruik. Gebouwfuncties kunnen worden gestapeld en pleinen, wegen en waterpartijen kunnen worden onderbouwd zodat bespaard kan worden op schaars grondoppervlak en land - schappelijke waarden in stand kunnen blijven. Door toepassing van meerlaagse kelders kan compact worden gebouwd. 4.2. Ontwerpen op levensduur Ondergrondse (delen van) bouwwerken moeten in het algemeen worden ontworpen op een re - latief lange levensduur. Dit is van belang mede vanwege de beperkte inspecteerbaarheid en mogelijkheden van onderhoud van de “schil” van het gebouw. Het gebouw moet langdurig preste - ren. Daarom moet voldoende ﬂexibiliteit worden gebouwd zodat het gebouw aanpasbaar is aan toekomstige wensen en meerdere interne func - ties mogelijk zijn. Concreet kan dit onder meer betekenen: • Niet te kleine kolomafstanden. • Voldoende verdiepingshoogte. • Mogelijke uitbreidbaarheid. • Rekening te houden met mogelijke veran - deringen van de grondwaterstand in de toe - komst, bijvoorbeeld in verband met stopzetten plaatselijke onttrekkingen, koude-warmteop - slag e.d. • Mogelijke ontwikkeling in de toekomst van be - bouwing op belendende percelen; het principe is altijd om bouwputvoorzieningen buiten het bouwterrein te verwijderen na realisatie van de nieuwbouw. 4.3. Zorg voor milieu, omgeving en ondergrondse archeologie Het ontwerp en de uitvoering van ondergrondse bouwwerken moet erop zijn gericht dat het ef - fect van het bouwen op de bebouwde omgeving tot een minimum wordt beperkt, zowel in de uitvoeringsfase als in de gebruikssituatie. Hier - bij moet rekening worden gehouden met onder meer de volgende aspecten: • Goede inpassing in het landschap. • Toepassing van geluids- en trillingsarme uit - voeringstechnieken. • Invloed van tijdelijke veranderingen van de grondwaterstand. • Mogelijkheid van duurzaam grondwaterbe - heer door middel van inﬁltratie c.q. retourin - jectie van bemalingswater. • Permanente effecten van een (omvangrijk) on - Figuur 5 - raamwerk van duurzaamheidsaspecten geboorde tunnels [Lit. 2] geotechniek _April_2016_v1.indd 12 09/03/16 19:10 13 GEOTECHNIEK - April 2016 dergronds bouwwerk op de grondwaterhuis - houding. • Deformaties van de ondergrond nabij de bouw - put. • Bescherming van archeologie tegen beschadi - gingen tijdens de bouwwerkzaamheden, grote gronddrukken en klimatologische invloeden. • Risicogestuurd ontwerp. • Informatieoverdracht betreffende de ontwer - puitgangspunten en risico’s van ontwerpende partij naar uitvoerende partij. • Adequate monitoring. • Vaststellen van mitigerende maatregelen en eventuele terugvalscenario’s tijdens de uitvoe - ring (observational method). 4.4. Beperking permanente ingrepen bouwterrein en omgeving Bouwputvoorzieningen zijn soms moeilijk te ver - wijderen of te slopen. Er moet per bouwproject een afweging worden gemaakt van het meest ge - schikte systeem voor de fundering, de toe te pas - sen grondkerende wanden en bouwputsystemen waarbij ook duurzaamheidsaspecten moeten worden beschouwd. Enkele hiervan zijn: • Stalen damwanden en Berliner wanden kun - nen relatief eenvoudig worden verwijderd en hergebruikt. Dit in tegenstelling tot in de grond gevormde wanden als diepwanden, palenwan - den, jetgrouting, bodeminjectie en CSM-wan - den. • Een in de grond gevormde horizontale bo - demafsluiting door middel van bodeminjectie (hardgel) of jetgrouting is in principe niet ver - wijderbaar. • Bij een uitvoeringsmethode met een bema - ling zijn in het algemeen de minste construc - tieve bouwputvoorzieningen benodigd wat uit oogpunt van duurzaamheid gunstig is. Er zijn echter wel extra aandachtspunten bij een be - maling aan de orde in verband met mogelijke beïnvloeding van de omgeving die moeten wor - den beheerst. • Bij het creëren van vrieslichamen is er geen sprake van een permanente ingreep of perma - nente bouwputvoorzieningen. • Uit oogpunt van duurzaamheid verdient de toe - passing van een stempeling van grondkerende wanden de voorkeur boven een verankering. Stempels komen voor hergebruik in aanmer - king terwijl ankers buiten de bouwput tot ob - stakels leiden voor toekomstige activiteiten en dus zouden moeten worden verwijderd. Bij de keuze van het type funderingspalen kan rekening worden gehouden met de volgende overwegingen: • Geprefabriceerde betonpalen kunnen desge - wenst worden getrokken. • In de grond gevormde palen kunnen eveneens worden getrokken mits deze over de volledige lengte zijn gewapend. • Holle stalen buispalen zijn goed te verwijderen en te hergebruiken. 4.5. Gebruik duurzame materialen Er moeten zoveel mogelijk recyclebare en te hergebruiken materialen worden toegepast evenals materialen met een beperkte emissie van schadelijke stoffen. Hoofdzakelijk worden de materialen staal en beton toegepast en in mindere mate hout. Ook grond kan als bouwma - teriaal worden beschouwd. Hout is het meest duurzame materiaal mits voorzien van het FSC keurmerk. Dit kan op re - latief kleine schaal worden toegepast zoals voor eenvoudige funderingen met houten palen en grondkerende Berliner wanden. Staal is minder duurzaam, omdat de productie veel energie kost en gepaard gaat met een grote uitstoot van CO 2. Staal is veelal wel te herge - bruiken. Hierbij kan worden gedacht aan: • Toepassing van tijdelijke stalen stempels ter stabilisatie van keerwanden in plaats van een verankering. • Toepassing van tijdelijke stalen damwanden. Deze kunnen tot ca. 4x worden hergebruikt. Bovendien is staal 100% recyclebaar. Beton is minder duurzaam omdat de productie van cement veel energie kost en gepaard gaat met een grote uitstoot van CO 2. Voorts vergt het slopen van betonconstructies veel energie. De duurzaamheid van gewapend beton kan worden verhoogd door: • Beperking van de hoeveelheid cement. • Toevoeging van vliegas aan betonmengsels. • Bij voorkeur Hoogovencement (HC) en geen Portlandcement (PC) toepassen omdat HC veel minder klinker bevat dan PC en hoog - ovenslakken kunnen worden hergebruikt als afvalproduct. • Vervanging van grind als toeslagmateriaal voor betongranulaat. Inmiddels zijn in dit ka - der recentelijk verschillende CUR-aanbevelin - gen verschenen: rapport nummer 80, 106, 112 en 116. • Toepassen van puingranulaat als werkvloer. • Beperking van de hoeveelheid wapening en dimensies van de betonconstructie door hoog - waardig rekenen. • Toepassing van staalvezelbeton. • Toepassing van geopolymeren. Er kan hierbij gebruik worden gemaakt van de CUR-tool Groen Beton voor het berekenen van de milieu-impact van betonmengsels. Grond moet zoveel mogelijk worden hergebruikt op het bouwterrein. Idealiter moet worden uit - gegaan van een gesloten grondbalans. In het DUURZAAMHEIDSASPECTEN BIJ FUNDERINGEN EN ONDERGRONDS BOUWEN STATE-OF-THE-ART Figuur 6 - Slimme windturbine fundamenten. geotechniek _April_2016_v1.indd 13 09/03/16 19:10 14 GEOTECHNIEK - April 2016 algemeen zal er bij ondergronds bouwen echter een grondoverschot zijn. Er moet dan worden gestreefd naar afvoer naar een stortplaats c.q. grondbank op korte afstand om het transport te minimaliseren. De grond die op het werk wordt hergebruikt ten behoeve van aanvulling van maaiveld en langs kelderwanden moet bij voor - keur op het werkterrein in depot worden gezet. 4.6. Materiaalbesparing/slank ontwerpen Door een uitgekiend ontwerp en toepassing van geavanceerde (EEM) berekeningsmethoden zo - als Plaxis 3D en Diana kan er doorgaans tot tien - tallen procenten worden bespaard op de hoe - veelheid benodigd constructiemateriaal. Hierbij kan worden gedacht aan onder meer: • Toepassing van relatief dunne vloeren op grondslag of op een lichte paalfundering. • Uitgekiende samenstelling van het beton - mengsel. • Toevoeging van staalvezels aan de betonspecie zodat wapening en constructiedikte kunnen worden beperkt. • Toepassing van materialen met een hoge druk- en treksterkte. • Toepassing van een paal-plaatfundering waar - door het aantal palen kan worden beperkt. • Uitvoeren 3D-berekeningen ter verﬁjning van de modellering van de werkelijke belastingsi - tuatie; zie bijvoorbeeld ﬁguur 6. Een voorbeeld van ultiem duurzaam onder - gronds bouwen is het ondergrondse bezoekers - centrum DOMunder op het Domplein in Utrecht zoals in 2014 is opgeleverd. De volgende duur - zaamheidsaspecten kunnen hierbij worden ver - meld: • Dubbel grondgebruik door volledig onder - grondse aanleg waarbij functie van het Dom - plein volledig is gehandhaafd. • Door constructieve en klimatologische maat - regelen volledige bescherming en behoud van cultureel erfgoed. • Zeer slank ontwerp en hergebruik van be - staande funderingen. • Geen invloed op bebouwde omgeving. • Ondergrondse ruimte is uitbreidbaar t.b.v. toe - komstige ontwikkelingen. 4.7. Duurzame uitvoeringsmethoden bouwputvoorzieningen Voor de uitvoeringsmethoden van bouwput - voorzieningen bij ondergronds bouwen zijn ver - schillende duurzaamheidsaspecten te onder - scheiden. Dit geldt voor zowel de toe te passen bouwputwanden als de eventuele onderafslui - ting van de bouwput. Op basis van een waarde - analyse van de relevante aspecten kan er een genuanceerde afweging worden gemaakt tus - sen de beschikbare bouwsystemen. In het over - zicht in de navolgende tabel worden de volgende aspecten in relatieve zin benoemd: • Energiebehoefte/uitstoot CO 2 gerelateerd aan de productie, transport en verwerking. • Levensduur. • Te bereiken diepte i.v.m. toepassing meervou - Tabel 1 - Duurzaamheidsapecten bouwputvoorzieningen duurzaamheidsaspecten energie behoefte levensduur te bereiken diepte verwijder-baarheid hergebruik 2) uitbreidbaarheid trillingen waterdichtheid bouwputwanden talud ++ n.v.t. -- n.v.t. n.v.t. n.v.t. ++ -- Berliner wand + n.v.t. - ++ A/B n.v.t. o -- stalen damwand -/o 1) o + ++ A/B + -/o 3) ++ combiwand - o ++ ++ A/B + -- ++ palenwand -- ++ + -- C 4) - + - Diepwand -- ++ +++ -- C 4) 5) - + + CSM-wand o + o -- -- - + +/o bodeminjectie o + o -- -- -- + +/o jet-grouting o + o -- -- 6) -- + +/o vriezen + n.v.t. o n.v.t. n.v.t. + ++ ++ afzinkkelder ++ ++ - n.v.t. n.v.t. -- + ++ pneumatisch caisson ++ ++ ++ n.v.t. n.v.t. -- + ++ onderafsluiting bouwput geen/bemaling ++ n.v.t. n.v.t. ++ n.v.t. n.v.t. ++ -- onderwaterbeton -- ++ n.v.t. - C o ++ + bodeminjectie o + + -- -- + + +/o jet-grouting o + + -- -- + + +/o vriezen + n.v.t. o n.v.t. n.v.t. + ++ ++ 1): afhankelijk van tijdelijk of permanent gebruik 2): A= volledig te hergebruiken B= recyclebaar C= te verwerken tot secundaire bouwstof/granulaat3): afhankelijk van drukkend inbrengen of heiend/trillend 4): afvoer van grond i.v.m. installatieproces 5): afvoer van verontreinigde bentonietspoeling 6): afvoer van met grout verontreinigde grond geotechniek _April_2016_v1.indd 14 09/03/16 19:10 15 GEOTECHNIEK - April 2016 dige kelderlagen. • Verwijderbaarheid/blijvend obstakel. • Mogelijk hergebruik; als compleet element te gebruiken, te recyclen of als secundaire grondstof te verwerken. • Uitbreidbaarheid. • Beïnvloeding omgeving, onderverdeeld in tril - lingen en waterdichtheid c.q. invloed op water - huishouding. Bij de beoordeling van de invloed op de om - geving kan ook het risico op vervormingen en schade worden benoemd. Dit aspect is echter afhankelijk van een veelheid aan factoren zo - als bodemgesteldheid, diepte van de ontgra - ving, afstand tot de belendingen, bouwkundige staat en funderingswijze van de belendingen en eventuele compenserende maatregelen zoals indrukken van damwanden in plaats van intril - len. Dit aspect is dus niet eenduidige en daar - om niet in het overzicht opgenomen. Funderingssystemen De volgende duurzaamheidsaspecten kunnen worden onderkend voor de toe te passen fun - deringssystemen. Materiaalkeuze en hergebruik • Houten palen hebben wel een duurzaam ka - rakter maar zijn niet geschikt bij ondergrond - se bouwwerken van enige omvang. • In principe is het mogelijk om de palen van de voormalige bebouwing te hergebruiken mits de speciﬁcaties van deze palen beschikbaar zijn en de palen voldoende capaciteit hebben. Veelal blijkt hergebruik echter ontwerptech - nisch niet haalbaar. • Stalen buispalen zijn goed te hergebruiken en/of te recyclen. De voorwaarde hierbij is wel dat de buizen niet worden gevuld met beton of worden ingebracht met groutinjectie waarbij een groutschil rondom de buis wordt gevormd. ! Betonpalen zijn in principe niet geschikt voor hergebruik. Dit geldt met name voor in de grond gevormde betonpalen. Ook getrokken geprefabriceerde betonpalen komen norma - liter niet in aanmerking voor hergebruik in verband met mogelijke beschadigingen. Ge - trokken betonpalen worden veelal verwerkt tot betonpuingranulaat. Levensduur • Voorgespannen, geprefabriceerde betonpa - len hebben een zeer lange levensduur bij een juist gekozen milieuklasse. • Ook in de grond gevormde betonpalen zijn ge - schikt voor langdurig gebruik, mits deze op goede wijze zijn uitgevoerd en wordt voldaan aan de juiste milieuklasse. • Bij toepassing van stalen buispalen, schroef- en staafankers moet rekening worden gehou - den met corrosie die een beperking kan ople - veren voor de levensduur. Verwijderbaarheid • Het is technisch mogelijk om alle type palen te verwijderen. Bij stalen buispalen en gladde voorgespannen geprefabriceerde betonpalen is dit relatief eenvoudig, mede afhankelijk van de afmetingen. Bij in de grond gevormde pa - len kan het complicerende factor zijn als de wapening niet over de volledige lengte van de paal is aangebracht. Ook schoorstanden en een vergrote paalvoet kunnen het verwijderen compliceren. • Waterafsluitende klei- en veenlagen moeten bij het trekken van de palen worden hersteld. Besparing van materiaal • Besparing van materiaal is mogelijk door een uitgekiend funderingsontwerp. • Grondverdringende palen zoals geprefabri - ceerde betonpalen, vibropalen en grondver - dringende schroefpalen genereren per een - heid van paalvolume een grotere draagkracht ten opzichte van grondverwijderende palen zoals avegaar- en boorpalen. Toepassing van grondverdringende palen vergt dus minder betonconsumptie. • Geprefabriceerde betonpalen kunnen in spe - ciﬁeke gevallen vanwege de hoogwaardige betonkwaliteit slanker worden uitgevoerd ten opzichte van in de grondgevormde betonpalen. • Bij grondverwijderende paalsystemen moet de uitkomende grond worden afgevoerd of ver - werkt op het terrein. Invloed op omgeving • De uitvoering van geheide paalsystemen kan aanleiding geven voor geluids- en trillings - overlast en mogelijk schade aan nabij gelegen belendingen. • Grondverdringende schroefpalen worden tril - lingsarm uitgevoerd en hebben normaliter geen omgevingsbezwaren. • Grondverwijderende palen worden eveneens trillingsarm uitgevoerd. Hierbij moet echter wel rekening worden gehouden met grondont - spanning die van invloed kan zijn op de funde - ring van belendingen. 5. Milieu-impact 5.1. Funderingen Er zijn in de markt inmiddels verschillende re - kentools ontwikkeld om de milieuprestatie te kunnen beoordelen van een bouwwerk of van onderdelen van een gebouw. Dit wordt norma - liter gedaan in de vorm van een berekening van de CO 2-emissie. Zo is er in 2012 door DFI (Deep DUURZAAMHEIDSASPECTEN BIJ FUNDERINGEN EN ONDERGRONDS BOUWEN STATE-OF-THE-ART Tabel 2 - Duurzaamheidsaspecten funderingssystemen duurzaamheidsaspecten levensduur verwijder-baarheid hergebruik 2) besparingmateriaal trillingen funderingstype houten paal -- + -- - - prefab betonpaal + + C ++ -- avegaarpaal - -- 1) C -- ++ vibropaal o - 1) C + - grondverdringendeschroefpaal o - 1) C + ++ grondverdringendeschroefpaal met buis o o -- o ++ stalen buispaal o ++ A/B + -- Stalen buispaal, beton gevuld o ++ -- o -- boorpaal o -- C -- 3) ++ diepwandpaal o -- C -- 3) ++ ankerpaal o - -- ++ + 1): afhankelijk van aanwezigheid doorgaande wapening 2): A= volledig te hergebruiken B= recyclebaar C= te verwerken tot secundaire bouwstof/granulaat 3): afvoer nodig van vervuilde bentonietspoeling geotechniek _April_2016_v1.indd 15 09/03/16 19:10 16 GEOTECHNIEK - April 2016 Foundation Institute) en EFFC (Europese funde - rings aannemers) een programma geïntrodu - ceerd voor de berekening van de CO 2-emissie van funderingspalen, de zogenoemd Carbon Calculator [Lit. 4]. Uiteraard is geen enkele situatie gelijk omdat er vele variabelen zijn die van invloed zijn op de energiebehoefte bij funderingen. Onder meer kunnen worden vermeld: Bodemgesteldheid Deze is bepalend voor de grondmechanische draagkracht terwijl er een afname van de ef - fectieve draagkracht aan de orde kan zijn in verband met optreden van negatieve kleef. Bij aanwezigheid van slappe bodemlagen kan over - consumptie van betonspecie optreden bij in de grond gevormde palen en is een minimale paal - diameter vereist vanwege de aan te brengen wa - peningskorf. Belastingsituatie en aanlegniveau van de constructie Deze zijn van invloed op de benodigde paalafme - tingen, de paalwapening en de eventuele wand - dikte van de stalen buis. Cement De hoeveelheid en soort toe te passen cement is maatgevend voor de CO 2-uitstoot bij de produc - tie van beton. De hoeveelheid benodigde cement is afhankelijk van de betreffende milieu- en sterkteklasse; zie ﬁguur terwijl er in het kader van duurzaamheid moet worden gestreefd naar minimalisatie van hoeveelheid cementklinker. Toepassing van Hoogovencement heeft dus al - tijd sterk de voorkeur. Eventueel kan vliegas worden toegevoegd ter beperking van de hoe - veelheid cement. Vanwege de snellere sterkte - ontwikkeling van beton bij toepassing van Port - landcement wordt hiervan toch nog vaak gebruik gemaakt bij de productie van prefab palen; een commerciële afweging dus. Transport Hierbij zijn de lengte en zwaarte van de palen van belang in verband met het toe te passen materieel en het aantal per transportbeweging te vervoeren elementen alsook de rijafstand van de projectlocatie tot de fabriek c.q. de betoncen - trale. Onderstaand is een indicatief overzicht gegeven van het CO 2-proﬁel van verschillende funde - ringspalen volgens een analyse op basis van de ABT-CO 2 quickscan. Hierbij zijn 2 kenmerkende bodemproﬁelen onderscheiden te weten het Tabel 4 - Samenstelling cement per soort cementsoort klinker slak portland CEMI 95-100% - hoogoven CEMIII/A 35-64% 36-65% hoogoven CEMIII/B 20-34% 66-80% hoogoven CEMIII/C 5-19% 81-95% Tabel 3 - Cementbehoefte beton afhankelijk van milieu- en sterkteklasse milieuklasse hoeveelheid cement [kg/m 3] C20/25 C35/45 C45/55 XC2 305 340 360 XA2 335 360 390 Figuur 7 - Onderscheiden bodemproﬁelen. geotechniek _April_2016_v1.indd 16 09/03/16 19:10 17 GEOTECHNIEK - April 2016 Utrechtse en het Rotterdamse proﬁel; zie ﬁguur 7. Zo kan een indicatie worden verkregen van de CO 2-uitstoot per paal; nog interessanter en in - zichtelijker is het om de verschillende systemen te vergelijken op basis van de CO 2-uitstoot per eenheid van draagkracht, dus kg CO 2 per kN. Voor de beoordeling van de impact op het milieu van volledige funderingsconstructies en onder - grondse bouwwerken zijn ook rekenprogram - ma’s beschikbaar. Hierbij worden alle elemen - ten van het gebouw afzonderlijk beschouwd voor wat betreft milieu effect over de geheel levens - duurcylus, van grondstofwinning tot afvalver - werking (LCA). Hierbij wordt gebruik gemaakt van zogenoemde EPD’s (Environment Product Declaration) van de verschillende toe te passen producten en materialen. In deze documen - tatie wordt het product beoordeeld vanuit een breed spectrum van 11 milieuthema’s waarvan de CO 2-emissie er één is. Deze thema’s worden veelal gewaardeerd met zogenoemde schaduw - prijzen. Dit zijn ﬁctieve prijzen, een theoretische schatting van de kosten die de overheid er voor over heeft om de milieuschade te voorkomen of te verhelpen. Zo zijn er de Nederlandse MRPI-bladen (Mi - lieu Relevante Product Informatie) beschikbaar evenals de Nationale Milieu Database (NMD) en de European reference Life Cycle Database (ELCD). Voor funderingselementen zijn er ook milieuclassiﬁcaties voorhanden zoals opgesteld door het NIBE. Dit betreft de meest gangbare paaltypen zoals prefab betonpalen, houten palen (met betonoplanger), avegaarpalen, vibropalen en stalen buispalen, zij het dat het hier alleen kleine paalafmetingen betreft, met name ge - richt op lichte woningbouw. Het moge duidelijk zijn dat de hoeveelheden van de toe te passen materialen voor een fundering of bouwwerk van groot belang zijn voor de totale score van een ontwerp. Een koppeling met de hedendaagse 3D-tekenpakketten en BIM-mo - dellen maakt de berekeningen steeds accurater en efﬁciënter. In ﬁguur 10 en 11 zijn de resultaten van een voorbeeldberekening gegeven van de milieu- impact van de constructie voor een smalle tweelaagse ondergrondse parkeergarage in Amsterdam [Lit. 5]. De milieu-impact is bepaald met behulp van een hiervoor door ABT speci - ﬁek ontwikkelde monitortool ten behoeve van de ter vergelijking van constructievarianten. Het referentieontwerp voorzag in de toepassing van onderwaterbeton en permanente stalen dam - wanden als kelderwand. DUURZAAMHEIDSASPECTEN BIJ FUNDERINGEN EN ONDERGRONDS BOUWEN STATE-OF-THE-ART Tabel 5 - Indicatief vergelijk CO2-uitstoot per paaltype; Utrechts bodemproﬁelt type afmeting[mm] netto draagkracht [kN] CO 2 uitstoot[kg/paal] CO 2 uitstoot[kg/kN] factor*[%] prefab CEMI 450 1898 1736 0,91 42 prefab CEMIII 450 1898 895 0,47 22 vibro 456/500 2020 759 0,38 17 fundex 460/560 1843 759 0,41 19 fundex g.i. 460/560 1912 937 0,49 23 tubex 460/560 1555 3354 2,16 100 tubex g.i. 460/560 1912 3584 1,88 87 avegaar 600 1119 1026 0,92 43 *: percentage CO 2-uitstoot t.o.v. meest milieubelastende paaltype Tabel 6 - Indicatief vergelijk CO2-uitstoot per paaltype; Rotterdams bodemproﬁel type afmeting[mm] netto draagkracht [kN] CO 2 uitstoot[kg/paal] CO 2 uitstoot[kg/kN] factor*[%] prefab CEMI 450 3089 1412 0,46 37 prefab CEMIII 450 3089 750 0,24 20 vibro 456/500 3259 629 0,19 16 fundex 460/560 2767 629 0,23 18 fundex g.i. 460/560 3026 822 0,27 22 tubex 460/560 2452 3038 1,24 100 tubex g.i. 460/560 3026 3229 1,07 86 avegaar 600 2113 933 0,44 36 *: percentage CO 2-uitstoot t.o.v. meest milieubelastende paaltype Figuur 8 - Voorbeeld BIM/BEM-model Groninger Forum, ABT. Figuur 9 - Referentieontwerp voorbeeldproject. geotechniek _April_2016_v1.indd 17 09/03/16 19:10 18 GEOTECHNIEK - April 2016 Als alternatief is een oplossing met een uitvoe - ring op basis van een polderprincipe met een spanningsbemaling en tijdelijke stalen dam - wanden en betonnen kelderwanden. In onder - staande ﬁguren is de elementenverdeling van de CO 2-uitstoot aangegeven. Logischerwijs wordt vanwege de grote volumes de grootste impact veroorzaakt door de vloeren. Een optimalisering hierin resulteert dus direct in een substantieel betere milieuprestatie voor het bouwwerk. In tabel 7 is een vergelijking gegeven van de be - rekende CO 2-emissie en de schaduwprijs. Hier - uit blijkt dat de schaduwprijs bij de variant met 7% worden gereduceerd. Een zelfde soort analyse is uitgevoerd voor een VMBO-schoolgebouw in Delft met een fundering op relatief lange geprefabriceerde betonpalen. In het ontwerp is geen kelder voorzien. In ﬁguur 12 is de verdeling van het milieu-effect weergegeven waarbij in ﬁguur 13 het effect van de fundering nog eens is uitgesplitst. Door toepassing van holle funderingspalen kan 25% beton in de palen worden gereduceerd. Dit gaat gepaard met een besparing van 40% op de schaduwkosten van de funderingspalen, in dit geval circa 7% van de totale schaduwkosten van het gebouw wat als substantieel kan worden be - schouwd. 5.2. Funderingsontwerp Door toepassing van een uitgekiend ontwerp kan met behulp van hoogwaardige rekenme - thodes (EEM) een substantiële reductie van de CO 2-emissie worden gerealiseerd. Een voor - beeld hiervan is de fundering van de hoogbouw - torens van het nieuwe hoofdkantoor van RABO in Utrecht. Het oorspronkelijke ontwerp van het plan voorzag in een paalfundering met toepas - sing van tubex-groutinjectiepalen. Als optimali - satie is een plan uitgewerkt en gerealiseerd op basis van een paal-plaatfundering waarbij het aantal palen tot 50% kon worden gereduceerd en bovendien een optimalisatie kon plaats vin - den in de funderingsplaat. Dit betekent een re - ductie van 130 palen en een materiaalbesparing in de plaat wat gepaard gaat met een berekende reductie van de uitstoot van circa 1.000 ton CO 2. 6. Ontwikkelingen in paalfunderingen De markt van de funderingstechniek speelt op creatieve wijze in op de duurzaamheidsgedachte door het aanbieden van systemen met speciﬁeke aanpassingen, met name gericht op materiaal - besparing c.q. beperking CO 2-emissie. Het moet hierbij helaas wel worden vermeld dat er geen sprake is van echte innovaties. De meeste sys - temen zijn al een aantal jaren op de markt en de vraag vanuit de opdrachtgevers is beperkt. On - derstaand is een aantal systemen weergegeven. Geprefabriceerde betonpalen met verzwaarde punt Dit is een geprefabriceerde betonpaal met een verzwaarde punt, zoals deze ook in het verleden veelvuldig werd toegepast. Het is evident dat er vanwege de slanke schacht in speciﬁeke bode - momstandigheden een materiaalbesparing mo - Tabel 7 - Vergelijk milieu effect ontwerpvarianten ontwerp kg CO 2-uitstoot per m 2 BVO Schaduwprijs per m 2 BVO referentieontwerp 922 " 77,60 alternatief 861 " 72,42 Tabel 8 - Milieu effect VMBO-schoolgebouw Delft ontwerp kg CO 2-uitstoot per m 2 BVO Schaduwprijs per m 2 BVO referentieontwerp 161 " 17,05 Variant: holle palen 150 " 15,92 Figuur 10 - Verdeling milieueffect per constructief element, referentieontwerp. Figuur 11 - Verdeling milieueffect per constructief element, alternatief. Figuur 12 - Verdeling milieueffect per constructief element. Totaal Totaal Totaal Funderingsconstructie en damwanden Funderingsconstructie en damwanden Funderingsconstructie geotechniek _April_2016_v1.indd 18 09/03/16 19:10 19 GEOTECHNIEK - April 2016 gelijk is bij een gelijk blijvende draagkracht. Het systeem is echter niet overal toepasbaar omdat er in verband met de vergrote paalpunt een per - foratie kan ontstaan in waterafsluitende bodem - lagen zodat door kwel juist een milieuprobleem kan worden geïntroduceerd. Het systeem is wel als enige funderingstype gecertiﬁceerd geweest met het predikaat DUBOkeur® keurmerk van het NIBE. Geprefabriceerde holle betonpalen Onder deze categorie vallen de holle heipalen zoals deze door Jansen Zeewolde worden ge - produceerd, de zogenoemde Pluspaal van Be - tonson en de Hailightpaal van Haitsma. De holle heipaal van Jansen is gemaakt van staalvezel - beton met toepassing van voorspanwapening en stalen voetplaat. De Pluspaal en Hailightpaal zijn eveneens voorgespannen elementen en hebben een massieve kop, en voet en worden voorzien van een EPS vulling. Er wordt hierbij niet alleen materiaalbesparing gerealiseerd van circa 30%, ook kan een lichtere stelling worden toegepast en kan de CO 2-emissie bij transport worden ge - reduceerd. De eerstgenoemde 2 paaltypes wor - den inmiddels niet meer standaard geleverd. Toepassing betongranulaat Er zijn geprefabriceerde betonpalen in de markt die standaard worden voorzien van gerecycled betongranulaat ter beperking van de natuurlijke grondstoffen grind en zand. Een voorbeeld hier - van is de Eco-schokpaal van Schokindustrie. Energiepalen In Nederland worden energiepalen uitgevoerd als voorgespannen, geprefabriceerde betonpa - len die worden voorzien van een buizensysteem dat wordt aangesloten op een warmtewisselaar. De warmtewisselaar zorgt ervoor dat via een circulatievloeistof in de winter warmte aan de bodem wordt onttrokken. In de zomer kan een gebouw via de circulatievloeistof vanuit de af - gekoelde bodem weer gekoeld worden. Even - tueel kan dit systeem worden gecombineerd met een thermische betonkernactivering in de vloeren (en wanden). Dit type paal staat ook wel bekend onder de benaming “Comfortpaal” of “Groene paal” en is al sinds 1997 op de markt. De opbrengst van deze palen bedraagt globaal, afhankelijk van de bodemomstandigheden, 25 à 35 W per m 1 thermisch effectieve paallengte. Dit resulteert in een mogelijke CO 2 reductie tot 30- 40%. Deze paaltypes staan inmiddels om com - merciële redenen niet meer op het standaard leveringsprogramma van leveranciers. Internationaal wordt dit systeem ook toegepast bij in de grond gevormde funderingspalen. Aanvankelijk zijn er diverse projecten met dit paaltype uitgevoerd en hebben er duurzaam - heidsoptimalisaties plaats gevonden in de lei - dingen zodat alleen de bodem maatgevend is voor de opbrengt. Er is echter de laatste jaren sprake van een afnemende toepassing in ver - band met de concurrentie met grootschalige WKO-installaties, afname in bouwvolume en afschafﬁng van subsidies. Bovendien speelt bij de toepassing van bodemenergiesystemen de wet- en regelgeving een voorname rol. Met het van kracht worden van de ‘AMvB bodemenergie’ per 1 juli 2013 (Wijzigingsbesluit Bodemener - giesystemen) vallen zowel de open als gesloten systemen onder een wettelijk kader. In het bui - tenland staan energy piles wel nadrukkelijk in de belangstelling. 7. Tot slot Er kan worden vastgesteld dat de markt van DUURZAAMHEIDSASPECTEN BIJ FUNDERINGEN EN ONDERGRONDS BOUWEN STATE-OF-THE-ART Foto 1 - Torens Rabo Utrecht met paal-plaatfundering Foto 2 - Ecopaal: geprefabriceerde betonpaal met verzwaarde punt. Figuur 13 - Doorsnede energiepaal – geprefabriceerde betonpaal Foto 3 - Holle geprefabriceerde betonpalen. Foto: IJsselmeerbeton Foto: Rob Hoekstra geotechniek _April_2016_v1.indd 19 09/03/16 19:10 20 GEOTECHNIEK - April 2016 ondergronds bouwen en funderingen bij de ont - wikkeling van duurzame concepten ruimschoots achter blijft bij het maatschappelijke ambitieni - veau. Wel groeit het bewustzijn gestaag en wor - den hiertoe goede aanzetten gedaan. Bovendien zijn er door de overheid en opdrachtgevers se - rieuze stimuleringsmaatregelen geïnitieerd. Ook zijn er modellen in ontwikkeling waarmee duurzaamheid op min of meer eenduidige wijze meetbaar kan worden gemaakt. In een economisch moeilijke markt is het span - ningsveld tussen duurzaamheid en (additionele) bouwkosten echter evident. In beperkte mate zijn er kennisplatforms die zich bezig houden met duurzaamheidsthema’s zoals onder meer opgenomen in het programma van het COB. Deze zijn echter met name eenzij - dig gericht op tunnelbouw. Voorts moet worden geconstateerd dat de doel - stelling van de overheid om de CO 2-uitstoot per 2020 met 20% te verminderen (ten opzichte van de situatie in 1990) voor de funderingsmarkt vrij - wel niet is te realiseren. De gedane inspannin - gen voor besparing van energie en grondstoffen wordt namelijk voor een deel teniet gedaan door een aanscherping van ontwerpnormen. Zo is er vanaf 2012 al een toename van de rekenwaar - den van de paalbelastingen aan de orde in ver - band met de invoering van de Eurocode (globaal circa 10%). Bovendien moet per 1 januari 2017 rekening worden gehouden met een afwaar - dering van de paalklassefactoren ( αp) met een reductie van de puntdraagkracht met 30%. Dit zal gepaard gaan met een substantiële toename van het materiaalverbruik en CO 2-emissie. Dit zal ook zeker impact hebben op het (duurzaam) hergebruik van bestaande constructies bij reno - vatie en transformatie. In het geval de bestaan - de fundering door de nieuwe ingrepen zwaarder wordt belast zal er vrijwel altijd extra funde - ringscapaciteit moeten worden toegevoegd. De markt van ondergronds bouwen en funderin - gen staat dus nog voor een forse uitdaging om de maatschappelijk gewenste duurzaamheids - doelstellingen te realiseren. Groene ideeën en innovaties uit de markt zijn hiervoor ook essen - tieel. Bovendien zouden er in dit kader vanuit de opdrachtgevers nog meer stimuleringsmaat - regelen kunnen worden doorgevoerd. Dit kan in de vorm van de bestekken en vraagspeciﬁcaties waarin structureel eisen worden gesteld aan bijvoorbeeld de toe te passen cementklasse en het gebruik van betongranulaat in combinatie met een beloningsprikkel bij aanbestedingen bij duurzaam bouwen en duurzaam materiaal - gebruik. Hierbij staat voorop dat duurzaam bouwen een gezamenlijke verantwoordelijkheid is. 8. Literatuur [1] Duurzaamheid en materialen, interessant voor de toekomst; ABT/Hogeschool van Arn - hem en Nijmegen; Den Hertog & Heijink; 2010. [2] Tunnel Visions on Sustainability; TU Delft/ Gemeente Den Haag; MSc thesis Darinde Gijzel; 2014 [3] Inspiratiedocument Duurzaamheid; COB; M. Hertogh et al.; 2014. [4] Milieu-impact van Constructieve Ontwerpen; ABT/Hogeschool Rotterdam; afstudeer - scriptie Ali Hosseini; juni 2015. [5] Seminar duurzaamheid funderingen; DFI, Kivi Niria Geotechniek, NVAF; 10 april 2013. [6] Handboek Funderingen; SBR; E. Smienk et al.; 2010. Foto 5 - Energiepaal – in de grond gevormde paal. Foto: Franki Grondtechnieken geotechniek _April_2016_v1.indd 20 09/03/16 19:10 34 GEOTECHNIEK - April 2016 Gebiedsdekkende quick-scan dijkveiligheid door geautomatiseerd rekenproces Drs. ing. E.W. Vastenburg Sr. adviseur, Hoogheemraad - schap Hollands Noorderkwartier (voormalig Deltares) Drs. ing. F.P.W. van den Berg Sr. adviseur, Deltares Inleiding De effecten van klimaatverandering worden steeds duidelijker. Extreme weersituaties ko - men steeds vaker voor. Zo worden bijvoorbeeld regenbuien steeds heviger en langduriger. Dit leidt onder andere tot hogere rivierafvoeren en waterstanden. Dit heeft gevolgen voor de (dijk) veiligheid. Tegelijkertijd is een sterke wereld - wijde toename van de bevolking en economi - sche groei waarneembaar. Wereldwijd neemt de te beschermen waarde van het achterland dan ook toe. Om het effect van klimaatveranderingen op de waterveiligheid te kunnen kwantiﬁceren zal na verwachting steeds vaker gebiedsdekkende veiligheidsanalyses uitgevoerd worden. Een on - derdeel hiervan is de grondmechanische stabili - teit van de waterkeringen. Echter, in de meeste landen is relatief weinig informatie voor han - den over de huidige staat van de waterkering. Uitgaande van een traditionele aanpak, waarbij vele handmatige analyses uitgevoerd worden, is het komen tot gebiedsdekkende uitspraken een zeer arbeidsintensief proces. Hier lijkt wel een verandering gaande. De laatste jaren is steeds meer beweging waarneembaar in de ontwik - keling van geautomatiseerde rekentechnieken voor dijksterkte-analyses [1, 2, 3]. Voorgaande heeft geleid tot de volgende pro - bleemstelling: Kan gebruik gemaakt worden van geautomatiseerde rekentechnieken om een snelle eerste gebiedsdekkende uitspraak te doen over de dijkveiligheid. Om dit te onder - zoeken zijn twee pilotstudies uitgevoerd, waarbij gebruik gemaakt is van een geautomatiseerd rekenproces, een minimale set van (gebieds)ge - gevens en een stochastisch ondergrondmodel. Geautomatiseerd rekenproces Voor het uitvoeren van een dijksterkte-analyse worden binnen het werkproces op hoofdlijnen vier stappen onderscheiden. Deze zijn onaf - hankelijk van toepassing (bijvoorbeeld toetsing, beleidsstudie) en of de berekeningen hand - matig dan wel grotendeels geautomatiseerd uitgevoerd worden. Bij het uitwerken van deze stappen ligt in dit artikel de focus op het (deels) automatiseren van het werkproces. Hiervoor wordt gebruik gemaakt van het door Deltares, in opdracht van STOWA, ontwikkelde Dijksterkte Analyse Module (DAM). Deze applicatie is ook gebruikt voor het uitvoeren van de pilotstudies. De eerste stap is het verzamelen van de basis - gegevens. Voor het uitvoeren van geotechnische berekeningen is een aanzienlijke hoeveelheid data nodig. Zo heeft elk model zijn eigen databe - hoefte. De datavraag is nagenoeg onafhankelijk van de wijze van uitvoering, handmatig of (gro - tendeels) geautomatiseerd. Het beheren van de gegevens gebeurt, en zal naar verwachting steeds meer gebeuren, in een Geograﬁsch Informatie Systeem (GIS). In de ba - sis is een GIS eenvoudig te omschrijven als een database waarin informatie gekoppeld wordt aan een ruimtelijk object. Dit kunnen punten, lijnen of vlakken zijn. Daarnaast beschikken GIS-pakketten over zeer krachtige tools om data te bewerken en te analyseren [4]. Een be - langrijk element binnen het automatiseren van het rekenproces is de koppeling met deze ruim - telijk vastgelegde gegevens als input voor mo - delschematisaties. Het ruimtelijk vastleggen van gegevens onder - steunt een gestructureerd werkproces waar Figuur 1 - Schematisatie freatisch vlak binnen geautomatiseerde omgeving. geotechniek _April_2016_v1.indd 34 09/03/16 19:10 35 GEOTECHNIEK - April 2016 Samenvatting Het klimaat verandert. Dit heeft grote gevolgen voor de dijkveiligheid. De vraag naar gebiedsdekkende veiligheidsanalyses neemt toe. Het handma - tig uitvoeren van deze analyses is zeer tijdrovend. De laatste jaren wordt een ontwikkeling gezien in het automatiseren van dijksterkte-analyses. Daarnaast worden gebiedsgegevens meer en meer in een Geograﬁsch Informatie Systeem (GIS) beheerd. Om na te gaan of geautomatiseerde re - kentechnieken gebruikt kunnen worden voor een gebiedsdekkende quick- scan van de dijkveiligheid is een tweetal pilots uitgevoerd: Xinyi Rivier in China en de Mississippi in de Verenigde staten. Hierbij is gebruik gemaakt van de Dijksterkte Analyse Module (DAM), een set van globale gegevens en een stochastisch ondergrondmodel. gewerkt wordt ‘van globaal naar ﬁjn’. Ter illus - tratie; voor een stabiliteitberekening zijn onder andere de stijghoogtes van belang. Als eerste stap kunnen conservatieve uitgangspunten ge - kozen worden binnen een gebied. Bijvoorbeeld op basis van expert judgement. Als tijdens het rekenproces blijkt dat een deel van de water - kering hierdoor niet goedgekeurd kan worden, dan kan voor deze locatie speciﬁeker naar de uitgangspunten gekeken worden. Bijvoorbeeld door het uitvoeren van (aanvullende) veldmetin - gen. De gevonden waarden kunnen dan vastge - legd worden in het GIS voor het gebied waarvoor de gedetailleerdere gegevens van kracht zijn. Deze nieuwe gegevens worden dan vervolgens binnen de berekeningen gebruikt. Het blijkt dat door veel gerichter gegevens in te winnen (enorme) kostenbesparingen behaald kunnen worden. Zo becijferde Waternet een kostenbe - sparing van circa 2,5 miljoen Euro op de toet - sing van hun regionale keringen door gebruik te maken van deze aanpak [5]. Een ander voordeel is dat de informatie eenduidig en ruimtelijk vast - gelegd wordt en dat dit het meervoudig gebruik van de data stimuleert. Bijvoorbeeld door an - dere applicaties of werkprocessen. Wellicht ten overvloede; de kwaliteit van de be - rekeningen is wel sterk afhankelijk van de kwa - liteit van de gegevens. Overigens maakt het niet uit of de gegevens gebruikt worden binnen een meer traditioneel ingericht werkproces of een proces dat gekenmerkt wordt door een hoge mate van automatisering. De kwaliteit van de gegevens moet goed zijn. De volgende stap is schematisering van de mo - delinvoer. Dit is een tijdrovende klus voor de ingenieur. Daarnaast zullen verschillende inge - nieurs op basis van subjectiviteit anders sche - matiseren. Binnen de automatisering van de dijksterkteberekeningen is, naast de koppeling met de ruimtelijke gegevens, vooral deze stap gerationaliseerd. Hierbij wordt gebruik gemaakt van de geïmporteerde gegevens en schematisa - tie algoritmen. Deze algoritmes kunnen onder andere betrekking hebben op het schematise - ren van de waterspanningen, het automatisch aanpassen van de geometrie zodat deze voldoet aan een opgegeven veiligheidsfactor, of het vol - gen van toetsregels. Ter verduidelijking wordt ingegaan op het schematiseren van de water - spanningen, zoals gebruikt bij de pilotstudies. Voor de generatie van de waterspanningen wor - den de volgende onderdelen doorlopen: sche - matisering freatisch vlak (1), initiële schemati - sering stijghoogtes (2), controle op opdrijven (3) en deﬁnitieve schematisering waterspanningen (4). Ad 1 Schematisering freatisch vlak De hoogteligging van het freatisch vlak (zie ﬁ - guur 1) wordt gedeﬁnieerd door het opgeven van een aantal verticale off-sets (punt A tot en met F) ten opzichte van de buitenwaterstand of maaiveld ligging, ter plaatse van vooraf gede - ﬁnieerde karakteristieke punten (bijvoorbeeld buitenkruin, binnenkruin en binnenteen). Tus - sen de punten wordt de ligging van het freatisch vlak bepaald met behulp van lineaire interpola - tie. Al deze parameters zijn weer ruimtelijk vast te leggen binnen het GIS systeem, zodat van glo - baal naar ﬁjn gewerkt kan worden en daarbij de gebiedskennis vastgelegd wordt. Ad 2 Initiële schematisering stijghoogtes In eerste instantie worden de stijghoogtes in de watervoerende lagen geschematiseerd aan de hand van de invoergegevens. Dit is de stijghoog - te aan de buitenteen. De stijghoogte in de bin - nenteen wordt initieel bepaald aan de hand van een demping van de stijghoogte over de water - kering heen, om vervolgens met een optioneel op te geven gradiënt af te nemen tot polderpeil (zie Figuur 2). Ad 3 Controle op opdrijven Vervolgens wordt aan de hand van het initiële stijghoogte verloop gecontroleerd op opdrijven. Hierbij controleert de software vanaf de bin - nenteen richting het achterland in elk geome - triepunt of opdrijven kan optreden. Daarbij wordt ter plaatse van de sloot rekening gehouden met spanningsspreiding. In het geval van opdrijven wordt de stijghoogte tot een waarde geredu - ceerd waarbij opdrijven net niet meer optreedt, zodat negatieve korrelspanningen binnen de macrostabiliteitberekeningen worden voorko - men. In het geval van opdrijven (opdrijfveiligheid < 1.2) is binnen de pilot naast het Bishopmodel ook gerekend met het Uplift-Van-model. Ad 4 Deﬁnitieve schematisering waterspanningen Op basis van de initiële generatie van de water - spanningen en controle op opdrijven wordt de deﬁnitieve schematisering van de waterspan - ningen aangemaakt. Hierbij wordt in horizon - tale richting lineair geïnterpoleerd tussen de verschillende (berekende) knikpunten van de freatische lijn. Voor het verloop van de waterspanningen in verticale richting wordt in het dijklichaam, de grondlagen waarin het freatisch vlak ligt en de Figuur 2 - Initiële schematisatie stijghoogtes binnen geautomatiseerde omgeving. geotechniek _April_2016_v1.indd 35 09/03/16 19:10 36 GEOTECHNIEK - April 2016 watervoerende lagen, standaard uitgegaan van een hydrostatisch verloop. Voor de tussenlig - gende cohesieve lagen wordt een lineair ver - loop verondersteld. Hierbij wordt geen rekening gehouden met tijdsafhankelijk opbouw van de waterspanningen. Overigens behoort dit wel tot de mogelijkheden binnen de geautomatiseerde omgeving. In de derde stap worden de berekeningen uit - gevoerd. Alvorens deze te starten kunnen nog een aantal generieke instellingen opgegeven worden. Hierbij moet gedacht worden aan de te gebruiken faalmechanisme modellen en re - keninstelling. Bijvoorbeeld de grootte van het rekengrid bij Bishop. Vervolgens worden met de spreekwoordelijke “druk op de knop” alle som - men parallel uitgevoerd. Daarbij wordt zowel de modelinvoer, als wel de resultaten opgeslagen, zodat de stappen te herleiden zijn en de resulta - ten ingezien en beoordeeld kunnen worden. De laatste stap bestaat uit analyse en commu - nicatie van de resultaten. Ondanks het geau - tomatiseerde proces zullen de resultaten door een ervaren ingenieur gecontroleerd en geïn - terpreteerd moeten worden op juistheid en lo - gische verbanden. Feitelijk op dezelfde punten als bij een review van handgemaakte sommen. De resultaten kunnen vervolgens teruggebracht worden naar het GIS of andere softwarepak - ketten voor verdere analyses en presentaties. Doordat alles binnen een digitale omgeving is uitgevoerd zijn deze stappen relatief eenvoudig uit te voeren. Daarnaast wordt de kans op fouten verkleind omdat er geen gegevens overgetypt hoeven te worden. Aanpak pilots Voor de studie zijn twee pilots uitgevoerd: Xinyi Rivier, China (A) en Mississippi, Verenigde staten (B). Beide studies zijn uitgevoerd in samenwer - king met Rijkswaterstaat en de lokale overhe - den. A Xinyi rivier, China De Xinyi rivier ligt net ten zuiden van Shuyang en heeft een lengte van circa 150 km. De rivier bestaat uit een noordelijk en een zuidelijk ka - naal, waartussen zich een uiterwaarde bevindt. Deze overstroomt gemiddeld eens in de 5 jaar. De rivier wordt vanuit het westen gevoed door het Luomameer en door diverse stromen vanuit het noorden en een aftakking van de Huaihe ri - vier vanuit het zuiden. De rivier mondt uit in de Gele zee. De Xinyi rivier maakt deel uit van een complex stelsel van afvoerkanalen en zorgt voor een snelle afvoer naar de zee. Hierdoor kunnen tijdelijk hoge waterstanden in de rivier voorko - men. Shuyang is een snel groeiende stad, die op circa 400 km ten noordoosten van Shanghai ligt. Door de toenemende bevolking en de economische activiteiten, is behoefte aan een voldoende hoog veiligheidsniveau. In de overleggen met de be - trokken partijen is besloten om te toetsen aan een veiligheidsfactor van 1,3 voor binnenwaart - se macrostabiliteit. De pilot had tot doel om een quick-scan uit te voeren naar de huidige sterkte van de waterkeringen. Hiervoor zijn de dijken aan de zuidzijde van de Xinyi rivier (zie ﬁguur 3) van Shuyang tot de Gele zee over een lengte van circa 100 km beschouwd. Hierbij ligt de focus op het faalmechanisme binnenwaartse macrosta - biliteit. De pilot is uitgevoerd als samenwerking tussen de Huaihe River Commission (HRC), Rijkswaterstaat en Deltares [6]. De waterkering is begin jaren 70 van de vorige eeuw ontworpen en heeft een nagenoeg ge - Figuur 3 - Locatie van de pilot aan de zuidzijde van de Xinyi Rivier. geotechniek _April_2016_v1.indd 36 09/03/16 19:10 37 GEOTECHNIEK - April 2016 lijkvormige geometrie. Door de Huaihe River Commission (HRC) zijn twee geotechnische dwarsproﬁelen ter beschikking gesteld met bij - behorende grondmechanische eigenschappen. Daarnaast is een tweetal geometrische dwars - proﬁelen aangeleverd. Gezien het uniforme ka - rakter van de dijkgeometrie langs het tracé, zijn deze gebruikt om voor het gehele traject 110 dwarsproﬁelen af te leiden. De grootste varia - ties binnen het gebied komen namelijk vooral voor in de ondergrond en niet zo zeer in de dijk - geometrie. Door de HRC zijn geen hydraulische randvoorwaarden aangeleverd, daarom is met verschillende waterstandscenario’s gerekend. De scenario’s varieerden van buitenkruin dijk – 5 m tot en met buitenkruin dijk – 1 m. Het polder - peil is uit de aangeleverde dwarsproﬁelen afge - leid en voor het gehele traject gehanteerd. Over het verloop van het freatisch vlak waren geen gegevens beschikbaar. Voor de schematisatie is uitgegaan van expert judgement van Deltares adviseurs. Na overleg is voor de verkeersbelas - ting 13,5 kN/m2 aangehouden. Alle globale uit - gangspunten zijn in een GIS ingevoerd en vervol - gens in DAM ingelezen (zie Figuur 4). B Mississippi, Verenigde staten De Mississippi ontspringt in het Itascameer, gelegen in Noord-Minnesota, en komt uit in de Golf van Mexico. Met een lengte van bijna 3700 kilometer is het de op een na langste rivier van Noord-Amerika. Het pilotgebied is gelegen ten noorden van Vicksburg, met een tracé lengte van circa 40 kilometer. De dijkhoogte ten opzichte van maaiveld bedraagt 7 á 10 meter. De pilot is uitgevoerd als samenwerking tussen USACE- ERDC, Rijkswaterstaat en Deltares. Voor de pilot is gebruik gemaakt van gebieds - dekkende laser-altimetrie gegevens. Daarnaast zijn de extreme rivierafvoeren bekend en is grondonderzoek voor handen voor een klein deel van het gebied. Het aangeleverde veldonderzoek bestaat uit een aantal boringen (18) sonderingen (35), zeefkrommen (3) en materiaaleigenschap - pen. Daarnaast is voor één doorsnede een eindi - ge elementen grondwaterstromingsberekening voorhanden. Deze zijn gebruikt voor de schema - tisatie van de waterspanningen. Voor de pilot is aangenomen dat de aangeleverde gegevens re - presentatief zijn voor het gehele gebied en zijn dan ook gebiedsdekkend in een GIS vastgelegd en gebruikt voor de berekeningen. Uiteindelijk zijn 97 dwarsproﬁelen aangemaakt. Stochastisch ondergrondmodel Doordat van beide pilot gebieden relatief weinig bekend is over de ondergrond, is gebruik ge - maakt van een stochastische ondergrondsche - matisatie. Een dergelijke benadering is nodig, omdat de dichtheid van het uitgevoerde grond - onderzoek onvoldoende is voor een gedetail - leerde deterministische schematisatie van de ondergrond die voldoende zekerheid biedt [7]. De gebruikte methode ondervangt de noodzaak om voor de beoordeling van de waterkeringen over de gehele tracés veel boor- of sondeerpun - ten beschikbaar te hebben. In plaats daarvan wordt gebruik gemaakt van reeds bestaande gegevens als boringen, sonderingen, geotech - nische dwarsproﬁelen, geologische kaarten, Google Earth en digitale terrein modellen (zie Figuur 5) samen met (geologische) kennis over de manier waarop de ondergrond is ontstaan. Deze laatste twee punten leggen aanzienlijke beperkingen op aan de theoretisch vele moge - lijkheden waarop de ondergrond kan zijn opge - bouwd. Bij het opstellen van een stochastisch ondergrondmodel wordt onderscheid gemaakt tussen enerzijds kennis over grondlagen die in de ondergrond aanwezig zijn of kunnen zijn in een bepaald gebied (segment) en kennis waar die grondlagen dan eventueel zitten of kunnen zitten in dat gebied. De typen ondergrond die in de methode be - noemd worden, bestaan per segment uit een stapel (zie Figuur 6) van grondeenheden (1D- proﬁelen). Meestal komen deze overeen met de grondlagen zoals deze ook in het veld on - derscheiden zouden worden. Afhankelijk van de vraagstelling (e.g. het beschouwde faal - mechanisme) wordt een grondeenheid rele - GEBIEDSDEKKENDE QUICK-SCAN DIJKVEILIGHEID DOOR GEAUTOMATISEERD REKENPROCES Figuur 4 - Alle gegevens Xinyi ri - vierpilot ingelezen in DAM. Aan de linkerzijde van het scherm zijn alle geimporteerde locaties (dwarspro - ﬁelen) weergegeven. In het midden de topograﬁsche kaart met daarin de verschillende locaties. In het scherm ernaast is een dwarsdoorsnede afge - beeld. Onderin het scherm zijn alle ingelezen gegevens op locatie niveau weergegeven. In het rechterscherm is een selectie van de belangrijkste parameters opgenomen. geotechniek _April_2016_v1.indd 37 09/03/16 19:10 38 GEOTECHNIEK - April 2016 vant geacht en opgenomen in de stapel. Elke grondeenheid onderscheidt zich van de on - derliggende of bovenliggende eenheid door de grondeigenschappen (sterkte, doorlatend - heid, etc.). Verder worden alle grondeenheden horizontaal geschematiseerd, ook al zullen er in werkelijkheid soms grondlagen zijn die uit - wiggen of niet-horizontaal zijn. Elke grondeen - heid in de stapel heeft een bepaalde kans van voorkomen op een locatie. Omdat een grond - eenheid dus mogelijk wel of niet aanwezig is op een bepaalde locatie, zijn meerdere soor - ten stapels mogelijk voor de locatie. Op elke locatie kunnen dus meerdere soorten stapels voorkomen, met een bepaalde kans die volgt uit de kansen van voorkomen van de verschil - lende grondeenheden in de stapels. De kans op het type ondergrond wordt berekend uit de combinatie van de kansen van voorkomen van de eenheden in elk van de mogelijke stapels. De methode maakt gebruik van de omstan - digheid dat er voldoende bekend is over de opbouw van een gebied om een gefundeerde uitspraak te doen over de kans dat bepaalde grondeenheden in een bepaalde strekking van de waterkering voorkomen. Ondanks de rela - tief beperkte set aangeleverde gegevens voor de pilots, waren de geologen toch instaat om aan de hand van de data en geologische kennis tot een globaal stochastisch ondergrondmodel te komen voor de eerste globale analyses. Indien, na het gereedkomen van een eerste schematisatie, voor een zekere locatie grond - onderzoek wordt uitgevoerd, waarmee meer deﬁnitief wordt vastgesteld welke opbouw daar voorkomt, kunnen de kansen voor de omgeving van die locatie worden aangepast waardoor de schematisatie nauwkeuriger wordt. Door mid - del van gericht grondonderzoek in strekkingen die meer zekerheid vergen, kunnen de in een eerder stadium vastgestelde kansen van voor - komen dan nader gespeciﬁceerd worden even - als de detaillering van de opbouw. Resultaten A Xinyi rivier, China Uit de berekeningen volgt dat alle proﬁelen vol - doende stabiel zijn voor het faalmechanisme macrostabiliteit (Bishop en Uplift-Van in opdrijf - situaties) bij de verschillende beschouwde wa - terstandscenario’s en conservatieve uitgangs - punten. Voor de situatie dat het rivierpeil tot een meter onder de kruin staat, voldoet de waterke - ring nog aan de te toetsen veiligheidsnorm. Het gereed maken van alle data in GIS, het op - stellen van het stochastisch ondergrondmodel en het uitvoeren en controleren van de bereke - ningen inclusief rapportage is uitgevoerd binnen een tijdsbestek van een week. Uit gesprekken met HRC blijkt dat ze geen ma - crostabiliteitproblemen kennen. Dit komt over - een met de resultaten van de quick-scan. Ech - ter, binnen hun beheersgebied hebben ze vooral pipingproblemen. Voor de pilot ontbraken de be - nodigde parameters om een pipinganalyse uit te voeren. In een vervolgstudie zal de data verrijkt en verﬁjnt worden om ook het faalmechanisme piping nader te onderzoeken. Nu het grootste deel van de invoergegevens klaar staat, is dit een relatief kleine actie. B Mississippi, Verenigde staten De pilot heeft zich in eerste instantie vooral gericht op piping. Hiervoor zijn drie runs uit - gevoerd met het Sellmeijer vier krachten mo - del [8]. Tijdens de verschillende rekenslagen is vooral gevarieerd met de dempingsfactor van de stijghoogte over de waterkering heen (zie Figuur 2). Hier was namelijk niets over bekend. Tijdens de eerste run is gerekend met een dempings - factor van 0. Met andere woorden de stijghoogte in het watervoerend pakket neemt initieel niet Figuur 5 - Ondergrondsegmenten geprojecteerd op digitaal terrein model pilot gebied Mississippi. Figuur 6 - Voorbeeld mogelijke bodemopbouwen binnen een segment geotechniek _April_2016_v1.indd 38 09/03/16 19:10 39 GEOTECHNIEK - April 2016 af over de kering. Dit is zeer conservatief. Als de resultaten bekeken worden, dan wordt bij nage - noeg alle proﬁelen opdrijven berekend en wordt vrijwel het gehele traject afgekeurd op piping (veiligheidsfactor < 1,2). Bij de tweede run is gerekend met een dempingsfactor van 0,5. Uit deze analyse volgt dat er delen goed en delen afgekeurd worden (zie Figuur 6). Tot slot is nog gerekend met een erg optimistische waarde van 1,0. In dit geval worden maar een viertal locaties afgekeurd. De pilot leert dat als eenmaal de gegevens klaar staan zeer snel en laagdrempelig variatiestu - dies uitgevoerd kunnen worden om de gevoelig - heid van parameters op het veiligheidsoordeel af te schatten. Een enkele piping run kost op een standaard laptop circa 46 seconden voor de 97 locaties. Uitgaande van het stochastisch onder - grondmodel zijn dit circa 300 berekeningen per run. Tijdens een bijeenkomst met alle participanten, een aanvullend veldbezoek en uit beschikbare ontwerprapporten met maatregelen tegen pi - ping, bleek dat de berekende resultaten van run 2 erg goed overeenkwamen met hetgeen aan - getroffen wordt in het veld. Op verschillende lo - caties waren reeds pipingbermen aangelegd of nog in uitvoering. Deze waren nog niet aanwezig in de aangeleverde gegevens. Daarnaast waren er op sommige locaties “relief wells” aanwezig, welke niet meegenomen waren in de berekenin - gen [9]. Hier werd in de berekeningen dan ook de locaties afgekeurd op piping. Conclusies Beide pilots onderscheiden zich hoofdzakelijk op het vlak van aanwezige (digitale) gegevens. Bij de Xinyi rivier pilot waren vooral analoge ge - gevens voorhanden. Bij de Mississippi pilot was dit deels analoog en deels digitaal. Vooral de beschikbaarheid van een Digitaal Terrein Model (DTM) bij de Mississippi was een groot voordeel om vanuit hier snel dwarsproﬁelen te kunnen genereren. Voor beide pilots geldt dat met re - latief geringe inspanning alle beschikbare ge - gevens in een GIS zijn gezet. Daarnaast valt op dat met relatief een minimum aan informatie al een eerste gebiedsdekkende indruk verkregen kan worden van de stabiliteit van de waterkerin - gen. Hierbij dient wel de opmerking gemaakt te worden dat dit een eerste globale indruk betreft. Doordat begonnen is met globale conservatieve parameters zal dit in principe altijd een veilige inschatting zijn van de dijkveiligheid. Met andere woorden; alle goedgekeurde locaties voldoen aan de gestelde veiligheidsnorm. De “afgekeur - de” locaties zijn feitelijk locaties voor nader on - derzoek. Dit is van belang om te realiseren bij het interpreteren. Met de beschreven aanpak is in Nederland be - hoorlijk veel ervaring opgedaan bij het toetsen van regionale keringen, waar ook relatief weinig bekend is voor grote strekkingen keringen en dan vooral van de ondergrond. In verschillende toetsingen is via de beschreven aanpak een eer - ste schifting uitgevoerd met globale parameters en een stochastisch ondergrondmodel, om zo de evident veilige locaties te identiﬁceren. Ver - volgens is verder in het toetsproces meer inge - zoomd op de locaties welke in eerste instantie niet goedgekeurd konden worden [10, 11]. Deze aanpak bleek goed te werken. Feitelijk wordt binnen het werkproces steeds verder afgepeld. In eerste instantie is meer sprake van een glo - bale relatieve beschouwing. Naarmate de gege - vens steeds meer verﬁjnd en uitgebreid worden zal de veiligheidsanalyse meer en meer een ab - soluut karakter krijgen. Bij de Xinyi rivier pilot is in eerste instantie gefo - cust op het faalmechanisme macrostabiliteit en in de Mississippi pilot op het fenomeen piping. Door te variëren in de parameters kan snel een gevoeligheidsanalyse worden uitgevoerd. Door - dat het proces van schematiseren geautomati - seerd is, is dit feitelijk niet meer dan een druk op de knop. Dit nodigt de ingenieur uit om het effect GEBIEDSDEKKENDE QUICK-SCAN DIJKVEILIGHEID DOOR GEAUTOMATISEERD REKENPROCES Figuur 7 - Resultaten piping bereke - ning in DAM met een dempingsfactor van 0,5. Bij de rode stippen is de berekende veiligheidsfactor kleiner dan 1,2 voor tenminste één bodem - scenario voor de beschouwde locatie. geotechniek _April_2016_v1.indd 39 09/03/16 19:10 op de dijkveiligheid van verschillende randvoor - waarden en onzekerheden laagdrempelig te on - derzoeken en daarop zijn strategie voor vervolg - stappen vorm te geven. Bijvoorbeeld in de vorm van aanvullend veldonderzoek, waarbij hij a priori eerst de mogelijk winst in het veiligheids - oordeel kan onderzoeken door het uitvoeren van parameterstudies. Daarnaast kan relatief snel het effect van nieuwe rekenregels inzichtelijk gemaakt worden als de data reeds op orde is. Wel is het zo dat nieuwe technologische ontwik - kelingen vragen om aanpassingen in de ‘tradi - tionele’ manier van werken en omgang met de gegevens om het volledige potentieel van deze technieken te kunnen gebruiken. Binnen Ne - derland is met DAM al veel ervaring opgedaan, maar nog steeds blijft het gebruik beperkt tot een groep specialisten. Deze groep groeit wel, maar het lijkt er op dat nog steeds een vorm van koud watervrees aanwezig is. Daarnaast is een vaak gehoord argument dat het geen black-box moet worden. Dit is een valide argument. Echter, doordat alle invoer bekend is, de schematisaties algoritme beschreven zijn en alle gemaakte berekeningen bewaard worden, is de herleid - baarheid en reproductie hoog te noemen. Zo zijn bijvoorbeeld alle uitgevoerde stabiliteitsbe - rekeningen met D-Geo stability te openen. Ons inziens maakt het dan niet uit of een berekening met de hand gemaakt is of grotendeels geau - tomatiseerd. Een expert blik zal onafhankelijk van de manier van schematiseren (handmatig of automatisch) moeten kunnen beoordelen of het een correcte schematisatie betreft voor het beoogde doel. Aan de hand van de uitgevoerde pilot en de er - varing met het geautomatiseerde rekenproces wordt geconcludeerd dat geautomatiseerde rekentechnieken voor een gebiedsdekkende quick-scan van de dijkveiligheid toepasbaar zijn, mits juist ingezet en door kundige adviseurs. Literatuuropgave [1] Knoeff, H. & E.W. Vastenburg (2011). Auto - mated Engineering in Levee Risk Manage - ment. 3rd International Symposium on Geo - technical Safety and Risk, Munich, Germany. [2] Woldringh, B., J.G. Knoeff (2009). American and Dutch levee evaluations. Deep Founda - tion Institute Journal, volume 3, Hawthorne, USA. [3] Koelewijn, A.R. & W.A. Hounjet (2007). Space reservation required for ﬂood embankments in urban areas. Proc. 14th European Confe - rence on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering Madrid, pp. 845-849. Rotter - dam, Mill press. [4] Gomez, B., & Jones, J. (2010). Research Me - thods in Geography: A Critical Introduction. Chichester, United Kingdom: John Wiley & Sons. [5] STOWA (2011). DAM, Dijksterkte Analyse Module Voor een betere informatievoorzie - ning over de sterkte van keringen (Busines - scase). STOWA, Amersfoort. [6] Van den Berg, F.P.W., DAM assesment, Huaihe River basin, Deltares rapport met kenmerk 1209443-000-GEO-0009, versie december 2014 [7] Van den Berg, F.P.W., Veiligheidstoetsing Regionale waterkeringen, Boezemkaden DAM Toetsing, Hollandse Delta Dijkring 20, 21 en 25, Versie december 2012 [8] TAW (1999). Technisch Rapport Zandmee - voerende wellen. Technische Adviescom - missie voor de Waterkeringen (TAW), Delft. [9] Van, M., M. Sharp, E.W. Vastenburg & W. Kanning (2015). Rapid Assessment Method for Stability and Piping of Mississippi Levees. 15th Panamerican Conference on Soil Me - chanics and Geotechnical Engineering, Bu - enos Aires, Argentina. [10] http://www.kennislink.nl/publicaties/au tomatisering-van-dijktoetsing-bespaart- miljoenen [11] http://www.stowa.nl/Upload/agenda/ mID_4873_cID_3863_45379885_presenta tie%20Chris%20Woltering.pdf geotechniek _April_2016_v1.indd 40 09/03/16 19:10

Jaargang 20, 2016 - nummer 1

Inleiding Het museum “Ons‘ Lieve Heer op Solder” is één van de oudste en meest opmerkelijke musea in Amsterdam en ontvangt jaarlijks meer dan hon- derdduizend bezoekers. Achter de karakteristieke gevel van het grachtenpand ligt een grotendeels origineel 17e eeuws huis en compleet verborgen zolderkerk. Deze verborgen kerk “op Solder” is gebouwd gedurende de Reformatie, toen katho- lieken werd verboden om openbare diensten te houden. Het museum is gerestaureerd, gerenoveerd en uit- gebreid om het oude huis met de schuilkerk in stand te houden als ‘historisch huis’, ontdaan van alle toevoegingen. Het buurpand is erbij betrok- ken en ondergronds verbonden met het monu- ment. De passage onder de steeg wordt niet alleen gebruikt als gang. Voordat de bezoeker de woon- huizen en de schuilkerk ziet, krijgt deze in de ruim vijf meter hoge, ondergrondse ruimte informatie over het monument. Het nieuwe entreegebouw bevat facilitaire functies zoals een museumwinkel, garderobe en een museumcafé, voorzieningen die in het oude pand niet aanwezig waren. Ook is er een educatieve ruimte waar in de toekomst onderwijsprogramma’s over thema’s als religieuze diversiteit en tolerantie plaatsvinden. Project locatie en omgeving De projectlocatie is gelegen aan de Oudezijds Voorburgwal 40, daterend uit de Go uden Eeuw (17e eeuw). Een locatie met nauwe restricties ten aanzien van belendingen, logistiek en hinder in het algemeen. En een museum, op één van de drukste toeristische knooppunten van Amsterdam, dat ui- teraard niet tijdelijk kon sluiten. Er zijn daarom extra maatregelen getroffen om overlast zoveel mogelijk te beperken. De projectlocatie en omliggende gebouwen zijn weergegeven in Figuur 3. De meeste gebouwen uit deze periode bestaan voornamelijk uit 4 tot 5 verdiepingen bestaande uit hout en metselwerk. Sinds de grachtengordel van Amsterdam in 2010 benoemd werd tot Unesco-Werelderfgoed luidt het motto ‘Behoud en herstel’. Sloop- nieuwbouw (volgens moderne architectuur) van Oudezijds Vo o r b u rg w a l 4 0 , a l s o o k e e n l u cht b r u g t u s s e n d e twee panden was daarmee uitgesloten. De enige uitweg was daarmee een ondergrondse verbin- ding, waarvoor paradoxaal het pand op nummer 38 afgebroken moest worden. Dat is zorgvuldig gebeurd, met behoud van gevelstenen, waarna een nieuw casco met een op het oude gelijkende buitengevel is herbouwd. Omdat funderingsgegevens van de belendende panden niet beschikbaar waren, is gestart met een uitgebreide inventarisatie en analyse van de omliggende bebouwing. Er is een groot aantal funderingsinspecties uitgevoerd, waarbij alle denkbare funderingstypen die door Bureau Monu- menten en Archeologie ooit beschreven waren voorkwamen. Dit varieerde van de oudste vormen van funderingen op staal tot de eerste paalfunde- ringen op slieten in een raster. De fundering van het monumentale museum verkeerde in een zeer slechte staat, de palen waren nagenoeg geheel aangetast. Al in de jaren 60 was de meest kritische hoek al eens versterkt met enkele perspalen. Uit een haalbaarheidsonderzoek is gebleken dat enkele belendingen in een zodanig slechte staat verkeerden dat deze belemmerend zouden wer- ken voor een optimaal ondergronds volume. Deze belendingen zijn in het plan geïntegreerd en de funderingen zijn voorafgaand aan de aanleg van de bouwkuip versterkt. Dit gebeurde door middel van een op spanning gebrachte, nieuwe paalfun- dering in de Tweede Zandlaag, waarmee deze nieuwe paalfunderingen vrijwel ongevoelig zijn voor zettingsinvloeden vanuit de bouw. Voor de 36 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Ing. A. Balder CRUX Engineering B.V. ir. J. Haasnoot CRUX Engineering B.V. Geotechnisch Risico Management voor uitbreiding museum ‘Ons’ Lieve Heer op Solder’ te Amsterdam Figuur 1 – Het museum met de verborgen zolderkerk. panden Oudezijds Voorburgwal 40 (het net volle- dig gerestaureerde museum) en 38 (de nieuwe en- tree) is daarnaast als uitgangspunt gehanteerd dat deze funderingsondervangingen nastelbaar moes- ten zijn door middel van vijzels, zodat eventuele, onverwachtse verplaatsingen tijdens de bouw konden worden gecompenseerd ter voorkoming van schade. Dit alles maakte het mogelijk om een maximaal ondergronds volume te bouwen. Grond en grondwater Te r p l a a t s e v a n h e t p r o j e c t i s h e t t yp i s c h A m s t e r - dams bodemprofiel aanwezig. Het maaiveld ligt op NAP +0,5 m. De eerste meters onder maaiveld bestaan uit Antropogeen zand en klei. Onder deze toplaag, bevinden zich tot een diepte van onge- veer 15 m minus maaiveld Holocene afzettingen bestaande uit veen en klei en een siltige tussen- laag, de zogenaamde Wadzandlaag. Onder het Holocene pakket bevinden zich de ‘Amsterdamse’ Eerste en Tweede Zandlaag. Het grondwaterniveau ligt op NAP -0,4 m (gracht- peil), circa 1 m minus maaiveldniveau. De stijg- hoogte van het water in het Wadzand is lokaal gelijk aan het freatische niveau. In het Pleistocene zand is de stijghoogte rond NAP -2 m. Constructie onderdoorgang De ondergrondse passage, die de beide panden onder de Heintje Hoeksteeg door met elkaar ver- bindt, is 6 meter diep, 9 meter breed en 20 meter lang. De nieuwe kelder is opgedeeld in drie delen, een rechthoekige standaard bouwput bestaande uit damwanden tot een diepte van 11m, een kleine bouwput in het bestaande souterrain met combi- wanden tot 7m, en de bypass onder de monumen- tale bouwmuur tot net onder ontgravingsniveau door middel van een waterdicht afgelaste berli- nerwandconstructie. Voorafgaand aan deze ope- ratie is de ondergrond om de dertig centimeter met stalen pinnen voorgeprikt. Dit om eventuele obstakels in de grond tijdig op te sporen. Hierbij is op enkele plaatsen op houten en metselwerk funderingsresten gestuit, die vervolgens zijn weg- gefreesd. Nadat de damwanden zijn geplaatst, zijn zo’n 70 palen 19 meter diep de grond inge- gaan. De werkzaamheden voor de bouw van de onderdoorgang konden vervolgens van start. De bouw van de nieuwe ondergrondse ruimten bestaat op hoofdlijnen uit de volgende stappen: •Inbrengen damwand in het oude huis; •Funderingsherstel van het museum en overige aangrenzende gebouwen; •Verwijderen van obstakels en plaatsen damwand; •De “grote” bouwkuip onder de steeg en het nieuwe huis (diepte van 6m); •De “trap” bouwkuip onder het oude huis (diepte van 4,5m); •Verbinding onder de gevel van het oude huis. Damwanden In het voortraject zijn verschillende bouwkuipva- rianten onderzocht. Een gestempelde damwand in combinatie met de water ondoorlatende Holo- cene formatie is als meest risico- en kosten effi- ciënte oplossing gekozen. Om verticaal evenwicht te waarborgen zijn damwanden tot voorbij de 37 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Figuur 2 – Links van de steeg het Oude Huis en rechts hetNieuwe Huis. Samenvatting Museum Ons’ Lieve Heer op Solder, opgericht in 1888, is een van de oudste musea van Amsterdam. Het is recentelijk gerestaureerd, opnieuw ingericht en uitgebreid. Uitbreiding was noodzakelijk om de druk op het monument te verminderen en om meer ruimte te sc heppen voor informatie en educatie, voor context en verdieping. Het buurpand is erbij betrokken en ondergronds, onder de naastgelegen steeg, verbonden met het monument. De uitvoering van het project inclusief restauratie is in 2009 gestart en heeft in totaal zes jaar geduurd. Het vernieuwde museum is op 22 september 2015 door Koningin Máxima ge- opend. Dit artikel beschrijft de uitdagingen in het geotechnisch ontwerp en de uitvoering van een top 100 UNESCO (NL) monument in de historische binnenstad van Amsterdam. Het project kende een risicogestuurde aanpak volgens GeoRM met bijbehorende risicoanalyses en -documenten. Het ontwerp kende bijzondere grondkeringen en maatregelen om stabiliteit van de bouwkuip te waarborgen. Geotechnisch Risico Management in alle fasen van het project heeft bijgedragen aan een bouwproject zonder significante schade of vertraging. Figuur 3 – Overzicht van projectlocatie en omgeving. Wadzandlaag geïnstalleerd. De stijghoogte in deze laag mag niet worden verlaagd omdat dit re- latief snel tot zakking van oude paalfunderingen leidt door een toename van de negatieve kleef en een afname van de positieve kleef. AZ17-700 en PAL3290+HEB220 damwanden tot NAP-10 m zijn gebruikt voor de grote-bouwkuip (0,5m in het klei voor volledige afsluiting van de Wadzandlaag). De PAL damwandprofielen zijn gebruikt vanwege res- tricties in de profielhoogte om zoveel mogelijk nuttige ruimte in het museum te kunnen creëren. Bijzondere grondkeringen Voor de bouw kuip in het souterrain van het mu- seum is een relatief korte combiwand tot NAP-7 m aangebracht, welke bestond uit stalen buispalen met aangelaste damwandvleugels , zie Figuur 5. Deze innovatieve techniek maakte het mogelijk om de wand met een (trillingsarm) inwendig val- blok binnen de voor een monument geldende tril- lingsrichtlijnen (SBR-A, cat. 3) aan te brengen. Dit was essentieel omdat de werkhoogte in het sou- terrain slechts 2 meter bedroeg en machines om damwanden volledig trillingsvrij op diepte te druk- ken niet door de deur het souterrain in konden. Installatie van de damwanden en gecombineerde damwanden was niet mogelijk direct onder de monumentale gevel van het oude gebouw. Hier is de bouwkuip lokaal gerealiseerd door gebruik- making van een (gelaste) stalen berlinerwand- constructie tot NAP -7 m, die voorafgaand aan de ontgraving met vijzels in de grond zijn gedrukt, zie Figuur 6. De korte combiwanden sluiten de Wadzandlaag niet af en zoals eerder aangegeven mocht de wa- terstand in de Wadzandlaag niet worden beïn- vloed. Op basis van een 1D beschouwing is de bouwkuipbodem dan niet in evenwicht. Ook wan- neer de beperkte breedte van de bouwkuip in de evenwichtsbeschouwing wordt meegenomen is nog geen sprake van evenwicht. Dit evenwicht is wel bereikt door aan de palen een 1 m2 plaat te bevestigen, zodat de bouwkuipbodem vernageld wordt. Om deze plaat te kunnen bevestigen en verticaal evenwicht te behouden is gefaseerd ont- graven. De plaat is door middel van een bout enigszins aangespannen, zodat een lichte belas- ting op de bouwputbodem wordt uitgeoefend. Hiermee wordt de mogelijke initiële vervorming van de bodem beperkt en zal de paal en plaat direct functioneren als weerstandbiedend element. Funderingsondervangingen Zelfs goed gesteunde damwanden zorgen voor enige ontspanning van de grond in de nabijheid van de bouwkuipen, met grond verplaatsingen als gevolg. Deze grondverplaatsingen kunnen ge- bouwzettingen veroorzaken (vooral bij funderin- gen op staal en oude houten palen), buigende momenten in palen en mogelijk vermindering van paaldraagvermogen. Vanwege deze negatieve effecten en de slechte conditie van de houten palen onder het museum en omliggende gebouwen is uit voorzorg de fun- dering verstevigd met nieuwe geboorde stalen buizen tot in de tweede zandlaag op NAP-19,5 m voorafgaand aan de ontgravingswerkzaamheden. De buispalen onder het museum zijn gefaseerd voorgespannen met vijzels in 3 rondes (70% - 90% en 100%), zie Figuur 7. De vijzels zijn behouden gedurende de bouw om mogelijke verschilzettingen van het gebouw te compenseren. Door het voorspannen van de palen, is de belasting van de bestaande oude hou- ten palen direct overgedragen op de nieuwe palen 38 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Figuur 5 – Souterrain tijdens plaatsen combiwand. Figuur 6 – Berlinerwand onder de gevel van het museum. Figuur 4 – Links het oude huis (nr. 38), rechts het nieuwe huis (nr. 40). en zijn tijdsafhankelijke verplaatsingen geminima- liseerd. Geotechnisch Risico Management Vanwege de gevoelige omgeving is in de ontwerp- fase een grondige risicoanalyse ten aanzien van omgevingsbeïnvloeding uitgevoerd in combinatie met intensieve monitoring tijdens uitvoering. Een essentieel onderdeel hiervan is om de raakvlakken van het ondergrondse met het constructieve en uitvoeringstechnische deel grondig te inventari- seren en beschouwen. Dit is in het geval van Mu- seum Ons’ Lieve Heer op Solder gedaan door intensieve samenwerking en duidelijke communi- catie tussen de verschillende disciplines en van ontwerp tot en met de uitvoering te werken con- form de zogenaamde georisicomanagement (GeoRM) aanpak uit het nationale GeoImpuls pro- gramma (2009 - 2015). Het verminderen van de risico’s was hierbij het pri- maire doel van het ontwerpteam. De volgende aanpak is gebruikt: 1. Bepalen conditie van constructie, fundering en weerstand van de belendende constructies. Eisen opgelegd door de omgeving en verschil- lende partijen zoals pandeigenaren en beheer- ders van ondergrondse infra. 2. Voorspellen van vervormingen, trillingen en grondwaterstanden ten gevolge van de bouw- werkzaamheden. 3. Bepalen van verwachte schaderisico’s; gerela- teerd aan stap 1 en 2. 4. Het nemen van preventieve (ontwerp) maatre- gelen als niet wordt voldaan aan de eisen. 5. Monitoring; vergelijken van voorspellingen en metingen gedurende de uitvoering (observa- tie). Dit in elke relevante/ significante fase. 6. Informatie overdragen naar volgende fase en waar nodig het nemen van corrigerende maat- regelen wanneer de metingen groter zijn dan de voorspelling. Deze maatregelen zijn in het ont- werpproces gedefinieerd. Deze 6 stappen zijn geïntegreerd in het gehele ontwerpproces van het museum en vertaald in een risicodocument. In het risicodocument zijn de risico’s, de effecten, de preventieve (ont- werp) maatregelen, monitoring en corrigerende maatregelen vastgesteld voor de volgende drie hoofdonderwerpen: damwanden, ontwatering, (nieuwe) paalfundering. Een van de belangrijkste risico’s bij het onder- grondse bouwen in een historisch centrum zijn de ondergrondse obstakels. Indien deze worden aan- getroffen gedurende het inbrengen van de dam- wanden leidt dit tot vertraging en extra kosten. Deze kosten zijn over het algemeen voor rekening van de opdrachtgever. Vanwege de onzekerheden en tijdsdruk van de uitvoering is dit al snel een las- tig te beheersen kostenpost. De kans op onder- grondse obstakels was bij dit project groot. Als beheersmaatregel heeft CRUX een methode gespecificeerd in het risicodocument om obsta- kels, voorafgaand aan de funderingswerkzaamhe- den, te lokaliseren en verwijderen. Vo or de damwand zijn bijvoorbeeld de volgende risico’s beschouwd: A.Niet op ontwerp diepte komen, vanwege obsta- kels of weerstand (bij drukken) B. Trillingen van machines tijdens drukken. C. Ontspanning van de grond door voorboren van de grond en obstakels. D. Lekkage bij sloten van de damwanden. E. Lekkage bij bouwkuip nabij gevel kruising. F. Meer verplaatsingen van de damwand dan in het ontwerp. G. Instabiliteit van de damwand. Dit is in tabelvorm als volgt in het risicodossier op- genomen (zie Tabel 1 en 2). De monitoringsmethode en correctieve beheers- maatregelen zijn hierin niet weergegeven. Tr i l l i n g e n De bovenverdiepingen van het museum zijn reeds gerenoveerd op het moment dat de ondergrondse werkzaamheden begonnen. Om het risico van schade door trillingen te minimaliseren zijn de damwand gedrukt of inwendig geheid in het geval van de combiwand onder het museum en zijn de nieuwe paalfunderingen geboord. Om het risico van trillingen en het niet op diepte komen van de damwand te minimaliseren is de damwand zo kort mogelijk gehouden, met een voetniveau boven de vaste zandlaag. Deze optimalisatie heeft tevens een gunstig effect op de kosten door een vermin- deren van materiaal en bouwtijd. Ve r vo r m i n g e n Het bouwkuipontwerp is voornamelijk uitgevoerd met 2D EEM PLAXIS. Ter controle van het dam- wandprofiel is een toetsing conform de CUR166 systematiek uitgevoerd. Met behulp van PLAXIS zijn verschillende berekeningen en gevoeligheid- sanalyses iteratief uitgevoerd om zo tot een opti- maal ontwerp te komen met minimale en acceptabele invloed op de bestaande gebouwen, aanwezige kabels en leidingen, de nieuwe paal- fundering en de constructie zelf. De optimalisaties zijn onder andere gevonden in de stijfheid van de damwandprofielen, een extra stempellaag, aan- passing van de stempelniveaus en ontgraving in sleuven. In het uiteindelijke ontwerp is de maximaal bere- kende damwandverplaatsing 30 mm. De bere- kende grondverplaatsingen tussen 10 mm en 30 mm zijn gebruikt om de buigende momenten en horizontale rekken in de aangrenzende gebouwen te bepalen. De schadepredictie en daarmee de toetsing van het ontwerp is uitgevoerd met de “Methode der Grensrekken” zoals beschreven door Netzel (2009). Te v e n s z i j n m e t P L A X I S d e n i e u w e p a a l f u n d e r i n - gen ontworpen op de buigende momenten die door de horizontale grond vervormingen optre- den. CRUX heeft het gehele geotechnische ontwerp uitgevoerd van de funderingsondervangingen. De constructeur Strackee heeft het constructieve deel hiervan ontworpen. GEOTECHNISCH RISICO MANAGEMENT UITBREIDING MUSEUM ONS’ LIEVE HEER OP SOLDER TE AMSTERDAM 39 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Figuur 7 – Vijzels binnenin kelder van het oude huis. Tabel 3. Bouw fasen ondergrondse werkzaamheden Fase nummer en beschrijving 1Funderingsherstel belendende gebouwen 2 Stutconstructie Oude Huis 3 Installatie combiwand souterrain 4 Installatie palen Oude Huis 5 Plaatsing betonvloer van Oude Huis 6 Voorspannen palen Oude Huis 7 Slopen naastgelegen pand nr. 38 8 Installatie van damwanden 9 Funderingsherstel resterende belendende gebouwen 10 Ontgraving tot NAP -0,25 m 11 Plaatsing stempelraam NAP + 0 m 12 Ontgraving tot NAP -2,0 m 13 Plaatsing stempelraam NAP -1,75 m 14 Ontgraving tot NAP -4,75 m 15 Storten betonnen keldervloer 16 Verwijderen stempelraam NAP-1,75 m 17 Plaatsing betonwanden en begane grond vloer 18 Verwijderen stempelraam NAP +0 m 19 Ontgraving tot NAP -2,3 m in souterrain 20 Plaatsing stut frame NAP -2,1 m in souterrain 21 Ontgraving tot NAP -3,85 m in souterrain 22 Maken van verbinding en afmaken constructie Uitvoering en monitoring Vanwege de gevoeligheid van het oude huis en omliggende gebouwen en de complexiteit van de bouwwerkzaamheden is een uitgebreid monito- ringsprogramma geïmplementeerd. Dit bestaat uit het meten van vervormingen van de gebouwen, de damwandvervorming, trillingen bij gebouwen en grondwaterniveaus. De monitoring van het oude huis bestond uit een geavanceerd ‘liquid level’ sys- teem, gecombineerd met “standaard” hoogte- boutjes (z-richting) en x,y,z-prisma’s. Met het liquid level systeem was het mogelijk om de pandzakkingen real-time 24/7 nauwgezet te volgen en te bewaken. De opvolging van over- schrijding van grenswaarden van het liquid level systeem en onderlinge communicatie is al in een vroeg stadium tijdens de bouw getest op het mo- ment dat (per ongeluk) een spijker door een water- slang is geslagen. Gedurende de uitvoering bleek de combinatie van het risicodocument, het monitoringsplan en de monitoring gegevens waardevol voor het beheer- sen en op tijd aanpassen van het gehele bouwproces. Ondergrondse obstakels Het onderzoek naar de obstakels vond plaats door het drukken van een slank stalen profiel tot een diepte van 5 m. Dit werd elke 0,3 m uitgevoerd in het hart van het damwandtracé en ter plaatse van de funderingspalen. Uit het onderzoek kwamen obstakels langs het belendende gebouw op een diepte van ongeveer 3m naar voren, echter de dik- tes hiervan waren onzeker. Voor het verwijderen van het object werd een crusher (Ø500 mm, figuur 10) gebruikt tot een maximale diepte van 5 m onder maaiveld, in combinatie met toevoeging van een cement bentoniet mengsel. Om een doorlopende sleuf en ontspanning/ ver- vorming van de omliggende grond te voorkomen werd het ‘crushproces’ om en om in vakken van 3m uitgevoerd. Nadat het cement bentoniet mengsel is uitgehard tot een kleiachtig materiaal, zijn de tussenliggende vakken gecrushed. Om binnen en- kele dagen de schuifsterkte van de lokale klei te bereiken (minimum van 20 kPa), is een hogere mix- ratio dan normaal gebruikt voor de cement bento- niet. De voorgestelde technieken zijn vervolgens 40 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Figuur 8 – Schematisering ondergrondse bouwfasen (tekeningen: Strackee). Tabel 1 ! en Tabel 2 " - Risicobeschouwing onderdeel damwand. succesvol uitgevoerd en de damwanden zonder problemen en vertragingen geïnstalleerd. Diepere ontgraving Tijdens de ontgravingswerkzaamheden is in fase 12 (ontgraving voorafgaand aan stempel) per ongeluk 0,5 m dieper gegraven dan op basis van het ontwerp was toegestaan (NAP-2,5 m in plaats van NAP-2,0 m). Omdat de damwand op dat moment nog niet was gestempeld, waren aanvul- lende wandverplaatsingen te verwachten, welke doorwerken tot in latere faseringen en op diepere niveaus en de invloed op de omgeving vergroten. Door direct na het constateren van deze afwijking een inclinometing aan de damwand uit te voeren kon op basis van de meetresultaten en aanvul- lende PLAXIS-berekeningen snel worden gecon- stateerd dat de damwandverplaatsing ten gevolge van ontgraving van NAP-2,5m ten opzichte van het ontwerp weliswaar met 40% (+5 mm) was toegenomen, maar dat in de laatste fase slechts een toename van 10% (+3 mm) te verwachten was. Omdat dit vanuit omgevingsbeïnvloeding accep- tabel werd geacht kon de aannemer de bouwwerk- zaamheden vervolgen zonder enige significante vertraging (figuur 11). Conclusie Mede door een zorgvuldige risicogestuurde aan- pak, een intensieve samenwerking en duidelijke communicatie tussen de verschillende disciplines van ontwerp tot en met de uitvoering is het mu- seum in de zomer van 2015 succesvol afgerond zonder enige significante schade of vertraging. Nominatie Schreudersprijs 2015 Het project ‘Funderingsherstel en uitbreiding Museum Ons’ Lieve Heer op Solder’ is in oktober 2015 genomineerd voor de Schreudersprijs 2015, een tweejaarlijkse prijs voor projecten waarbij op een innovatieve en verantwoorde manier gebruik is gemaakt van de ondergrond. Dankwoord Dit project is tot stand gekomen door een goede samenwerking van CRUX Engineering, NL Bouw- meesters, Strackee BV Bouwadviesbureau en Bouw- bedrijf van Schaik en BREM funderingsexpertise. Te v e n s w o r d t d e o p d r a c h t g e v e r , h e t b e s t u u r e n medewerkers van het museum, hartelijk bedankt voor het getoonde doorzettingsvermogen bij het realiseren van dit bijzondere project. To t s l o t o n z e d a n k a a n f o t o g r a a f A r j a n B r o n k h o r s t . Referenties - Netzel, H. (2009). Building response due to ground movements. PhD thesis TU Delft, The Netherlands. ISBN 978-1-58603-995-0. - Van der Stoel et al. (2013). Conservatoriumhotel Amsterdam, geotechnical design and monitoring – Proceedings of the 18th ICSMGE Paris 2013. –BRE 1995. Assessment of damage in low-rise buildings. BRE Digest Concise reviews of building technology. ! 41 GEOTECHNIEK –Januari 2016 GEOTECHNISCH RISICO MANAGEMENT UITBREIDING MUSEUM ONS’ LIEVE HEER OP SOLDER TE AMSTERDAM Figuur 10 – Crusher. Figuur 11 – Ve rg e l i j k i n g t u s s e n b e re ke n d e e n g e m e te n d a mw a n d v e r vo r m i n g e n . Figuur 9 – Liquid level systeem (meetpunten en resultaten). 1 Introduction A major challenge for technical committees in generating design guidelines and codes of practice is the choice of safety levels achieved by prescribing partial safety factors. The method must provide sufficient reliability, yet at the same time the resulting design should be economically feasible. The Dutch CUR-Committee for piled embankments has chosen a probabilistic approach to determine the partial factors in order to follow a rational and objective procedure. Table 1 lists the five main procedure steps discussed in this paper. Table 1 - Process steps calibrating par tial factors Step Phase description 1Define the failure mechanisms. 2Compare model calculations with measured data. 3Perform reliability analyses for reference cases. 4Calibration of the model factor. 5Calibration of the partial load and material factors 2 Piled embankment 2.1 WHAT IS A PILED EMBANKMENT? The basal reinforced piled embankment was deve- loped to build roads, railways or platforms in soft soil areas. They are constructed relatively quickly, settlement-free and they do not damage adjacent sensitive constructions by causing horizontal soil deformations. A basal reinforced piled embank- ment consists of (bottom-up in Figure 1): - a foundation of piles with (or sometimes without) pile caps. - geosynthetic reinforcement (GR). This is the basal reinforcement, installed in one or more layers. - an embankment. The bottom layer of the em- bankment (the ‘mattress’) must consist of a fric- tional material, like sand or crushed aggregate (e.g. crushed rock or crushed recycled construc- tion material). The load transferred to the pile caps is partly due to arching and partly transferred through the GR. The 2015 update of the Dutch CUR226 guideline for the design of basal reinforced piled embank- ments adopted a new model for the GR design: the Concentric Arches (CA) model of Van Eekelen et al., (2013; 2015, Figure 1). This CA model calcula- tes a value for the maximum GR strain and corres- ponding tensile stress in two calculation steps. 2.2 WHY A NEW METHOD? Van Eekelen et al. (2015) showed that the new CA model, adopted in CUR226 (2015), calculates GR strains that are on average 1.06 times higher than the values measured in seven full-scale projects and four series of scaled model experiments, while the model of the old version of CUR226 (2010) calculated GR strains that were on average 2.46 times higher than the measured values. The standard deviation was also reduced with the new model, although a considerable standard deviation remained. 3 Step 1: Failure mechanisms 3.1 SYSTEM RELIABILITY Eurocode 0 (EC1990) provides target reliability indices ! (or equivalently, target probabilities of failure Pf) for each consequence class (CC) or reliability class (RC). For the Dutch piled embank- ment guideline, these target values were interpre- ted to refer to the entire structural system, consisting of several failure mechanisms such as (1) structural failure of the pile cap, (2) bearing capacity failure of the piles, (3) fracture of the GR, (4) slip surface instability of the total system. The last failure mechanism is not realistic in most cases. 50 GEOKUNST – Januari 2016 Calibration of partial factors for basal reinforced piled embankments Ing. Piet van Duijnen Geotec Solutions Netherlands (previously Huesker Synthetic BV, Netherlands) Figure 1 – The Concentric Arches model for GR design in a basal reinforced piled embankment (Van Eekelen et al., 2013 and 2015) (step 1) the load is transferred along the 3D and 2D arches, (step 2) the GR strain and tensile force is calculated in the GR s trips between adjacent piles Step 1 Step 2 Dr. Ir. Timo Schweckendiek Deltares and Delft University of Technology Netherlands Ir. Ed Calle Deltares, Netherlands Dr. Ir. Suzanne van Eeleken Deltares, Netherlands 3.2 FAULT TREE The simplified fault tree in Figure 2 visualizes the most relevant failure mechanisms for a piled em- bankment system. The total system failure probability depends on the interaction between individual mechanisms. For example: The bearing capacity is determined by both the pile bearing capacity and the soil be- tween piles. Other mechanisms like fracture of the reinforcement or loss of bearing capacity result di- rectly in total system failure. In that case, the upper boundary of the system failure probability is the sum of individual failure mechanism (an OR- gate +!). 3.3 TARGET PROBABILITIES PER FAILURE MECHANISM Ta rget probabilities of failure can be assigned to individual failure mechanisms, based on their role in the system as defined by the fault tree (see e.g. Schweckendiek et al., 2012). For design situations, the allocation of target probabilities of failure is largely arbitrary as long as the overall system tar- get reliability is met. It makes sense to allocate ra- ther high target values to failure mechanisms for which the mitigation is rather costly. The failure tree for all three reliability classes is defined and used in the MC analysis. 4 Step 2: Comparing model calculations with measured data 4.1 COLLECTING DATA Van Eekelen et al. (2015) collected 11 experimen- tal and field test series and compared measured GR strains with values calculated with the new CA model, which was adopted in the CUR226 (2015) guideline. This resulted in 122 data points. Seven of these points were rejected as the polypropylene (PP) reinforcement crept too much during the ex- periment. 4.2 ASSESSMENT OF MODEL ERROR Figure 3 shows the ratio between measured GR strains reand calculated GR strains rffor the 115 relevant experiments. For 22 data points, the cal- culations gave an under-prediction of the measu- red strains ( re/rt> 1.0) and for the remaining 93 an over-prediction ( re/rt<1.0, i.e. conservative beha- viour of the model). The mean model bias, asses- sed as suggested in Eurcode 0 (annex D), is 0.727 and the variation of the error terms is about 0.702. Ta b l e 4 p re s e nt s m o re d e t a i l e d i n fo r m a t i o n fo r s e - veral sub-sets of data. 5 Step 3: Reliability analyses for reference cases 5.1 GEOMETRY The coefficient of variation of the pile centre-to- centre distance was determined by analysing the 51 GEOKUNST – Januari 2016 Abstract In the Netherlands, the design guideline for basal reinforced piled embankments has been revised (CUR226:2015) adopting a new analytical design model (The Concentric Arches (CA) model, Van Eekelen et al., 2013; 2015). The CA model provides geosynthetic reinforcement (GR) strains which were compared with laboratory and in situ measurements (Van Eekelen et al., 2015). The corresponding discrepancies between the measured values and the values calculated with the new model have been assessed statistically in order to obtain model error statistics as suggested in Eurocode: basis of design (NEN, 2011). Monte Carlo (MC) simulations were carried out to obtain model-, material- and load factors using several reference cases, in order to calibrate the semi-probabilistic design approach for the revised Dutch Design guideline for Piled Embankments (CUR226, 2015). This paper discusses both the assessment of the model error as well as the calibration of the partial factors, including the lessons learnt. A paper which is nearly the same as this one was published before in the proceedings of ISGSR 2015, Rotterdam. Figure 4 – Relationship between characteristic value of the unit weight of the fill properties and the student-T distribution in the MC simulation. Figure 2 – Tr e e o f f a i l u r e m e c h a n i s m s ( R C 3 ) Figure 3 – Ratio of measured GR strain (re) and calculated GR strain (r t), sorted in descending order. Two results (ratios!>!5-8) are beyond the displayed scale. Data obtained from Van Eekelen et al. (2015). measured pile position for a project in Houten (Van Duijnen et al., 2010). The result is given in Ta ble 2. 5.2 MATERIAL PROPERTIES EMBANKMENT FILL In the Netherlands, the default values for the coef- ficient of variation (V) of common soil types are stated in the national annex of EC7. Table 2 pre- sents the values used in the present study. For the soil properties, the student-T!distribution for the 95% value was used. (1) Table 2 - Coef ficients of variation of soil properties and geometry as applied in the calibration study Property V Centre-to-centre distance 0.10 m Embankment height 0.05 m Angle of internal friction 0.10 deg Unit weight of the fill 0.05 kNm 3 Sub grade modulus 0.25 MPa Figure 4 presents the relationship between the characteristic value for the unit weigth (19 kN/m 3) and the student-T distribution used in the MC analysis. Figure 5 presents the relationship between the characteristic value for the angle of internal fric- tion (45 o) and the student-T distribution used in the MC analysis as described in NEN 9997-1. 5.3 GEOSYNTHETIC REINFORCEMENT (GR) PROPERTIES 5.3.1 STRENGTH GR suppliers must guarantee the short term design strength of the GR. They are obliged to test the tensile strength for every production batch. Batches are only accepted if all tensile strength results are larger than the strength on the label (Ftest > F mat ). In the MC analysis the variation coefficient V=0.05 is used for the tensile strength Fmat , which is a slightly conservative estimate, as the variation provided by the suppliers are somewhat lower. 5.3.2 TIME EFFECTS The tensile strength on the label is the short term strength of the GR leaving the factory. The strength reduces in time mainly due to environ- mental circumstances, installation damage and material behaviour (creep, relaxation). Designs are based on the strength at the end of the lifetime. Figure 6 presents the reduction in tensile strength as a function of time due to creep for several products (source: BBA certificates). After 100 years the strength is estimated to be 65% to 75% of the initial strength. The tensile strength at the end of the lifetime (100 years) was used for the present calibration study. Analysing the reliability of a system with the tensile strength at the end of its life results in an underestimation of the lifetime reliability. 5.3.3 STRENGTH-STRAIN RELATION SHIP The correlation between tensile strength and axial stiffness is determined in the MC analysis using a ratio factor between the two, with a coefficient of variation of 0.1. Figure 7 illustrates the resulting scatter. 5.4 LOADS The dominant loads in piled embankments are traffic loads. EC1-4 gives characteristic loads. Un- fortunately, no appropriate statistical model was available for explicit uncertainty of the traffic load. Instead, the loads applied in the calibrations are nominal values from EC1-4. Since the uncer- tainty in the load is already accounted for in these nominal values, the target reliability index !bwas reduced as follows, using a standardized influence coefficient R= 0.8 for the resistance as suggested by ISO 2394. (2) Ta ble 3 presents the target reliability indices in the ultimate limit state (ULS) for the 3 reliability classes with and without top load. Table 3 - Target reliability index !in the ULS RC 1 RC 2 RC 3 Without top load >3.5 >4.0 >4.6 With top load >>2.8 >>3.2 >>3.7 For piled embankments, the influence coefficient for the top load ( "r=0.8) may be overestimated. Figure 12 shows that the influence of the external loads on the reliability is much smaller and the fac- tor ( "r) is larger for a thick mattress (case 1). For case 1, RC2 without top load ( !r=4), the required tensile strength is about 520 kN/m and with top 52 GEOKUNST – Januari 2016 Figure 5 – Relationship between characteristic value of the angle of internal friction of the fill and the student-T distribution in the MC simulation. Figure 7 – Scatter plot of the correlated relationship be- tween tensile strength and axial stiffness of the GR. Figure 6 – Strength reduction as a function of time due to creep. load ( !=3.2) about 400 kN/m. Obviously, a smal- ler tensile strength in the case with top load is not logical and the target reliability !index for the cases with top load !Tlsdis used as a bottom limit. Engineering judgement and the calculated relia- bility index are decisive for the load factor. 6 Step 4: Calibration of the Model error 6.1 STATISTICAL CHARACTERIZATION In order to account for the model uncertainty, the definition of the model factor as suggested in Eurocode 0 has been adopted for the design me- thod for piled embankments. The model factor is a combination of the mean bias ( b!=!r e/rt) and a variation around the mean " (Eq.!(3)), the variation coefficient of which is calculated with Eq. (4). re= b • r t• "i (3) (4) The distribution of "is assumed to be lognormal. The basis for the mean value band coefficient of variation V is the comparison between calculated and measured strain ( reand rt) results, as des- cribed in section 4. As the entire data set is not relevant for the envisaged Dutch guidelines, only a subset based on the subgrade modulus was considered. Figure 8 presents the ratio ( re/rt) plotted against the subgrade modulus k. Table 4 - Mean bias and variation coefficient of the model error based on subsets of experimental data from Van Eekelen et al. (2015) with different subgrade moduli. Subgrade Number Mean Coefficientmodulus k of data bias b of variation[kN/m 3]sets N V " 0110.833 0.163 #158 17 0.806 0.246 #236 22 0.775 0.306 #480 46 0.679 0.857 #1200 54 0.700 0.868 #3138 115 0.727 0.702 Ta b l e 4 s h o w s t h e m o d e l e r ro r s t a t i s t i c s fo r d i f fe - rent subsets of data in classes with increasing maximum subgrade modulus. In the Netherlands, piled embankments are usually constructed in soft soil areas with would otherwise give large settlements (subgrade modu- lus k< 236 kN/m 3). Hence, the range of application of the Dutch design guidelines was limited to subgrade moduli up to 240 kN/m 3, which justified using only the 22 experiments reported in the third line of Table 4 with a maximum value of 236 kN/m 3. The model bias for this data is illustrated in Figure 9. 6. 2 MODEL FACTOR (DESIGN VALUE) The dominant failure mechanism in the Service- ability Limit State (SLS) is excessive GR strain. The SLS target reliability index is 2.8, the target probability of failure is 0.24% ( Pf=$)–2.8)). Figure 10 shows the results of a MC analysis with the calculated maximum GR strain on the horizontal axis and its probability of exceedance (Pf= %e< %t ) on the vertical axis. The calculated maximum strain with all factors equal to 1 was about 2.7%. The 0.24% failure strain was about 3.60 (see figure 9). The model factor is calculated with: Figure 10 – Probability curve of occurrence calculated strains to determine the model factor. Figure 8 – Ratio r e / rtversus subgrade modulus k. Figure 9 – Measured GR strain r eversus calculated GR strain r tfor the 22 data points from Van Eekelen et al (2015) with subgrade modulus k < 240 kN/m 3. CALIBRATION OF PARTIAL FACTORS FOR BASAL REINFORCED PILED EMBANKMENTS 53 GEOKUNST – Januari 2016 The model factor ensures a safe calculation model with a probability of failure of about 0.24% in the serviceability limit state ( != 2.8). 7 Step 5: Calibration of the Partial factors 7.1 CALIBRATION WORKFLOW The calibration of the partial factors is based on four reference cases that are characteristic for piled embankments in the Netherlands. The par- tial factors are determined iteratively as shown in the flow chart in Figure 11. For each test case, data set and set of partial fac- tors, a design is made which meets the unity check for the envisaged design rule. Subsequently, the reliability index of the design is assessed with MC analysis (i.e. the same probability distributions are used for deriving the characteristic values in the design as well as in the reliability analysis) and compared to the target value. The partial factors are amended in an iterative process until all test cases comply with the required reliability index !. 7.2 ANALYZED CASES Ta ble 5 lists the general data of the fo ur cases in the MC-analysis. Case 3 is the common situation for piled embankments. Case 1, 2 and 4 are excep- tional situations which represent the limits of the design method. For all cases, the fill unit weight is 19 kN/m 3, square pile caps and pile spacing are applied. The calculations were performed for a subgrade modulus of 0 and 100 kN/m 3. The ratio between short term strength and stiffness was 12. 8 Results 8.1 RESULTING SAFETY FACTORS AND MODEL FACTOR Figure 12 presents the relation between the characteristic (95%) long term tensile strength and the calculated reliability index !(markers) for four reference cases. The figure shows that the influence of the required tensile strength on the calculated reliability index !is large for thin mattresses (case!2) and small for thick mattresses (case 1). Ta ble 6 presents the par t ial factors which comply for all cases with the required reliability and at the same time do not over-design the construc- tion. It is not possible to calculate 1!single set of partial factors that exactly gives the required reliability for all cases. 8.2 CALCULATED RELIABILITY Ta ble 7 presents the calculated reliability index ! for all 4 cases for the serviceability limit state (SLS) and the 3 reliability classes (RC1, RC2 and RC3) in the ultimate limit state. The values in italics in Table 7 are a slightly below the required target reliability index. The situation without surcharge load is not realistic and there- fore these relatively low values were accepted. 8.3 INFLUENCE OF GR STIFFNESS/ STRENGTH RATIO The ratio between the GR stiffness ( J) and the (short term) tensile strength has a limited influ- ence on the calculated reliability !. Table 8 shows this influence. With an increasing GR stiffness – strength ratio, the reliability index !reduces. The presented partial factors are only applicable for a ratio between strength and stiffness of 7 to 20. 8.4 NON-SQUARE PILED ARRANGEMENTS: SX==/ SY All considered cases so far have a square pile pattern ( sx= s y). Table 9 presents the calculated reliability index !for the case sx=/syand a surcharge load of 20 kN/m 2. The influence of the difference between the longitudinal and transversal pile spacing is negli- gible. 9 Lessons learned In this paper we wanted to share: –Selection of relevant subsets of experimental data can help in constraining the model uncer- tainty for a specific application. –In order to determine which parameters should be factored at all, we successfully followed a sequential approach, meaning that we started with the most influential variables and then 54 GEOKUNST –Januari 2016 Table 6 - Resulting par tial material- and load factors and the model factor RC1 RC2 RC3 Required ! >3.5 > 4.0 > 4.6 Angle of internal friction 1.05 1.10 1.15 Unit weight 0.95 0.90 0.85 Te n s i l e s t r e n g t h G R 1 . 3 0 1 . 3 5 1 . 4 5 Axial stiffness GR 1.00 1.00 1.00 Subgrade modulus 1.30 1.30 1.30 To p l o a d 1 . 0 5 1 . 1 0 1 . 2 0 Model factor 1.40 1.40 1.40 Table 8 - Influence of GR stif fness-strength ratio for case 3 Fr;kd;k Fr;ld;k JRatioReliability [kN/m] [kN/m] [kN/m] J / F r;kd;k index ! 178 111 1!260 7 3.53 215 135 2 600 12 3.49 260 163 5 200 20 3.46 542 340 54 000 100 3.42 Table 7 - Calculated reliability index ! Case Without surcharge load With surcharge load SLS RC1 RC2 RC3 1 SLS RC1 RC2 RC3 1 12.823.564.05 2.813.584.02 2 2.67 3.31 3.67 2.63 3.28 3.65 32.783.503.984.752.763.493.954.31 4 2.72 3.42 3.84 2.70 3.38 3.80 1Due to time not all cases were analysed in RC3 because this would have been required at least eighty million calculations. Table 5 - Ge n e r a l d i m e n s i o n s o f t h e 4 c a s e s Case 1 2 3 4 sxand sy[m] 3.25 1.75 2.25 2.25 Height [m] 10 1.5 3.5 3.5 Square pile cap [m] 1.25 0.4 0.75 0.75 Friction angle [deg] 35 45 45 35 To p l o a d [ k N / m 2]20 50 2020 checked one by one if additional factoring seemed efficient and relavent. –Where very high reliability requirements (e.g. Eurocode RC3) impede the design verification using MC analysis, the partial factors are extra- polated from results of lower reliability (e.g. RC1 and RC2). –Calibration of partial factors using reliability analysis makes the deliberation process in ex- pert committees objective. –It is not possible to design every construction with exactly the required reliability index with 1 set of partial factors. The partial factors are focused to design common constructions with the required reliability index in an economically viable manner. For exceptional piled embank- ments ( H< 1.5 m. H> 10 m or J/F > 20) a MC analysis is recommended. References - CUR226, (2015). Ontwerprichtlijn paalmatras- systemen (Dutch Design Guideline Piled Embank- ments) updated version, to be published in 2015 (in Dutch). - NEN 1990: NEN-EN 1990+A1+A1/C2 (nl), Basis of structural design, ICS 91.010.30; 91.080.01, (December 2011, Eurocode 0). - ISO 2394: (1998). General principles on reliability for structures. ICS 91.080.01 - Schweckendiek, T., Vrouwenvelder, A.C.W.M., Calle, E.O.F., Jongejan, R.B., Kanning, W.: Partial Factors for Flood Defenses in the Netherlands. Modern Geotechnical Codes of Practice – Development and Calibration, Fenton, G.A. et al. (eds.). Special Geotechnical Publication. Taylo r & Fr a n cis . ( 2 0 1 3 ) . - Van Duijnen, P.G. Van Eekelen, S.J.M., Van der Stoel, A.E.C., (2010). Monitoring of a railway piled embankment. In: Proceedings of 9 ICG, Brazil, 1461-1464. - 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., van Tol, A.F., (2015). Validation of analytical models for the design of basal reinforced piled embank- ments. Geotextiles and Geomembranes; 43: 56 - 81. ! 55 GEOKUNST –Januari 2016 CALIBRATION OF PARTIAL FACTORS FOR BASAL REINFORCED PILED EMBANKMENTS Figure 11 – Flow chart of the calibration workflow todetermine a set of partial factors which leads to the complying with the target reliability for all test cases. Figure 12 – Reliability index – characteristic tensile strength (F r;x;ld;k ) 4 cases, without top load ( a) and with top load ( b) and subgrade modulus k = 0 kN/m 3. Symbols __ !! = 1/N • "!i !i !ln ( #i) s2 Standard variation coefficient ! of the error term: _ s2= 1/(N –1)• "(!i–!)2 ! B Least squares best fit to the ratio between experimental and theoretical results: b=$re·rt/$rt2 Nfail Failure count (R < S) Pf Probability of failure (Pf=!(-%) = N fail / N) . re Experiment result (test result) rt Theoretical results (calculate value) tp Inverse student Tdistribution for n–1 probability pand ( n-1 ) degrees of freedom V# Variation coefficient error term: Z(R-S) Reliability function "i Error term experiment / theoretical result: rei / (b·rti) % Calculated reliability index _ X Mean value Fr;ld;k Characteristic tensile strength end of the lifetime Fr;kd;k Characteristic tensile strength leaving the factory Table 9. Influence irregular centre-to-centre distance piles Case s x[m] s y[m] RC1 RC2 32.252.253.49 3.95 2.00 2.50 3.47 3.90 Inleiding Het project Rotonde Wateringveldse Polder be- treft een nieuwe aansluiting vanuit de Watering- veldse polder op de provinciale weg N222 door een turborotonde. Om de rotonde te kunnen aan- sluiten moest een hoogteverschil van circa 5,5 meter worden overbrugd. In het tracé van de N222 is ook een nieuwe brug naast de bestaande brug over de Lange Watering aangelegd. In verband met de naastgelegen provinciale weg is de ro- tonde zettingsarm opgebouwd met circa 25.000 kubieke meter EPS, waarbij een plaatstalen fietstunnel werd geïntegreerd in de EPS-construc- tie voor de fietsverbinding met de groenblauwe ecologische zone. De parallel gelegen kade van de Lange Watering is door het Hoogheemraad- schap van Delfland aangemerkt als ‘veenkade’ met alle bijkomende eisen. Dit artikel beschrijft de randvoor waarden, gemaakte afwegingen tus- sen diverse ophoogmethodieken tijdens het ontwerpproces en de unieke geïntegreerde fiets- tunnelconstructie. Complexe randvoorwaarden en gemaakte afwegingen In opdracht van de gemeente Westland is dit multidisciplinaire project door ingenieursbureau Waalpartners gecoördineerd van plan- en con- tractvorming tot aan het ontwerp. De specialisten van InfraDelft (lichtgewicht ophoging inclusief fietstunnelontwerp), Bergschenhoek Civiele Tech- niek (plaatstalen tunnelconstructie) en Nebest (brugconstructie) hebben zorggedragen voor de engineering van het gehele project. Dit project kende diverse complexe randvoor- waarden. De locatie heeft een slappe onder grond en ligt ingesloten tussen aangrenzende glastuin- bouw en de provinciale ontsluitingsweg. De rotonde is gelegen onder een hoogspanningstracé en ten westen van de nieuwe rotonde wordt de N222 doorkruist door het boezemwater Lange Watering met haar ‘veenkade’. Daarnaast diende tijdens de realisatie het verkeer over de N222 nagenoeg ongehinderd doorgang te hebben vanwege de economische functie van de nabij gelegen veiling van Flora Holland. De ophoging van het gebied door een traditionele voorbelasting bleek niet mogelijk te zijn. Niet in tijd, maar zeker ook niet door de invloed die de voorbelasting zou hebben op de constructies in de omgeving, zoals de bestaande N222, de hoog- spanningsmasten en de ‘veenkade’. Tijdens het ontwerpproces is een afweging gemaakt tussen de in de tabel aangegeven ophoogmethodieken. Op basis van de mate waarin de beoordeelde op- ties van invloed zijn en/of beperkingen hebben, is de keuze gereduceerd tot een nadere uitwerking van de varianten 1, 2 en 5. Die ophoogmethodes zijn beoordeeld op de volgende factoren: optre- dende zetting, zettings periode, invloed op de veenkade, invloed op de omgeving, uitvoerings- beperkingen en kosten. Hieruit is gebleken dat de toepassing van EPS-blokken de economisch meest interessante oplossing was voor het uitvoeren van 46 GEOKUNST – Januari 2016 Dick van der Linde Bergschenhoek Civiele Techniek bv ing. Jeroen Tameling Waalpartners bv Figuur 2 – Lichtgewicht wegophoging (in de oostelijke richting) van de rotonde en de wegverbreding van de N222. Lichtgewicht wegophoging voor N222 met unieke fietstunnel dr.ir. Milan Duskov InfraDelft bv Figuur 1 – Lichtgewicht wegophoging (in de noordelijke richting) van de ontsluitingsweg en de rotonde van de N222 . deze ophoging. Deze ontwerpmethodiek biedt niet de goedkoopste oplossing in aanleg maar scoort (zeer) goed op de overige factoren. Gezien het omliggende economisch belang heeft de ge- meente Westland gekozen voor de EPS-wegcon- structie. Lichtgewicht wegophogingen met EPS-blokken Het hoogteverschil tussen het lager gelegen ge- deelte van de ontsluitingsweg en het hoogste punt in het midden van de rotonde bedraagt meer dan 5 m. De lokale grond is berucht om zijn zet- tinggevoeligheid ten gevolge van aanwezige dikke slappe klei- en veenlagen. Het uitzonderlijk hoge percentage vrachtverkeer op deze Veilingroute maakte de aanleg van zo’n hoge ophoging op deze locatie met dergelijk ongunstige bodemgesteld- heid niet eenvoudiger. De hoeveelheid vracht- verkeer heeft immers consequenties voor de benodigde verhardingsdikte, in het bijzonder de asfaltpakketdikte, wat ongunstig is voor het eigen gewicht van de ophoging. De toegepaste ultra lichtgewicht EPS-blokken zorgen ondanks een relatief dik asfaltpakket voor een sterk geredu - ceerde verticale belasting op de ondergrond. Daarmee zijn de zettinggerelateerde consequen- ties voor de naburige objecten gemini maliseerd. Optimale afme tingen van de gerealiseerde EPS- pakketten zijn iteratief bepaald met gebruik van eindige elementen Plaxis-modellen waarmee de te verwachten spanningen in de relevante rotonde - profielen zijn gecontroleerd. Uniek ontwerp voor lichtgewicht fietstunnelconstructie Lopende het project heeft de gemeente Westland een recreatieve fietsverbinding aan de scope toe- gevoegd. Omdat een extra verbinding over het water (hoewel aanzienlijk goedkoper) niet wense- 47 GEOKUNST – Januari 2016 Samenvatting Medio april 2015 is een nieuwe rotonde met een aansluiting vanuit de Watering- veldse polder op de provinciale weg N222 in gebruik genomen. Dit project kende diverse complexe randvoor waarden. De locatie heeft een slappe onder grond en ligt ingesloten tussen aangrenzende glastuinbouw en de provinciale ontsluitings- weg. Verder wordt ten westen van de nieuwe rotonde de N222 doorkruist door het boezemwater Lange Watering met haar ‘veenkade’. Tijdens de realisatie diende het verkeer over de N222 nagenoeg ongehinderd doorgang te hebben vanwege de economische functie van de nabij gelegen veiling van Flora Holland. De rotonde is zettingsarm opgebouwd met 25.000 m 3EPS-blokken. Een plaats- talen fietstunnel met schuimbetonomhulling werd geïntegreerd in de EPS- ophoging voor de verbinding met de groenblauwe ecologische zone. De ont werp - methode voor de in het EPS-pakket geïntegreerde tunnel constructie van plaat - elementen is een noviteit in de ingenieurs praktijk. Het toegepaste tunnelsysteem met 7 mm dikke gegolfde staalplaten en schuimbeton is goedkoper dan een tunnel uitgevoerd in beton, omdat er geen paalfundering nodig is. Figuur 3 – Monteren van de gegolfde staalplaten van de fietstunnel onder de Veilingroute (N222). Methode Zettingen Zettingsperiode Invloed op Invloed op Uitvoerings- Relatieve veenkade omgeving beperkingen kosten 1 Overhoogte i.c.m. 2,0 m 2 jaar - - - - - - 150 verticale drainage IFCO-methode 2,0 m 1 jaar + - - / - - 225 BeauDrain-methode 2,0 m 1 jaar - - - / - - 200 Ophoging met licht ca. 1,0 m ca. 0,5 - 1,5 jaar - / - - - / - - - / - - 400 ophoogmateriaal Ophoging met EPS geen n.v.t. + / ++ + / ++ + 600 Ophoging op palen geen n.v.t. + / ++ + / ++ + 700 - 1200 Ve rk l a ri n g ++ zeker geen invloed / geen beperkingen 1 Relatieve kosten ten opzichte van conventionele zandophoging (=100) + waarschijnlijk geen invloed / lichte beperkingen - beperkte invloed / matige beperkingen - - zeker invloed / veel beperkingen Tabel 1 – Afweging tussen zes ophoogmethodieken voor de rotonde van de N222 48 GEOKUNST – Januari 2016 lijk was, bleef een (tunnel)constructie door de toe- komstige rotonde en bestaande provinciale weg als oplossing over. Een betonnen tunnel met paal- fundering zou echter zorgen voor te veel overlast voor de omgeving, mede door de langere uitvoe- ringsduur. De hoogspannings masten stonden ook in de weg, dus is er gekeken naar lichtgewicht varianten die snel uitvoerbaar zijn en zettingen kunnen opvangen. Een modulair systeem van gegolfde stalen plaat- elementen voldeed aan de specifieke projecteisen zoals het profiel van vrije ruimte voor fietsers en voetgangers, de beschikbare dekking op de tunnelconstructie, de opbouw van de dekkings- lagen en de verkeersbelasting over de tunnel. Qua kosten bood het systeem voordelen (want geen paalfundering). Bij de standaard bouwwijze van de tunnelelementenleveran cier zorgt een zand- lichaam voor afdoende zijsteun. Gegolfde stalen duiker- en tunnelconstructies worden doorgaans berekend en uitgevoerd met een zandaanvulling. Het gebruik van zand zou in dit geval echter te grote zettingen op de lokale samen drukbare ondergrond veroorzaken. Een nieuw ontwikkelde ontwerpmethodiek bood soelaas. Integratie van zo’n modulair systeem van gegolfde stalen plaat- elementen in het EPS-pakket met behulp van schuimbeton voldeed aan alle projecteisen. Een referentieproject bestond niet omdat een derge- lijke ontwerp oplossing nooit eerder was gereali- seerd. Voor het ontwerp van de tunnel constructie is de zandaanvulling vervangen door aanzienlijk lichter maar sterker schuimbeton. Afdoende zijde- lingse steun wordt gewaarborgd door de omhul- ling van het schuimbeton met sterkere EPS- blokken. Flexibele gegolfde stalen tunnels in een grond- lichaam worden berekend conform de methode Klöppel & Glock. In deze berekeningsmetho- diek wordt de interactie tussen de dunne gegolf- de stalen wand van de tunnel en de steundruk –gegenereerd door het omliggende massief – beschouwd. Het eivormige tunnelsysteem is geba- seerd op afdracht van belastingen door normaal- kracht langs de “drukpunten” in de constructie in de stalen schil, waarbij de stabiliteit van de vorm zich ontleent aan de steun van het omhullende massief. In de sterkteberekening werd deze constructie getoetst op drie aspecten. - Zowel de schedel (de boog) van het profiel als de onderlinge plaatverbindingen moeten vol- doende sterk zijn. - Het gewicht van de dekking op de constructie moet voldoende zijn om bij belasting voldoende tegendruk te bieden. - Het voorkomen van zogenaamde grondbreuk. Dit is door gebruik van schuimbeton niet relevant. Het gehele ontwerp is doorgerekend met Plaxis- modellen voor diverse representatieve profielen. Slotwoord De gerealiseerde wegconstructie voor de Veiling- route (N222), met de fietstunnel daar onder, voldoet aan zowel de zettingeisen als aan de ver- eiste ontwerplevensduur. De ont werp methode voor in het EPS-pakket geïntegreerde tunnelcon- structie van plaatelementen is zo ingenieus dat er octrooi voor is aangevraagd. Het desbetreffende tunnelsysteem met 7 mm dikke gegolfde staal- platen en schuimbetonomhulling is onder deze omstandigheden goedkoper dan een tunnel uit- gevoerd in beton, omdat er geen dure fundering nodig is. ! Figuur 4 – De afgedekte gegolfde staalplaten en het gedeeltelijk gestorte schuimbetonmassief van de fietstunnel onder de Veilingroute (N222). Figuur 5 – Plaxis-model met het EPS200/100-pakket onder de Veilingroute (N222) en een omhulling van schuimbeton SB400 rondom de fietstunnel. Inleiding Als onderdeel van de verbetering van de Oost- West verbinding van Suriname, is door Ballast Nedam in 2014 een nieuwe vakwerkbrug gebouwd over de Suriname rivier, zie figuur 1. De brug is gebouwd nabij het dorpje Redi Doti. Dit dorpje ligt op zo’n 50 kilometer ten zuiden van Paramaribo. Hier is de rivier relatief smal. De brug heeft een lengte van ruim 200 meter verdeeld over twee overspanningen van 100 meter. Voor het funde- ringsontwerp van de landhoofden en het enige middensteunpunt in de rivier is uitgebreid grond- onderzoek verricht. Met name de paalinstallatie van de middenpijler en bijbehorende aanvaar- beveiliging in de rivier was vanwege de aanwezige rotsbodem uitdagend te noemen. In dit artikel wordt ingegaan op het funderingsontwerp, paal- installatiemethoden en uitdagingen die tijdens de uitvoering aan de orde kwamen. Bodemgesteldheid GRONDONDERZOEK Voor het funderingsontwerp is uitgebreid grond- onderzoek uitgevoerd, zowel op het land als te water. Sonderingen en boringen zijn uitgevoerd om de 50 meter om een beeld van de bodemop- bouw te verkrijgen. Onder de toplaag werd ver- weerd tot sterk verweerd rotsmateriaal verwacht. Voor een k walitatief hoogwaardige monstername is daarom gekozen voor een driedubbelwandige boorbuis (“triple tube core barrel”) zodat de monsters niet verstoord zouden raken tijdens het boorproces met spoelen. Deze monsters zijn ver- volgens getest met een ongesteunde drukproef (“Unconfined Compressive Strength” test ofwel UCS test) en door middel van zogenaamde “point load tests (PLT)”. Echter, voor de PLT’s was de druksterkte en kwaliteit van het rotsmateriaal te laag om betrouwbare resultaten te verkrijgen. Na een paar proeven is deze methode daarom ter zijde geschoven. Uit het onderzoek is een bodemprofiel afgeleid met een toplaag van zand en daaronder verweerde rotsagen, zie figuur 2. BEPALING KARAKTERISTIEKE ROTSSTERKTE Bij het bepalen van de rotssterkte uit UCS proeven wordt impliciet uitgegaan van een hoogte:dia- meter verhouding van 2:1. De standaard kerndia- meter bedraagt circa 100 mm. De monsterhoogte bedraagt dus bij voorkeur 200mm. Ondanks het zorgvuldige boorproces bleken relatief veel scheu- ren van nature aanwezig in het rotsmassief. Hier- door was niet op iedere diepte een monster met voldoende hoogte voor handen. Om die reden zijn ook monsters met een verhouding 1:1 beproefd. Dit geeft hogere sterktes dan de normale verhou- ding 2:1. Bij het belasten wordt het proefstuk verticaal belast en wil in horizontale richting uit- zetten. In het vlak tussen drukplaat en cilinder wordt deze uitzetting tegengehouden door wrij- ving. Bij een 1:1 verhouding ondervindt de mid- dendoorsnede nog steeds invloed van deze extra spanningen (Betoniek, 1995). Hiervoor is in de proefresultaten gecorrigeerd middels (Thuro, 2001): Uit de verzameling proefresultaten bleek de druk- sterkte van de rots sterk te variëren met de diepte en locatie. Voor het funderingsontwerp volgens de Eurocode dient te worden uitgegaan van een karakteristieke waarde gedefinieerd als de 5% onderschrijdingswaarde van de sterkte. Wanneer 14 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Funderingsontwerp Carolinabrug in Suriname ir. D. Bouwmeester Ballast Nedam Engineering ir. D. GrotegoedBallast Nedam Engineering Figuur 1 –Installatie paalfundering middenpijler brug (links) en aanzicht brug na installatie (rechts). ing. N. Goedhart Ballast Nedam Funderingstechnieken ing. G.F. v/d Woerdt MBA Ballast Nedam Engineering voor de ondiepe, verweerde rotslagen zou worden uitgegaan van een normale verdeling, worden de karakteristieke waarden negatief vanwege de lage gemeten druksterkten in combinatie met de grote standaardafwijking. Dit is fysisch niet mogelijk en sluit niet aan bij de proevenverzameling. Daarom is in dit geval voor alle rotslagen gekozen voor een lognormale verdeling voor de bepaling van de karakteristieke waarden, zie tabel 1. Daarnaast is ook de hoeveelheid natuurlijke scheuren geïnven- tariseerd, uitgedrukt in een RQD waarde. Hoe hoger de “Rock Quality Designation”, hoe minder scheuren. De RQD waarden liggen voor deze grondslag tussen de 50 en 100%. Funderingsontwerp brug en aanvaarbescherming PAALFUNDERING MIDDENPIJLER De toegepaste paalfundering bestaat uit een paalgroep van 8 open stalen buispalen met een buitendiameter van 1,22 meter en een minimale wanddikte van 19 mm conform standaard inter- nationale richtlijnen (API WSD, 2003). In het paalontwerp is een zogenaamde “driving shoe” meegenomen. Dit is een grotere wanddikte van 34 mm over de onderste meter van de buispaal. Hiermee wordt voorkomen dat de buispalen dicht- geslagen worden tijdens de paalinstallatie. Om de wandwrijving aan de buitenzijde van de paal niet nadelig te beïnvloeden is ervoor gekozen de wanddikte aan de binnenzijde te laten verlopen. Middels een heibaarheidsanalyse (GRLWEAP, 2010) is onderzocht of de spanningen tijdens het heien ter plaatse van de driving shoe en net daarboven konden worden opgenomen. De vakwerkbrug is op het westelijk landhoofd in delen aan elkaar gebout en vanaf daar, steeds bij voldoende bruglengte, verder over het water geschoven. Om tijdig ondersteuning te vinden op de middenpijler ten tijde van deze schuifactie, is een lichtgewicht hulpconstructie als verlengstuk gebruikt, de “snavel”, zie ook figuur 3. De paal- fundering van de middenpijler werd door het schuiven en onder invloed van windbelasting niet alleen verticaal maar ook horizontaal belast. Daar is in het ontwerp al rekening mee gehouden. Voor de ontwerpbenadering is uitgegaan van de Euro- code. Echter, bij gebrek aan voldoende ontwer- prichtlijnen zijn voor het verticale paaldraag- ver- mogen Duitse richtlijnen en bijbehorende ervaringsgetallen voor paalfunderingen in rots (EA Pfähle, 2012) gehanteerd. Deze sluiten het beste aan bij de Eurocode ontwerpfilosofie: Waarbij: Rb;d rekenwaarde puntdraagvermogen [kN] Rs;d rekenwaarde schacht- draagvermogen [kN] Ab oppervlakte paalpunt [m2] Os omtrek paal [m] !! lengte paal in rots [m] qs;k karakteristieke schachtwrijving, zie tabel 2 [kPa] "s partiële factor schacht- draagvermogen [-] qb;k karakteristieke puntweerstand, zie tabel 2 [kPa] "b partiële factor puntdraagvermogen [-] Aangezien de palen na refusal middels boren worden voorzien van een rock socket, geldt voor 15 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Figuur 2 - Bodemopbouw onder de Suriname rivier op basis van uitgebreid grondonderzoek. Samenvatting Onlangs heeft Ballast Nedam in Suriname de Carolinabrug voltooid en opgeleverd. Deze brug overspant de Suriname rivier, zo’n 50 km ten zuiden van Paramaribo. De stalen vakwerkbrug bestaat uit twee landhoofden en een middenpijler. De middenpijler en de omringende aanvaarbescherming is gefundeerd op open stalen buispalen. Het grondonderzoek, het ontwerp en de installatie van de palen komen in dit artikel aan bod. Op basis van het uitgebreide grondonderzoek kon een bodemopbouw worden opgesteld met een toplaag van zandige sedimenten en daaronder een sterk verweerde rotslaag. Mede op basis van de in het laboratorium bepaalde rotssterkte (UCS) !is het paalpuntniveau van de funderingspalen bepaald. Vo o r d e i n s t a l l a t i e v a n d e f u n d e ri n g s p a l e n b l e e k d e U C S w a a rd e o n b e t ro uw b a a r en moest naar boven worden bijgesteld. Door intensieve samenwerking tussen ontwerpers in Nederland en het uitvoeringsteam op de bouwplaats kon ‘real time’ het hei- en boorwerk tot een goed einde worden gebracht. Tabel 1 Gehanteerde bodem- opbouw en grond-eigenschappen t.p.v. de middenpijler Tabel 2 Ervaringswaarden Duitse ontwerprichtlijn paalfundering in rots (EA Pfähle, 2012). de schachtwrijving een limietwaarde voor de re- kenwaarde van de schuifweerstand ter grootte van de interface sterkte tussen beton en rots. Hiervoor is een veilige waarde van 300 kPa aangehouden op basis van internationale literatuur (Wyllie, 1999). Vanwege stijfheidsverschillen en mogelijke erosie van de rivierbodem is veiligheidshalve geen schachtwrijving toegekend aan de bovenliggende zandlaag. PAALFUNDERING AANVAARBEVEILIGING De Suriname rivier wordt druk bevaren door bin- nenvaartschepen. Een aanvaring van een 3100 tons schip tegen de enige brugpijler in het midden van de rivier valt niet uit te sluiten. Daarom is rondom de middenpijler een aanvaarbeveiliging ontworpen bestaande uit zes stalen buispalen die op dezelfde manier zijn geïnstalleerd als de middenpijler en verbonden met een betonnen con- structie. Bij een aanvaring treden grote trek- krachten en horizontale belastingen op die door de ondergrond moeten worden opgenomen. Vanwege de hoge trekbelastingen is in aanvulling op eerder genoemde methode voor de schacht- wrijving, gecontroleerd of het kluitgewicht voldoende is om het berekende schachtdraag- vermogen te kunnen leveren. Bij het bepalen van het gewicht van de uit te trekken kegel is rekening gehouden met de van nature aanwezige breuk- vlakken met “infill” van zacht materiaal die volgens de geologische beschrijving onder een helling van gemiddeld 45 graden lopen. Uitgaande van internationale literatuur (Tom- linson, 1995) dient te worden uitgegaan van een effectieve aanhechtingslengte ter grootte van de helft van de paallengte in rots. In het geval van de palen van de aanvaarbeveiliging met trek- belastingen van 5 MN bleek het kluitcriterium maatgevend: Waarbij: ! halve tophoek kegel [°] !rots paallengte in rots [m] "rots soortelijk gewicht rots [kN/m 3] "w soortelijk gewicht water [kN/m 3] Gkegel kluitgewicht kegel [kN] Vanwege het horizontaal draagvermogen en momentenverloop in de palen is ook een minimale inbedding in de verweerde rots benodigd. Voor sterk cohesief materiaal zijn verschillende model- len beschikbaar die laterale sterkte en stijfheid beschrijven als functie van de horizontale paalver- plaatsing, middels de py-curves. Het verweerde rotsmateriaal zou beschreven kunnen worden met het “stiff clay” model (Reese, 1975), met het “weathered rock” model (Nixon, 2002) of met het “weak rock” model (Reese, 2001). Het “stiff clay” model overschat over het algemeen de horizon- tale verplaatsingen bij hoge sterktes van de onder- grond (Nixon, 2002). Het “weathered rock” model heeft project specifieke em pirische coëfficiënten nodig en is afhankelijk van de resultaten van dilatometer tests. In het funderingsontwerp is daarom gekozen voor het “weak rock” model. De horizontale grondweerstand bij verplaatsingen groter dan 8‰ van de paaldiameter op een diepte vanaf 3 paaldiameters wordt dan door Reese gedefinieerd als: Waarbij: pur horizontale grondweerstand [kN] RQD maat voor de hoeveelheid scheuren [-] Dpaaldiameter [m] Installatiemethoden Paalfundering Het installeren van de open stalen buispalen van de middenpijler gebeurde vanaf een drijvend kraanponton uitgerust met lieren en spudpalen. Omstandigheden waren uitdagend te noemen vanwege de hoge stroomsnelheden in het midden van de rivier van meer dan 2 m/s, een waterdiepte van circa 7 meter en een waterstandsverschil door getijdewerking van circa 2 meter. Op basis van het grondonderzoek met relatief lage UCS waarden en ervaringen bij andere projecten is gekozen voor de installatiemethode “Drive-Drill- Drive”. Hiermee werd tijdwinst verwacht ten op- zichte van een methode waarbij alleen een overmaats gat geboord zou worden. Daarnaast kan middels metingen tijdens het heien van de laatste meters een extra inschatting worden gemaakt van de sterk variërende grondweerstand. De gekozen paalinstallatiemethode bestaat uit het zo ver mogelijk voorpoten van de palen met een trilblok (PVE 50M) waarna de eerste meters konden worden geheid met een hydraulische hamer (IHC S-120). Vanwege de lichte schoorstanden van de palen is het ponton uitgerust met een heiframe met grippers op twee verschillende niveaus. Refusal was vooraf gedefinieerd als circa 250 slagen per 0,25 meter. Bij dit criterium was namelijk nog een kleine kans aanwezig dat de palen geheel zonder boren op diepte zouden komen. Bij overschrijding van deze waarde werd het heien gestopt en is men over- gegaan op het uitboren van de paal met een top drill met kleinere diameter dan de paaldiameter (1016 mm versus 1220 mm) tot een niveau waarop theoretisch genoeg draagvermogen behaald zou worden. De laatste stap in het installatieproces is het doorheien van de paal in het uitgeboorde gat en vervolgens afvullen van de palen met een betonplug. Hiermee was in het ontwerp rekening gehouden door aan de binnenzijde shear keys te lassen, zodat de paal niet tot volledige hoogte hoefde te worden gevuld voor voldoende wrijving tussen beton en staal. Naar deze methode wordt ook wel verwezen als de “Drive-Drill-Drive” methode. Uitvoeringsaspecten HEIBAARHEID Tijdens het ontwerp zijn heibaarheidsanalyses gemaakt waarbij de grondweerstand van de verweerde rotslaag in de eerste instantie is gemo- delleerd als vast gepakt zand met een hoge conus- weerstand om een indicatie van de te verwachten heispanningen te verkrijgen. Verder is op basis van ervaringen bij heiwerkzaamheden in zandsteen met vergelijkbare druksterkte ingeschat dat refusal zou optreden bij een gemeten druksterkte van de rots van UCS # 5 MPa. Hierop is de paal- installatiemethode afgestemd. Tijdens het heien, nog voordat de paal leeg geboord werd, bleken de spanningen acceptabel tot het punt van refusal op circa 250 slagen per 0,25 meter. Bij overschrijden van dit criterium werd de boortafel op de palen gezet en werden deze met een top drill uitgeboord, zie figuur 3, tot een diepte waarop theoretisch voldoende draag- vermogen behaald kon worden. Het protocol was om na het boren de paal tot onderkant boorgat weg te heien. Echter, tijdens het heien van de eerste palen in het uitgeboorde gat vervormde bij enkele palen de paalpunt naar binnen. Hierdoor kon het theoretisch berekende paalpuntniveau niet meer gehaald worden. Dit kwam aan het licht toen de boor, bij een poging tot het verder uit- boren, de paalvoet niet kon passeren. Door het laten zakken van een meethoepel met verschil- lende diameters in de vervormde palen kon een inschatting worden gemaakt van de vervormingen onderin. De binnendiameter bleek gereduceerd van 1,22 meter naar kleiner dan 1,0 meter over de onderste drie meter. Op basis van deze waarnemingen kon gecon- cludeerd worden dat de steundruk door de grond in de paal aan de binnenzijde vóór het uitboren van de paal een aanzienlijke bijdrage leverde om plooi 16 GEOTECHNIEK –Januari 2016 FUNDERINGSONTWERP CAROLINABRUG IN SURINAME 17 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Figuur 3 - Het verder uitboren van een geheide buispaal ! en de lanceeractie met lichtgewicht snavel ". naar binnen te voorkomen. Nadat de paalpunten van enkele palen vervormd waren, is besloten het heicriterium naar beneden bij te stellen. Zo werd het refusal criterium van het heien nà boren aangepast naar 100 slagen per 0,25 meter. Palen die met dat criterium niet op diepte kwamen, zijn na installatie afgevuld met beton en wape- ning. Uiteindelijk zijn twee palen niet op diepte gekomen. Hiervan was de paalpunt naar binnen geheid en kon de boor niet passeren. Het was niet mogelijk om de twee beschadigde palen te trekken. Van de overlengte van alle palen zijn twee extra palen samengesteld om in aanvulling op de twee ondiepe palen te zorgen dat de ontwerp draagcapaciteit alsnog kon worden gehaald. PILE DRIVING ANALYSIS Van een deel van de palen van de middenpijler werden tijdens het heien in het uitgeboorde gat, metingen uitgevoerd van de rekken en versnellin- gen middels een pile driving analysis. Hiermee kon bepaald worden of bij een gegeven paalpunt- niveau voldoende verticaal draagvermogen was behaald. Van de reeds naar binnen geslagen palen is het draagvermogen beproefd middels PDA metingen tijdens een redrive. De onregelmatige vorm nabij de paalpunt maakte een “signal match” uit de gemeten rekken en versnellingen lastig. Na filtering kon hieruit toch een statisch draag- vermogen worden herleid met een acceptabele betrouwbaarheidswaarde en bleek zonder beton- prop al voldoende. Met een robuust ontwerp als uitgangspunt is besloten deze palen met gereduceerde paaldiameter nabij de punt alsnog af te vullen met beton en wapening. Conclusies Op basis van de ervaringen opgedaan tijdens de paalinstallatie van de Carolinabrug kan geconclu- deerd worden dat de sterkte en heiweerstand van de rotslagen lokaal veel hoger was dan op basis van de laboratoriumpr oeven verwacht mocht worden. De druksterkte van een monster dat beproefd wordt in het laboratorium wordt immers bepaald door het zwakste glijvlak terwijl lokale plooi tijdens het heien wordt bepaald door het laagje met de hoogste sterkte. Hiermee was in het paalontwerp rekening gehouden middels een extra marge op de staalspanning en een driving shoe. Toch was het bijstellen van de installatie- methode nodig om alle palen succesvol te kunnen installeren. Daarnaast kan geconcludeerd worden dat een beproefde en efficiënte paalinstallatiemethode in verweerde rots middels het “Drive-Drill-Drive” principe niet altijd werkt in combinatie met de paaldimensies conform standaard internationale richtlijnen en een driving shoe gebaseerd op heibaarheidsanalyses. Bij het bepalen van de spanningen tijdens het heien op basis van de golf- vergelijkingstheorie (Smith, 1962) wordt er immers vanuit gegaan dat de ondergrond een volledig symmetrische reactiekracht uitoefent en dat er geen lokale verschillen in sterkte over de paalrand worden ondervonden. Daarnaast is in de praktijk gebleken dat de steundruk door de grond in de buispaal aan de binnenzijde vóór het uitboren van de buispaal een aanzienlijke bijdrage levert om plooi naar binnen te voorkomen. Op basis van het grondonderzoek was de installa- tiemethode (Drive-Drill-Drive) praktisch haalbaar. Echter, de grondslag week af van wat verwacht had mogen worden. Met name bij palen die op een vooraf ontworpen diepte moesten komen (horizontaal belaste palen), is de installatieme- thode Drive-Drill-Drive bij de werkelijke grondslag ongeschikt gebleken. Referenties - Thuro, K., et al., Scale effects in rock strength properties, Part 1: Unconfined compressive test and Brazilian test, ISRM Regional Symopsium EUROCK 2001 – Rock Mechanics: A challenge for Society, Helsinki, 2001 - Vakblad Betoniek, artikel: “Druksterkte van proefstukken, 1995 - Empfehlungen des Arbeitskreises “Pfahle”, EA-Pfähle, Berlin, 2012 - Wyllie, D.C., Foundations on Rock, London, 1999 - Tomlinson, M.J., Pile Design and Construction Practice, London, 1995 - Reese, L.C., Cox, W.R., Koop, F.D., Field Testing and Analysis of Laterally Loaded Piles in Stiff Clay, Texas, 1975 - Reese, L.C., Van Impe, W.F., Single Piles and Pile Groups Under Lateral Loading, Rotterdam, 2001 - Nixon, J.B., Verification of the weathered rock model for PY curves, Rayleigh, 2002 - Vakblad Geotechniek, artikel: “Funderingen voor waterwerken in de Arabische Golf, thema uitgave Geotechniekdag 2009, Rotterdam, 2009 - American Petroleum Institute, API RP-2A WSD: Recommended Practice for Planning, Designing and Constructing Fixed Offshore Platforms – Working Stress Design, Washington, 2007 - Pile Driving Inc., GRL WEAP 2010 – Background Report, Ohio, 2010 - Smith, E.A.L., Pile-Driving Analysis by the Wave Equation, American Society of Civil Engineers, 1962 Fotografie Paul Bakker © ! Inleiding De vraag naar een uitgebreid en nauwkeurig beeld van de bodem door het meten van extra para- meters tijdens een sondering, neemt toe. Een eis kan bijvoorbeeld zijn om de in-situ eigenschappen van zowel de bodemstratigrafie als de bodemelas- ticiteit af te leiden om een fundering te ontwer- pen die onderhevig is aan trillingen; of zowel de bodemdichtheid en de elektrische geleidbaarheid om verontreinigde lagen te lokaliseren en toekom- stige verspreiding in de bodem te voorspellen. In het algemeen kunnen deze verschillende para- meters alleen verkregen worden door middel van aparte systemen (seismic, conductivity, magneto enz.) in achtereenvolgende testen. Behalve dat het tijdrovend is, kan een systeemwissel de nauw- keurigheid van de verkregen informatie ook nega- tief beïnvloeden. De ingenieurs van A.P. van den Berg, al meer dan 45 jaar lang dé innovatieve partij voor onshore, offshore en near shore sondeerapparatuur, heb- ben een meetsysteem ontwikkeld dat deze nadelen elimineert. Icone & Icontrol Het systeem van A.P. van den Berg bestaat uit een digitale data logger “Icontrol” en een digitale conus “Icone” (figuur 1) die de standaard parame- ters meet: conusweerstand (q c), mantelwrijving (fs), waterspanning (u) en helling (l x/y ). In principe gebruikt Icone dezelfde meetsen- soren zoals toegepast in zijn analoge voorganger. Het verschil is echter dat nu de analoge signalen al in de conus zelf worden gedigitaliseerd en gecomprimeerd volgens de multiplexmethode. Deze digitale gegevensstroom is robuuster en dus ongevoelig voor vervorming en verlies van nauwkeurigheid. Een ander voordeel is dat signa- len bij binnenkomst volgens een vast protocol worden gecontroleerd. Gemiste of vervormde gegevens kunnen opnieuw worden opgevraagd. Met behulp van de multiplexmethode worden de verschillende datastromen gecombineerd tot één signaal. Dit biedt het grote voordeel dat een vrijwel onbeperkt aantal sensorsignalen kunnen worden gecombineerd en verzonden via een 4-aderige kabel. Ook specifieke sensoren die zijn opgenomen in modules kunnen eenvoudig wor- den toegevoegd, zonder kabels en data loggers te wisselen. Kalibratiegegevens worden in de conus zelf op- geslagen, zodat een losse USB-stick niet meer nodig is. De Icontrol datalogger voorziet de Icone van energie en synchroniseert de meetsignalen met het dieptesignaal, dat wordt gegenereerd in het indruksysteem. De Icontrol zendt de signalen naar een computersysteem met de Ifield software waarin de sondeerparameters real-time worden gepresenteerd (figuur 2). Icone click-on modules In de afgelopen vijf jaar zijn verschillende click-on modules voor Icone ontwikkeld: seismic, conduc- tivity, magneto en vane. Alle modules kunnen on- en offshore gebruikt worden met een 5, 10 en 15 cm 2Icone. Voor waterdieptes van 1500 tot 4000 meter wordt toepassing van een druk- gecompenseerde versie, de Diep Water Icone, geadviseerd. De maximale waterdiepte voor Icone Seismic, Conductivity en Magneto is 1000 meter en voor de Icone Vane 4000 meter. Het is zelfs mogelijk om meerdere modules te stapelen, zodat parameters gecombineerd kunnen worden. Wanneer sondeerdata niet gewenst is, kunnen modules ook toegepast worden met een loze punt. Icone Seismic Icone Seismic (figuur 3) wordt gebruikt om de stabiliteit van de grond te bepalen, door de voortplantingssnelheid van een trilling te meten. Een Seismic Module bevat drie versnellingsmeters om zowel linker en rechter afschuifgolven als compressiegolven te registreren. Het volgende kan worden berekend met behulp van de seismische gegevens en de bodemdicht- heid (meestal reeds bekend): - Small strain shear modulus & constrained modulus 24 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Aanvullende parameters meten in een enkele sondering ir. M. Woollard MBA Commercieel Directeur A.P. van den Berg ir. O. Storteboom Hoofd Engineering & Development A.P. van den Berg Figuur 1 - 5, 10 en15 cm 2Icone met Icontrol. Figuur 2 - Presentatie sondeerparameters in Ifield software. - Elasticiteitsmodulus - Possion’s ratio Om tijd te besparen en de nauwkeurigheid te verhogen, is het mogelijk op meer dieptes tegelijk te meten door extra seismic modules op vaste afstanden van 1 of 0,5 meter van elkaar te monte- ren. Bovendien is het mogelijk om, ter verbetering van het seismische signaal, op één diepte het meten van een trilling te herhalen en de signalen in de Ifield software samen te voegen en daardoor de ruis eruit te middelen. Icone Conductivity Icone Conductivity (figuur 4) wordt gebruikt voor het meten van variaties in de elektrische geleid- baarheid van de bodem. De output maakt het mogelijk overgangen van zand/kleilagen te detec- teren, zout-dragende lagen te volgen en veront- reinigingen te lokaliseren. De Conductivity Module van A.P. van den Berg heeft vier elektrode ringen die van elkaar geschei- den worden door keramische isolatoren, wat zorgt voor een nauwkeurige bepaling van de geleidbaar- heid. De module heeft een ingebouwde tempera- tuursensor om de analyse en evaluatie van de geleidbaarheids-waarden te verbeteren. Icone Magneto Icone Magneto (figuur 5) detecteert voorwerpen in de grond die bestaan uit magnetiseerbare metalen zoals oude munitie (UXO), grondankers, pijpleidingen, het uiteinde van damwanden en heipalen. Detectie vindt plaats door de interpre- tatie van afwijkingen in het aardmagnetisch veld. De Magneto Module is uitgerust met een eigen hellingmeter in X- en Y-richting, wat een nauw- keurige positionering van voorwerpen mogelijk maakt. Afwijkingen kunnen worden gedetecteerd op een afstand tot 2 meter rond de magnetosen- sor, afhankelijk van de objectgrootte. Om nauwgezet te kunnen reageren op veranderin- gen in de gemeten waarden, in het bijzonder bij het detecteren van explosieven, worden ook de gradiënten van de (orthogonale) gemeten afwijkingen bepaald. Alarmwaardes kunnen ingesteld worden om bij grote veranderingen te kunnen waarschuwen. Icone Vane Met Icone Vane (figuur 6) wordt de ongedraineerde en geroerde schuifsterkte gemeten ten behoeve van stabiliteitsanalyses van zachte bodems. De Icone Vane van A.P. van den Berg heeft vele functies die een nauwkeurige vanetest bevorderen: - De koppelopnemer en aandrijving zijn zo dicht mogelijk bij de vin geplaatst voor de meest nauwkeurige meting. - Het is niet nodig dat de volledige sondeerstreng meedraait. - Een optionele stevige behuizing beschermt de vin; op de vereiste diepte wordt de vin naar bui- ten gedrukt en na de test weer teruggetrokken. - Icone Vane is beschikbaar in een versie met een instelbare rotatiesnelheid van 0,1 tot 6° per sec voor het uitvoeren van zeer nauwkeurige afschuiftesten en een versie met een range van 0,2 tot 12° per sec voor het snel roeren van de grond. Conclusie Recente ontwikkelingen met betrekking tot het toepassen van digitale elektronica in de conus, bieden een scala aan nieuwe functies en voor- delen. De meest prominente van deze is de moge- lijkheid om de digitale Icone eenvoudig uit te breiden met click-on modules voor het meten van aanvullende parameters. Elke module wordt automatisch herkend door de Icontrol datalogger, waardoor een waar plug & play systeem is ontstaan. ! 25 GEOTECHNIEK –Januari 2016 Samenvatting Dit artikel beschrijft een sondeermeetsysteem dat bestaat uit een digitale data logger “Icontrol” en een digitale conus “Icone”. Een Icone is eenvoudig uit te breiden met click-on modules voor het meten van extra parameters naast de vier standaard parameters. Doordat elke module automatisch herkend wordt door de Icontrol, is een waar plug & play systeem gecreëerd. De overgang naar intelligente digitale communicatie biedt voldoende bandbreedte over een dunne flexibele meetkabel om extra parameters toe te voegen. Hierbij is het niet meer nodig om conussen, kabels of data loggers te wisselen. De volgende modules komen aan bod: seismic, conductivity, magneto en vane. Figuur 3 - Seismic Module met 10 cm 2Icone. Figuur 4 - Conductivity Module met 10 cm 2Icone. Figuur 5 - Magneto Module met 10 cm 2Icone. Figuur 6 - Icone Vane zonder behuizing.

Jaargang 19, 2015 - nummer 5 Special Funderingsdag

36 GEOTECHNIEK - December 2015 Hei- en trilbaarheid palen en damwanden SBRCURnet Commissie 1694 Roel Brouwer Mark Peter Rooduijn Inleiding “Heierij is Loterij”, in het verleden was een veel - gehoorde kreet wanneer het ging om het voor - spellen van het gedrag van palen en damwan - den. Schade aan de in te brengen elementen en het niet op diepte kunnen krijgen daarvan zijn bekende voorbeelden, zie Figuur 1. Daarnaast is er altijd een bepaald risico op hin - der en schade in de omgeving van hei- en tril - werk (zie Figuur 2). De problemen en onzeker - heden omtrekt het gedrag tijdens het inheien en intrillen hebben de afgelopen jaren bij velen deskundigen de nodige hoofdbrekens gekost. De vraag, hoeveel klappen per tocht (de kalender - waarde) of welke indringsnelheid kan worden verwacht bij een bepaalde grondgesteldheid, is tot op de dag van vandaag nog zeer actueel. Jarenlang heeft men diverse heiformules ontwik - keld die een verband beschrijven tussen draag - vermogen en de heiweerstand. Met een heifor - mule leek het in principe mogelijk om, op basis van gegevens over de paal, het bezwijkdraag - vermogen en het heiblok, de kalenderwaarde te voorspellen. Een verzameling van deze heiformu - les is graﬁsch weergegeven in Figuur 3. Figuur 3 illustreert dat er een enorme spreiding aanwezig is bij de schatting van de heiweerstand op basis van heiformules. De heiformules die - nen dan ook met zeer veel terughoudendheid te worden toepast voor de beoordeling van de hei- en trilbaarheid en zijn overigens ongeschikt gebleken voor het bepalen van het statische draagvermogen. Voor het uitvoeren van een hei- of / trilbaar - heidspredictie bestaat vandaag de dag een scala van methoden ter beschikking en is enorm veel kennis en ervaring opgebouwd in de afgelopen decennia. Deze kennis en ervaring is echter slechts beschikbaar binnen een kleine groep van deskundigen. De ‘gemiddelde’ ontwerper / adviseur heeft die kennis vaak niet of weet er niet goed mee om te gaan. Het gevolg is dat de risico’s bij het installeren van palen en damwan - den onnodig toenemen. Als gevolg van de toenemende behoefte aan een risicogestuurde aanpak neemt de vraag naar hei- en intrilpredicties de afgelopen jaren toe. Dat is de reden dat de sector heeft gevraagd om alle kennis en ervaring te bundelen in een goed toegankelijk handboek voor de Nederlandse bouwpraktijk op land en offshore. Onderzoek en beoordeling van hei- en trilbaarheid Het ontwerp van paalfunderingen en damwand - constructies houdt, behalve het vaststellen van het funderingsniveau en het bepalen van de dwarsdoorsnede, ook in dat het werk probleem - loos uitgevoerd moet kunnen worden. Zonder van alle uitvoeringsdetails op de hoogte te zijn, moet de ontwerper een redelijk gevoel hebben of zijn ontwerp kan worden uitgevoerd en wat de risico’s hiervan zijn. Het kunnen voorspellen van het gedrag tijdens heien en trillen is om die reden zinvol, maar vergt echter wel de nodige kennis en ervaring van de ontwerper. Als leidraad voor het uitvoe - ren van een hei- of trilpredictie is door de com - missie een stappenplan opgesteld, waarmee een optimale en eenduidige aanpak mogelijk is. Met deze aanpak kan tevens worden gewerkt aan bevordering van het leerproces. Voor een goed onderbouwd en uitvoerbaar hei- en trilwerk met een zo laag mogelijk risicopro - ﬁel, zal gedegen onderzoek moeten worden gedaan naar de eigenschappen en het gedrag van de ondergrond, het installatieproces en de keuze van materiaal, materieel en personeel. De omvang en intensiteit van de analyses en het onderzoek naar hei- en trilbaarheid dient primair te worden bepaald op basis van het ri - sicoproﬁel dat bij het onderhavige project hoort. Voor vrijwel elk werk zal op een globale of uitge - breide manier een risicoanalyse moeten worden Figuur 2 - Resultaat van schade in de omgeving van trilwerkzaamheden. Figuur 1 - Resultaat van een slecht hei- of trilbare damwand. geotechniek _December_2015_v3.indd 36 27/11/15 22:29 37 GEOTECHNIEK - December 2015 gedaan. Uit deze analyse zal moeten blijken of het betreffende element goed hei- of trilbaar is en de risico’s voor de omgeving acceptabel zijn. Belangrijke aspecten die in het onderzoek moe - ten worden meegenomen en beoordeeld zijn: • Beheersing van risico’s gerelateerd aan heien en trillen. De risico’s op schade en hinder dienen voor elk project in de ontwerpfase systematisch te worden geïnventariseerd en onderkend [3]. Een juiste inschatting van het benodigde ma - teriaal, materieel en de eigenschappen van de ondergrond is nodig om schade en hinder te voorkomen. Denk aan fysieke schade (paal - breuk, grote damwandvervormingen, scheu - ren in en verzakkingen van belendingen) en omgevingshinder (trillingen en geluid). De betrouwbaarheid van de schadeverwachting is direct gerelateerd aan de kwaliteit van de voorspelling die mede door de materieelkeuze en de kennis van de ondergrond wordt be - paald. • Beoordeling van de maakbaarheid van het ontwerp. Onrealistische funderingsontwerpen kunnen grote ﬁnanciële risico’s met zich mee bren - gen. Een voorbeeld hiervan is de keuze van te diepe inheiniveaus met een grote kans op (zeer) hoge kalenderwaarden met als gevolg schade aan palen, materieel en omgeving. Ook te pessimistische ontwerpen komen voor, waarbij het ontwerp ten onrechte op voorhand wordt afgekeurd omdat de effecten van het heien of trillen onhaalbaar of ontoelaatbaar werden geacht. Een belangrijke oorzaak van een onrealistisch ontwerp ligt vaak in slechte prognoses, het gebrek aan kennis over de on - dergrond en beperkte afﬁniteit/communicatie met de praktijk [4]. • Beoordeling van de uitvoerbaarheid van het werk. Grondgegevens zijn meestal beperkt en slechts op bepaalde locaties voorhanden. Bij het funderingsontwerp is altijd sprake van een mate van onzekerheid over de ondergrond, waardoor interpolatie of extrapolatie nodig is. Wanneer een betrouwbare en representatieve prognose van het hei- of trilwerk beschikbaar is, kunnen afwijkingen in grondgesteldheid tijdens de uitvoering beter worden geschat en beoordeeld. Bijvoorbeeld lokale variaties in diepteligging van draagkrachtige grondlagen. Op basis van deskundig inzicht kunnen ver - volgens tijdig correctieve maatregelen worden getroffen. Dit principe kan ook worden toege - past als ‘Observational Method’ [5]. • Beschikbaarheid van het benodigde materieel te denken valt aan beperkt beschikbaar ma - terieel voor zware en/of complexe heiwerken of in drukke bouwperiodes. Onverwachte hei- of trilproblemen kunnen dan grote ﬁnanciële consequenties hebben. Het maken van een betrouwbare hei- of trilpre - dictie vereist deskundigheid en ervaring, die al - leen kan worden verkregen door enerzijds veel hei- of trilbaarheidspredicties te doen en an - derzijds door het inbrengen van de elementen systematisch te analyseren en te beoordelen. Hierbij dient steeds consequent de cyclus van: • prognose; • monitoring (van wat wordt werkelijk waargenomen); • en (post)analyse te worden doorlopen, waardoor een doorlopend leerproces wordt bevorderd. Figuur 3 - Het berekende verband tussen paaldraagvermogen en heiweerstand (bron: [1 en 2]). Op de horizontale as de indringweerstand (in ton force) en op de verticale as de zakking van de paal over de laatste klap. Vanaf het najaar van 2013 is door SBRCURnet Commissie 1694 gewerkt aan het handboek hei- en trilbaarheid van palen en damwanden. Het handboek bevat de huidig beschikbare kennis, praktische aanbevelingen en een stap - penplan om te komen tot een zo optimaal mogelijk en eenduidig proces voor de hei- en trilbaarheid van palen en damwanden. Naast de theorie is ruim aandacht besteedt aan de rol van de ondergrond en de uitvoeringsaspecten. Met het ontwikkelde handboek is de basis gelegd voor een doordachte risicobeoordeling en een realistische werkwijze. Samenvatting geotechniek _December_2015_v3.indd 37 27/11/15 22:29 38 GEOTECHNIEK - December 2015 Indien de hei- of trilbaarheid volgens het hand - boek is onderzocht, kan men er vanuit gaan dat een realistische werkwijze is gekozen. Uiter - aard blijven de onzekerheden, die het bouwen in grond met zich meebrengt, bestaan. Geologie en eigenschappen grond Het gaat bij heien en trillen van palen en dam - wanden vooral om de grondeigenschappen die de (dynamische) grondweerstand bepalen. Denk aan de dichtheid, consistentie, cohesie en onge - draineerde schuifsterkte, maar ook de korrel - verdeling en korrelvorm zijn van belang. De eigenschappen van grond worden bepaald door het materiaal waaruit ze zijn opgebouwd, de aanwezigheid van grondwater en de wijze waarop ze zijn afgezet. Duinzand is bijvoorbeeld afgezet door de wind en relatief los gepakt ter - wijl glaciale zanden (eerder belast door landijs) zeer vast gepakt en overgeconsolideerd zijn. De geotechnische eigenschappen van grond be - palen het grondgedrag (spanning-rek relaties) en spelen daarmee een belangrijke rol bij het begrijpen van de mechanismen die optreden bij heiend of trillend installeren van de palen en damwanden. In het handboek wordt ruim aandacht besteed aan de eigenschappen van de belangrijkste grondsoorten zand, grind klei, leem en glauco - niet (houdend zand), de ontstaansgeschiedenis en het gedrag van deze grondsoorten bij heien en trillen. Aandachtspunten bij damwanden De in het handboek beschreven predictiemetho - den voor heien en trillen zijn in principe toepas - baar voor palen en damwanden. De benadering voor damwanden is grotendeels identiek aan die voor palen. Speciﬁeke randvoorwaarden die gel - den voor damwanden, zoals de wrijvingskracht die als gevolg van slotwrijving optreedt, moeten in de modellering worden meegenomen. Dit kan bijvoorbeeld als toeslag op de grondeigenschap - pen. Deze kracht is echter van een groot aantal factoren afhankelijk. Daarnaast is de ﬂexibiliteit van de plank (vergeleken met een relatief stijve paal) een extra aandachtspunt. Naast de uitgebreide hei- en tril predictieme - thoden beschreven in het handboek is in CUR - publicatie 166 voor damwanden de ruwe maar eenvoudig toepasbare methode met de z.g. NVAF-PSD graﬁeken beschikbaar. Aan de hand van een relatie tussen planklengte Figuur 4 - Het stappenplan voor hei- en trilbaarheidspredicties. Figuur 5 - De leercyclus. geotechniek _December_2015_v3.indd 38 27/11/15 22:29 39 GEOTECHNIEK - December 2015 en weerstandsmoment kan, op basis van een ﬁctief uniform zandproﬁel of 11 sondeerbeelden van verschillende karakteristieke locaties in Ne - derland, worden geschat of schadevrij installe - ren haalbaar is. Men dient bij het hanteren van de graﬁeken ech - ter de nodige terughoudendheid te betrachten. De moderne damwandplanken worden vanuit economisch oogpunt steeds sterker, stijver en lichter bij het zelfde weerstandsmoment. De hei- en trilbaarheid van een damwandproﬁel wordt vooral bepaald door de vormvastheid en robuustheid van het proﬁel. Het weerstandmo - ment zegt echter niet alles over deze eigen - schappen, zodat het weerstandsmoment als enige ingang voor heibaarheidsgraﬁeken in principe niet correct is. Materiaaldikte, plank - breedte en staaldoorsnede moeten worden meegewogen bij het bepalen van de hei- en tril - baarheid. Het stappenplan Als leidraad voor het uitvoeren van een hei- of trilpredictie is een stappenplan opgesteld. Het uitgangspunt is dat gebruik wordt gemaakt van de eendimensionale golftheorie en de daarop geënte programmatuur (Wave equation soft - ware). Het stappenplan is schematisch weerge - geven in Figuur 4. Een belangrijk onderdeel van het stappenplan is de leercyclus. Omdat de voor handen zijnde methodieken veelal zijn gebaseerd op ervaring en empirie, is het van belang om de modellen en uitgevoerde predicties te toetsen aan de prak - tijk. Indien deze toetsing aanleiding geeft tot het bijstellen van de modellen, kan het resultaat worden ingezet voor het vervolg van het project HEI- EN TRILBAARHEID PALEN EN DAMWANDEN SBRCURNET COMMISSIE 1694 Tabel 1 - Overzicht uitvoeringsrisico’s bij paalinstallatie met oorzaak en remedie. Risico / Incident Oorzaak Beheersmaatregel / Remedie Te verwachten kalender te laag - Grondopbouw anders- Energie blok te hoog - Prognose fout - Nasonderen, herberekenen draagkracht- Met minder energie heien- Check hei analyses / PDA meting - Naheien (na veriﬁcatie dat paalpunt daadwerkelijk op stuit staat) Te verwachten kalender te hoog - Grondopbouw anders- Energie blok te laag- Prognose fout- Verdichting- Nieuwe mutsvulling- Wateronderspanning (bemaling)- Grondslag droog zand - Nasonderen, herberekenen draagkracht - Check werking hamer, zwaardere hamer - Check hei analyses / PDA meting- Check palenplan en volgorde- Verversen op ander moment- Voorboren en ﬂuïderen- Zwaardere hamer (indien beschikbaar en toelaatbaar)- Inwateren, voorboren en/of ﬂuïderen Casing niet kunnen trekken(Vibro) - Grondopbouw anders, stijve klei- Te veel kleef, inheidiepte - Trillend trekken- Toepassen snelslagmodule in blok- Leffer toepassen- Ratio voetplaat/buisschacht vergroten Plotseling aﬂopende kalender - Paalbreuk- Andere grondslag - Akoestisch doormeten- Nasonderen- Ander inheiniveau kiezen Plotseling oplopende kalender - Obstakel- Andere grondslag - Oorzaak veriﬁëren. - Nasonderen- Nagaan of de paal kan functioneren - Gebruik Crusher overwegen- Andere paallocatie / inheiniveau kiezen Paal(kop)schade - Trekspanningen - Te zware hamer - Obstakel- Verkeerde, slechte mutsvulling- Te jonge palen - Laagopbouw beschouwen en met minder slappe lagen doorheien- Lichtere hamer keizen- Gebruik Crusher overwegen- Mutsvulling aanpassen- > 2 weken Scheurvorming (trekspanningen) - Transport –hijsen (prefab)- Doorheien van vast gepakte lagen - tot in slappe laag (reigen) - Energie niveau verlagen- Toepassen van “dode klappen” Verlopen van de paal - Verdichting door naburige palen- Verkeert stellen van de paal- Obstakels- Verlopende laagopbouw - Palenplan veriﬁëren / aanpassen- Werkproces aanpassen, makelaar goed uitlijnen Opheien - Te veel grondverdringing bij grond (paalgroe - pen) in cohesieve - Paalstramien aanpassen Schade aan de omgeving - Trillingen en/of zettingen - Trillingsrisicoanalyse- Monitoring van trillingen en zetting- Bouwkundige opname van de belendingen- Funderingsonderzoek geotechniek _December_2015_v3.indd 39 27/11/15 22:29 40 GEOTECHNIEK - December 2015 en voor toekomstige projecten. Dit is de essen - tie van de leercyclus. Het betreft een zogeheten “double loop” kwaliteitssysteem, dat zal leiden tot een hogere betrouwbaarheid van predicties. De leercyclus is schematisch weergegeven in Figuur 5. Om tot kwaliteitsverbetering van de predicties te komen, dienen alle stadia van de leercyclus te worden doorlopen. De leercyclus is een wezen - lijk onderdeel van het stappenplan. Uitvoeringsaspecten Hoe goed een hei- of trilprognose ook is uitge - voerd en hoe veel tijd er ook aan de voorberei - ding is besteedt, de praktijk van het heien en trillen is weerbarstig. In het handboek is een uitgebreid overzicht gegeven van de aspecten die mogelijk proble - men kunnen veroorzaken in de praktijk van het heien en trillen. Tevens zijn oplossingen, aanbevelingen en richtlijnen gegeven om pro - blemen en faalkosten te voorkomen. Om de problematiek kracht bij te zetten zijn praktijk - ervaringen verzameld. In veel gevallen is de heterogeniteit van de on - dergrond de oorzaak van problemen. Soms zijn het obstakels in de ondergrond die voor afwij - kingen van het verwachte werkproces zorgen. Ook een gebrekkige communicatie tussen de betrokken partijen kan uiteindelijk de oorzaak zijn van problemen [4]. De ontwerper en de uit - voerder spreken “elkaars taal” niet. Het komt ook regelmatig voor dat de uitvoerende partij niet vroegtijdig bekend is, waardoor er niet kan worden meegepraat over mogelijke risico’s, of dat er geen tijd wordt genomen om een uitvoe - rende partij bij het ontwerp te betrekken. In Tabel 1 en Tabel 2 is een overzicht gegeven van vaak voorkomende incidenten / risico’s bij het installeren van palen en damwanden, waar - bij tevens is aangegeven wat de oorzaken kun - nen zijn en welke remedie of beheersmaatrege - len wordt aanbevolen. Tot slot In het handboek is zo veel mogelijk bestaande kennis en ervaringen gebundeld. Heien en tril - len blijft echter een speciﬁek vakgebied bin - nen de geotechniek, waarbij ervaring een zeer belangrijk aspect is. Zoals in de leercyclus is aangegeven, is het continu verzamelen, goed documenteren en toepassen van die ervaringen van zeer groot belang. Alleen dan kan sprake zijn van een gecontroleerd ontwerp- en uitvoe - ringsproces. Literatuur 1. Handboek paalfunderingen, geprefabriceer - de betonnen heipalen in theorie en praktijk, deel 3, 1998, PREPAL, Woerden 2. Grondmechanica, Ir. T.K. Huizinga, Agon/El - sevier 1969 3. Staveren M. van, Geotechniek in beweging, Praktijkgids voor risico gestuurd werken, 3de druk, 2011 4. Geo-Impuls, Ontwerp en uitvoering een kloof om te overbruggen, november 2012 5. SBRCURnet/Geo-Impuls publicatie “Hand - reiking Observational Method” Delft, april 2015, artikelnummer 679.15. Tabel 2 - Overzicht uitvoeringsrisico’s bij damwandinstallatie met oorzaak en remedie. Risico / Incident Oorzaak Beheersmaatregel / Remedie Te veel weerstand bij trillen - Droog zand - Grondopbouw anders dan verwacht- Te licht trilblok- Te veel slotwrijving- Te dunne wand / deformatie proﬁel - Inwateren, voorboren ev. i.c.m. cement bentoniet en/of ﬂuideren- Nasonderen- Zwaarder blok- Extra pull down force / ballast- Makelaar geleid trillen- Nieuwe planken- Wanddikte vergroten (min 6 mm)- Voorboren en ﬂuïderen- (Na)heien i.p.v. trillen Obstakels - Funderingsresten, puin e.d. - Geofyisch onderzoek vooraf- Gebruik van een crusher Verlopen / uit het slot lopen - Te veel slotweerstand- Te licht slot- Te brede dubbele planken- Vervorming bij lange proﬁelen - Robuust slot met de juiste sterkte en stijfheid- Plankbreedte maximaal 1,4 m - Proﬁeldikte minimaal 6 mm- Toepassing slotverklikkers Sloten aan de primaire proﬁelen zitten niet meer op de juiste positie voor de aanslui - ting met de damwanden - Draaiing om de lengteas tijdens installeren - Proﬁel / paal geleiden- Slotpositie continu- meten Meeheien van damwandplanken - Te veel slotwrijving, vervorming proﬁel - Reeds geïnstalleerde plank vasthouden of vastlassen Schade omgeving bij intrillen - Voortplanting trilling naar gebouwen / apparatuur- Verdichting van zandlagen - Voorboren, ﬂuïderen- Damwand drukken Schade omgeving bij uittrillen - Voortplanting trilling naar gebouwen / apparatuur- Verdichting van zandlagen- Volumeverlies / meetrekken van kleilagen - Fluïderen- Statisch trekken (indien mogelijk)- ‘Reparerend’ trekken- Damwand verloren beschouwen of meenemen in constructie Schade aan de omgeving - Trillingen en/of zettingen - Trillingsrisicoanalyse- Bouwkundige opname van de belendingen- Funderingsonderzoek - Monitoring van trillingen en zetting geotechniek _December_2015_v3.indd 40 27/11/15 22:29 10 GEOTECHNIEK - December 2015 Proefcampagne voor de Oosterweelverbinding in Antwerpen ir. Jan Couck Vlaamse overheid, MOW, Geotechniek Geotechnisch ingenieur ir. Kristof Van Royen Denys NV Geotechnisch ingenieur ir. Benoit Janssens Beheersmaatschappij Antwerpen Mobiel (BAM NV) Stabiliteitsingenieur Oosterweel ir. drs. Richard de Nijs THV ROTS (Witteveen+Bos) Geotechnisch ingenieur ir. Gust Van Lysebetten WTCB, Afdeling Geotechniek Onderzoeker Inleiding Het project Oosterweelverbinding behelst het sluiten van de ringweg rond Antwerpen langs de westzijde van de stad. Dit omvangrijke en complexe infrastructuurwerk bevat een groot aantal kunstwerken met kruisingen en aan - sluitingen van bestaande wegen, waterwegen en havendokken. De realisatie van deze nieuwe verbinding zal de verkeersknoop op de be - staande ringweg moeten oplossen. De Oosterweelverbinding is politiek als maat - schappelijk een beladen dossier. Meerdere tra - cés en oplossingen werden al bestudeerd alvo - rens tot een consensus te komen. De kruising van de Schelde gebeurt met een zinktunnel waarna aansluitend met een dub - beldeks gestapelde tunnel onder de havendok - ken en het Albertkanaal wordt gegaan. De dub - beldekstunnel vereist zeer diepe ontgravingen Figuur 2 - Grondlagenopbouw aan de proefput en grondwaterstand in rust. Figuur 1 - Situatieplan met de locatie van de proefkuip in Antwerpen. geotechniek _December_2015_v3.indd 10 27/11/15 22:29 11 GEOTECHNIEK - December 2015 tot in de stijve overgeconsolideerde Boomse klei. Dit ontwerp van studiebureau ROTS wierp meteen enkele belangrijke prangende ont - werp- en uitvoeringsvragen en grote uitdagin - gen op [3]. De opdrachtgever Beheersmaatschappij Ant - werpen Mobiel (BAM) en studiebureau ROTS beslisten om een aantal van deze aspecten te onderzoeken in een unieke proefcampagne op ware grootte. In [2] wordt de eerder uitgevoerde tril- en heiproef besproken. In het onderhavige artikel zal worden ingegaan op de onderzoeken en resultaten van de proefbouwkuip (locatie, zie ﬁguur 1). Doelstellingen Voorafgaand aan het project werden een groot aantal doelstellingen vooropgesteld. In studie en uitvoeringsfase werkten klant BAM, studie - bureau ROTS, MOW, WTCB en hoofdaannemer Denys NV intensief samen om de onderzoeks - doelen te optimaliseren en waar mogelijk uit te breiden. De proefbouwkuip bood ook de moge - lijkheid om een aantal nieuwe monitoringstech - nieken uit te proberen en te vergelijken met be - ter gekende technieken. Onderstaande oplijsting geeft een overzicht van de voornaamste doelen: a) Installeerbaarheid AZ36-700N in glauconiet - houdend zand en Boomse klei [2] [4]; b) Bemaling, gestempelde uitgraving tot op Boomse klei-aquitard; c) Monitoren gedrag van de Boomse klei; d) 2D en 3D back calculations snedekrachten en vervormingen; e) Installeerbaarheid diepwanden in een niet verdichte aanvulling en net naast damplan - ken; f) Inspectie dam- en diepwanden tijdens droge ontgraving; Grondlagenopbouw De proefsite bevindt zich aan de noordwestzijde van de stad ter hoogte van het oude Noordkas - teel. De grondlagenopbouw op deze proefsite is typisch voor de Antwerpse regio (ﬁguur 2). Daar - enboven ligt de site pal op het traject van de toe - komstige Oosterweelverbinding. De bovenlagen bestaan uit aangevuld, gerema - niëerd en opgespoten materiaal van zeer he - terogene oorsprong. De freatische watertafel bevindt zich op 2 à 3m onder maaiveld. De Quar - taire polderklei met uitgesproken veenhorizont vormt een hydraulische scheiding. De onderge - legen voornamelijk Tertiaire glauconiethouden - de zanden worden gevoed door de Schelde. Tot op een afstand van ongeveer 300m landinwaarts is een duidelijke invloed van het getij merkbaar in de diepe peilbuizen. De Boomse klei aquitard ligt op 24m onder maaiveld. De top van deze 65m dikke kleilaag vormde het beoogde uitgra - vingspeil van de proefput. Geometrie proefbouwkuip De proefput was een achthoekige, vijfvoudig ge - stempelde damwandkuip met een oppervlakte van 402m!, een maximale uitgravingsdiepte van 24m en planklengtes AZ36-700N van 29,65m (ﬁ - guur 3 en 4). In het midden van de lange zijde zou de damwand zo goed mogelijk aan een 2-D ontwerpsituatie moeten voldoen. De damplan - ken kenden een steek van ongeveer 7m in de Boomse klei. De binnenzijde van de kuip was bijgevolg volledig hydraulisch afgesloten. Hoofdaannemer Denys opteerde voor het ge - bruik van stalen liggers voor de opbouw van de Samenvatting Het sluitstuk van de Oosterweelverbinding in Antwerpen wordt op de rechteroever van de Schelde wellicht een diepe dubbeldekstunnel. In een unieke proefcampagne op ware grootte is o.a. on - derzocht hoe het glauconiethoudend zand en de Boomse klei reageren bij de installatie van lange damwanden en tijdens een diepe uitgraving. De vervorming en rek van de damwanden, de variatie van de waterspanningen en de zwel van de Boomse klei werden uitgebreid gemonitord. Dankzij de intense samenwerking van de Beheersmaatschappij Antwerpen Mobiel (BAM), het studiebu - reau ROTS, het WTCB, het departement MOW van de Vlaamse overheid en de aannemer Denys kan bepaald worden hoe de bouw van de Oosterweeltunnel het beste wordt aangepakt. Figuur 3 - Grondplan van de proefput met aanduiding van de damwanden, stempelkaders, diepwandpanelen en monitoring Figuur 4 - Zicht op de proefput met de loopbrug en de vijf stempellagen geotechniek _December_2015_v3.indd 11 27/11/15 22:29 12 GEOTECHNIEK - December 2015 stempels. De vijf stempelkaders werden onder - ling verbonden met verticale en diagonale ko - kervormige stijlen omwille van knikstabiliteit. Om de Boomse klei onderaan de bouwkuip zo min mogelijk te verstoren werd het gebruik van een king pile vermeden. Alles samen waren de stempelkaders goed voor 311 ton staal. Fasering proefbouwkuip In het bestek werden een gedetailleerde fase - ring der werken en een groot aantal strenge ei - sen met betrekking tot bescherming van meet - apparatuur gedeﬁnieerd. In grote lijnen werd het volgende stappenplan gehanteerd (Figuur 5). Na een voorafgraving werden tussen januari en maart 2014 de damwanden en meettoestellen geïnstalleerd. Het gros van de monitoringsappa - ratuur werd ná de tril- en heiwerkzaamheden in de grond gebracht. Na een stabilisatieperiode noodzakelijk voor de waterspanningsmetingen in de klei is in mei 2014 een stapsgewijze pompproef tot 15 m af - maalhoogte uitgevoerd binnen de kuip in de ge - spannen waterlaag. Deze pompproef maakte het mogelijk om de werking van alle meettoestellen te controleren en zorgde er in een later stadium voor dat het effect van bemaling en ontgraving op de waterspanningen in de Boomse klei kon worden onderscheiden. Aansluitend op de pompproef werd de kuip droog uitgegraven tot 7m diepte en onder water weer aangevuld. Na herstel van de diepe water - tafel in de bouwkuip kon in juli 2014 aangevan - gen worden met het graven van twee maal twee diepwandpanelen doorheen een niet-verdichte en beperkt verdichte aanvulling. Deze uitvoe - ringssituatie werd speciﬁek getest omdat deze zich over grote afstand zal voordoen bij de Oos - terweelverbinding. De stapsgewijze droge, gestempelde uitgraving met inspectie en mootsgewijze afbraak van de diepwandpanelen is gestart in juli 2014. Gedu - rende de proefcampagne werden de meetresul - taten gebruikt om de uitvoering van de werken bij te sturen waar nodig (observational method). Op 23 april 2015 werd de top van de Boomse klei als ﬁnaal uitgravingspeil bereikt. Na een stand still meetperiode van 4 maanden voor het op - meten van de zwel en waterspanningen in de Figuur 7 - Zicht op het intrillen en inheien van de damwanden. Figuur 6 - Optische vezels op de damwanden, links de inge - lijmde BOTDA-vezels, rechts de ingegroute FBG-vezels. Figuur 5 - Fasering van de proefcampagne. geotechniek _December_2015_v3.indd 12 27/11/15 22:29 13 GEOTECHNIEK - December 2015 Boomse klei werd de proefbouwkuip in septem - ber 2015 heraangevuld. Installatie van de damplanken Voorafgaand aan de trilwerkzaamheden wer - den een groot aantal damplanken uitgerust met opgelaste reservatiekokers en ingebedde opti - sche vezels voor rek- en vervormingsmetingen (ﬁguur 6). De kokers kregen onderaan een hei - schoentje. Het vooraf inslijpen en verlijmen van optische vezels op in te trillen/heien damplanken was een experimentele uitvoeringswijze. Vanzelf - sprekend diende de aannemer de nodige voor - zichtigheid aan de dag te leggen bij het intrillen/ heien van deze damplanken. De stalen kokertjes werden achteraf zowel gebruikt voor inclinome - termetingen als voor het ingrouten van optische vezels. Nagenoeg alle damplanken bereikten de beoogde einddiepte. Er werd gebruik gemaakt van een hoogfrequent trilblok PVE 2350VM. Om vermoeiingsbreuk t.h.v. de klemmen te vermijden waren opgelaste stalen strips noodzakelijk. Het intrillen bleek ef - ﬁciënt tot 1 à 2 m in de Boomse klei. Vanaf dit peil werden de damplanken nog 5 à 6 m nage - heid met een dieselblok DELMAG D62-22. Het heiwerk in de Boomse klei was zeer zwaar. Bij 12 van de 52 damplanken werd zware kopschade vastgesteld waardoor de kop van de damplank diende te worden afgebrand om het heiwerk te kunnen voltooien (ﬁguur 7). De meeste verlijmde optische vezels overleef - den het tril- en heiproces. De reservatiekokers bleven allemaal intact en konden voluit worden benut voor verschillende metingen. Monitoring – meettoestellen Binnen en rondom de damwandkuip werden een zeer groot aantal meettoestellen geïnstalleerd (ﬁguur 8). Het diepste meettoestel bevond zich 53m diep. Tabel 1 geeft een globaal overzicht van de metingen en de daarvoor ingezette ap - paratuur. Een belangrijke randvoorwaarde was dat alle meettoestellen werkzaam moesten zijn vanaf het begin van de proefcampagne. De meettoe - stellen die zich in de kuip bevonden werden ge - installeerd doorheen eerder tot op de top van de Boomse klei aangebrachte stalen casings, welke PROEFCAMPAGNE VOOR DE OOSTERWEELVERBINDING IN ANTWERPEN Figuur 8 - Zicht op de diverse meettoestellen van de proefkuip. Tabel 1 - Overzicht meettoestellen. Doel meting Meettoestellen vervorming maaiveld buiten de put 47 fenopalen6 horizontale inclinometers rek / moment in damwanden 4 optische FBG-vezels1 optische BOTDA-vezel horizontale uitwijking damwanden 9 verticale inclinometers8 meetnagels zwel Boomse klei 2 extensometers met optische vezels2 extensometers met mechanische stangen waterdruk in klei en zanden 13 piëzocellen8 batsensoren10 peilbuizen kracht in stempels 40 optische vezels, 7 rekstrookjes en 10 ther - mokoppels geotechniek _December_2015_v3.indd 13 27/11/15 22:29 14 GEOTECHNIEK - December 2015 bescherming boden tijdens de latere uitgraving. De aannemer hield bij elke fase rekening met de soms delicate meettoestellen, en vermeed elke beschadiging. De meetapparatuur werd uit voorzorg zo veel als mogelijk ontdubbeld. Voor de meting van de snedekrachten in de damplanken werden inge - groute en verlijmde optische vezels van 2 afzon - derlijke types gebruikt. Voor de waterdrukken in de Boomse klei zijn piëzocellen en ingedrukte batsensoren toegepast. Voor de extensometers zijn eveneens twee verschillende systemen toe - gepast. Bovendien werd om vandalisme tegen te gaan de werf continu bewaakt. De meetapparatuur in het midden van de kuip bleef toegankelijk tijdens de uitgraving via een loopbrug geplaatst op het bovenste stempelka - der. Op die manier waren topograﬁsche opme - tingen ook mogelijk. Meetresultaten Bij aanvang van de proef werd snel duidelijk dat het niet eenvoudig was om een overzicht te be - waren in de gigantische stroom aan meetgege - vens. Na puzzelwerk werd een overzichtsgraﬁek gemaakt waarop in één oogopslag de evolutie van de belangrijkste parameters kon worden geëva - lueerd (ﬁguur 9). Volgende parameters worden samen in functie van de tijd weergegeven: • Peil grondoppervlak in de put; • Waterpeilen binnen en buiten de kuip in ver - schillende watervoerende pakketten; • Waterspanningen in de Boomse klei in het midden van de bouwkuip op verschillende ni - veaus; • Zwel van de Boomse klei. Gedurende de proefcampagne ontwikkelde deze graﬁek zich als een stripverhaal tot een handig middel om snel de stand van zaken in te schat - ten. Opvallend bij de metingen van de zwel van de Boomse klei met extensometers met opti - sche vezeltechniek was de nauwkeurigheid van de metingen: het getij van de Schelde is net als bij de piëzocellen bijvoorbeeld terug te vinden in de meetgraﬁeken. Om de buigende momenten in de damwanden op te volgen werden langs weerszijden van de neutrale lijn optische vezels geplaatst op een aantal damwanden [5]. Enerzijds werden na installatie van de damplanken FBG-vezels in - gegrout in aangelaste stalen kokerproﬁelen, welke een beproefde methode is van het WTCB. Anderzijds werden FGB- en BOTDA-vezels in - gelijmd in een dunne sleuf in de damwanden (ﬁguur 6). WTCB paste reeds succesvol ingelijmde FBG- vezels toe voor het opmeten van vervormingen in soilmixwanden, waarbij de geïnstrumen - teerde wapening in het verse soilmix materiaal werd geplaatst. In dit geval was de vraag of de optische vezels het zware tril- en heiwerk zou - den overleven. Uit de vergelijking van de rekken opgemeten met de beide systemen (ﬁguur 10) kunnen we aﬂeiden dat het inlijmen van opti - sche vezels een veelbelovende techniek is. Op te merken valt dat de vezels zeer ﬁjn en delicaat zijn. De bescherming ervan is cruciaal. Proef op de som, maar in sommige gevallen leidden de metingen tot onverwachte en ver - rassende resultaten waar niet meteen een duidelijke verklaring voor te vinden was. Voor de ﬁnale uitgravingsslag werd de stijghoogte in de Tertiaire zanden aan de buitenzijde van de bouwkuip verlaagd met 8 m. De invloed van deze bemaling op de gemeten krachten in de onderste 4 stempels was geheel te verwachten aanzienlijk (25 à 45 %). Het verschil tussen de gemeten momenten- en vervormingslijnen in de damplanken voor en na spanningsbemaling was verrassend genoeg miniem (ﬁguur 11). Waterspanningen in de Boomse klei Zowel binnen als buiten de damwand werden na het tril- en heiwerk waterspanningsmeters van verschillende types en op verschillende ni - veaus in de Boomse klei geïnstalleerd. Figuur 12 toont het verloop van de waterspan - ningen gedurende de stapsgewijze pompproef. Figuur 9 - Uittreksel van de overzichtsgraﬁek van de metingen aan de proefput. Figuur 10 - Rekken, momenten en horizontale verplaatsingen van de damwanden opgemeten met de optische vezels bij de einduitgraving. geotechniek _December_2015_v3.indd 14 27/11/15 22:29 PROEFCAMPAGNE VOOR DE OOSTERWEELVERBINDING IN ANTWERPEN Ter hoogte van de damplanken is een duidelijke poriënwateroverspanning ten opzichte van de hydrostatische lijn zichtbaar. Deze poriënwa - teroverspanningen zijn te wijten aan het inbren - gen van de damplanken. Mogelijks is er ook een opbouw van waterspanningen opgetreden door de installatie van de meettoestellen zelf. De meetresultaten van de piëzocellen P1 in het midden van de put tonen een snelle aanpassing van de poriënwaterspanning tijdens bemaling. In de Boomse klei stelt zich een gradiënt in van 27 kPa/m’. Buiten de bouwkuip heeft de proef - bemaling zoals verwacht geen invloed. Bij de evaluatie van de waterspanningen tijdens de uitgraving bleek voor elke fase een tijdstip te bestaan met grondwater op -10m TAW bin - nen de kuip. Vergelijking van de waterdrukken op deze tijdstippen liet toe het effect van het grondwater in de kuip te elimineren en enkel de invloed van het ontgraven te bestuderen (ﬁguur 13). Bij uitgraving wordt grosso modo 30 % van de afname van de korrelspanningen omgezet in poriënwateronderspanning [1]. Bij de uitgravingsfase tot 15 m diepte (5/11/2014) wordt ongeveer 300 kPa totaalspanning weg ge - nomen. Deze variatie vindt men verdeeld terug aan actieve zijde (P3) en passieve zijde (P2) t.o.v. de initiële waterspanningen. Figuur 14 geeft de gemeten waterspanningen tijdens en na de laatste uitgraving. Aan de bui - tenzijde van de damwand (P3) worden poriënwa - teronderspanningen gemeten t.o.v. de lijn vóór de laatste uitgraving. In piëzocel P2 aan de pas - sieve zijde van de damplank worden overdruk - ken geregistreerd ten gevolge van de mobilisatie van passieve gronddruk. In het midden van de bouwkuip ziet men duidelijk de ontwikkeling en het relatief snelle dissiperen van de poriënwa - teronderspanningen bij de laatste ontgraving in de verweerde bovenste meters. Diepwanden Na de eerste uitgraving werden doorheen een niet en beperkt verdichte aanvulling 2 x 2 diep - wandpanelen gerealiseerd binnen de kuip en op 1m van de damplanken. De diepwanden werden aangezet op en 1m onder het ﬁnale uitgravings - peil. Om problemen met de sleufstabiliteit te voorkomen is een overhoogte van de steunvloei - stof v