Page 1

JAARGANG 23 NUMMER 3 SEPTEMBER 2019

n h i c ek e t ONAFHANKELIJK VOOR O NAF HA NKE LIJK VAKBLAD V A K BL A D V OO R HET GEOTECHNISCHE WERKVELD GE O TE CHNISCHE W ERK V ELD

PAALBELASTINGPROEVEN OP ÉÉN-STAPS-HOGE-DRUK-INJECTIE MICROPALEN BAYESIAANSE REGRESSIE TER BEPALING VAN KARAKTERISTIEKE STERKTES RISICOBEHEERSING EN OPTIMALISATIE VAN DE UITVOERING VAN EEN SIFONCONSTRUCTIE

Waarin W aar a riin opgenomen

GEO G EO kunst GEO G EO kunst Waarin W aaarriin opgenomen


GEOTECHNISCHE KENNIS DIRECT TOEPASBAAR MAKEN

GRONDONDERZOEK: BEPALING VAN PARAMETERS

 9 en 10 oktober  dr. ir. C. Zwanenburg (Deltares) en ir. E. Alink-de Boer (Fugro)

BASAL REINFORCED PILED EMBANKMENTS  29 en 30 oktober  dr. S.J.M. van Eekelen (Deltares)

BRONBEMALING BIJ BOUWPROJECTEN  5 en 6 november  ing. V. Lubbers (Fugro)

NIEUW FUNDERINGEN VAN OFFSHORE WINDTURBINES  13 en 14 november  dr. F. Pisanò (TU Delft)

Investeer in de nieuwste kennis en kunde in de geotechniek VIND JOUW CURSUS OP WWW.PAOTM.NL!

GEOTECHNIEK

ZETTINGSVLOEIING

 26 en 27 november  dr. ir. R.R. de Jager (Royal Boskalis Westminster)

GRONDVERBETERINGSTECHNIEKEN

 3 en 4 december  dr. ir. ing. A.E.C. van der Stoel (CRUX Engineering) en ir. J.K. Haasnoot (CRUX Engineering)

INSCHRIJVEN? Dat kan op www.paotm.nl Vragen? 015 278 46 18 of info@paotm.nl

2

SEPTEMBER 2019


INHOUD C O L U M N 1 8 – V R A AG & A N T W O O R D 2 0

8 PAALBELASTINGPROEVEN OP ÉÉN-STAPS-HOGE-DRUK-INJECTIE MICROPALEN FLORIS SCHOKKING / JAN VAN DER WIEL / PATRICK IJNSEN

14 BAYESIAANSE REGRESSIE TER BEPALING VAN KARAKTERISTIEKE STERKTES BOUKE VAN MEEKEREN

22 RISICOBEHEERSING EN OPTIMALISATIE VAN DE UITVOERING VAN EEN SIFONCONSTRUCTIE STÉPHANE MARICHAL

G EO t e c h n i e k

29

ECSMGE-SPECIAL

17 TH EUROPEAN CONFERENCE ON SOIL MECHANICS & GEOTECHNICAL ENGINEERING REYKJAVIK ICELAND HARPA CONFERENCE CENTRE 1-6 SEPTEMBER 2019

GEO k u n s t

62 EROSIEBESCHERMING MET GEOKUNSTSTOFFEN SUZANNE VAN EEKELEN / ADAM BEZUIJEN / RIJK GERRITSEN / WIM VOSKAMP / PIET VAN DUIJNEN / PAUL TER HORST / EDWIN ZENGERINK

68 GEOKUNSTSTOFFEN EN HET MILIEU JURJEN VAN DEEN / WIM VOSKAMP / ADAM BEZUIJEN

GEOTECHNIEK

3

SEPTEMBER 2019


MEMBERS EXECUTIVE GOLD MEMBERS

GOLD MEMBERS

IJzerweg 4 8445 PK Heerenveen Tel. 0031 (0)513 63 13 55 www..apvandenberg. g com

Wilhelminakade 179 3072 AP Rotterdam Tel. 0031 (0)10 489 45 30 www.rotterd dam.nl

Veurse Achterweg Geomil Equipment 10 BV 2264240 SG Leidschendam Westbaan 2841 MC Moordrecht Tel. 33 Tel.0031 0031(0)70 (0)172311 42713800 www.fugro.com www.geomil.com

Boussinesqweg 12629 HV Delft Tel. 0031 (0)88 335 82 73 www.deltares.nl

Loc. Campogrande 26, 29010 Calendasco ITALY Tel. 0039 0523 77 15 35 www.pagani-geotechnical.com

S I LVE R P LU S M E M B E R S

BV HuesHuesker ker Synthetic BV Kievitsven Het Schild108 39 V4 5249EB JK Rosmalen 5275 Den Dungen Tel. 73 202 7050 Tel.0031 0031(0)(0)88 5940000 www.huesker.nl www.hu .hues . ker..nl

Albert Plesmanweg 47 3088 GB Rotterdam Tel. 0031 (0)10 503 02 00 www..mosgeo.com

Laan 1914 no. 35 3818 EX Amersfoort Tel. 0031 (0)88 348 20 00 www.royalhaskoningDHV.com

Veilingweg 2 5301 KM Zaltbommel Nederland Tel. 0031 (0)418 57 84 03

Philipssite 5 bus 15 / Ubicenter B-3001 Leuven 7e 60 Tel. 0032 16 60re 77

www.d .dywidag-systems.com

Rijksstraatweg 22-F 2171 AL Sassenheim Tel. 0031 (0)71 301 92 51 www.eijkelkamp-geopoint.com

voorbij funderingstechniek

Voorbij Funderingstechniek Siciliëweg 61 1045 AX Amsterdam Tel. 0031 (0)20 407 71 00 www.voorbijfunderingstechniek.nl

Alg. Ondernemingen SOETAERT nv Esperantolaan 10-A B-8400 Oostende +32 59 55 00 00 +32 59 55 00 10 www.soetaert.be

RPS Elektronicaweg 2 2628 XG Delft Tel. 0031 (0)88 990 45 00 www.rps.nl

Geomil Equipment BV Westbaan 240 2841 MC Moordrecht Tel. 0031 (0)172 427 800 www.geomil.com

GEOTECHNIEK

4

SEPTEMBER 2019

Gemeenschappenlaan 100 B-1200 Brussel Tel. 0032 2 402 62 11 www.besix.be .b .


MEMBERS S I LVE R M E M B E R S

Business units: DIMCO / de Vries & van de Wiel / GeoSea Haven 1025 - Scheldedijk 30 B-2070 Zwijndrecht Tel. 0032 3 250 52 11 www.deme-group.com

Ballast Nedam Engineering Ringwade 51, 3439 LM Nieuwegein Postbus 1555, 3430 BN Nieuwegein Tel. 0031 (0)30 285 40 00 www..ballast-nedam.nl

Van ’t Hek Groep Postbus 88 1462 ZH Middenbeemster Tel. 0031 (0)299 31 30 20 www.vanthek.nl

Funderingstechnieken Verstraeten BV Brugsevaart 6 Postbus 55 4500 AB Oostburg Tel. 0031 (0)117 45 75 75 www.fundex.nl

S I LVE R M E M B E R I I

PAOTM Postbus 5048 2600 GA Delft Tel. 0031 (0)15 278 46 18 www.paotm.nl

ASSOCIATE MEMBERS

Allnamics Waterpas 98 2495 AT Den Haag Tel. 0031 (0)88 255 62 64 www.allnamics.nl BAM Infraconsult bv H.J. Nederhorststraat 1 2801 SC Gouda Tel. 0031 (0)182 59 05 10 www.baminfraconsult.nl BAUER Funderingstechniek Rendementsweg 15 3641 SK Mijdrecht Tel. 0031 (0)297 231 150 www.bauernl.nl BodemBouw BV Bouwkuip Specialist Veghelse Dijk 2-E 5406 TE Uden Tel. 0031 (0)85 877 20 02 www.bodembouw.com Cofra BV Postbus 20694 1001 NR Amsterdam Tel. 0031 (0)20 693 45 96 www.cofra.nl

ConGeo B.V. Crown Business Centre Bodegraven II Tolnasingel 1 2411 PV Bodegraven Tel. 0031 (0)182-38 05 66 www.congeo.nl CRUX P.de Medinalaan 3-c 1086 XK Amsterdam Tel. 0031 (0)20 494 30 70 www.cruxbv.nl Geobest BV Marconiweg 2 4131 PD Vianen Tel. 0031 (0)85 489 01 40 www.geobest.nl Geomet Powered by ABO-Group Curieweg 19 2408 BZ Alphen a/d Rijn Tel. 0031 (0)172 449 822 www.abo-group.eu

GEOTECHNIEK

5

SEPTEMBER 2019

Ingenieursbureau BT Geoconsult B.V. Loire 204 2491 AM Den Haag Tel. 0031 (0)70 415 90 02 www.btgeoconsult.nl Jetmix B.V. Oudsas 11 4251 AW Werkendam Tel. 0031 (0) 183 50 56 66 www.jetmix.nl KELLER Funderingstechnieken B.V. Europalaan 16 2408 BG Alphen a/d Rijn Tel. 0031 (0)172 47 17 98 www.keller-funderingstechnieken.nl NVAF Postbus 1218 3840 BE Harderwijk Tel. 0031 (0)341 456 191 www.funderingsbedrijf.nl


COLOFON Uitgever/bladmanager Uitgeverij Educom Diederiks, R.P.H.

G EOT EC H N I E K S E P T R E M B E R 2 0 1 9 JA A R GA N G 2 3 N U M M E R 3

Geotechniek is een informatief/ promotioneel onafhankelijk vaktijdschrift dat beoogt kennis en ervaring uit te wisselen, inzicht te bevorderen en belangstelling voor het gehele geotechnische vakgebied te kweken.

Redactie (excl. specials) Bles, ir. T.J. Bogaards, J. Broeck, ir. M. van den Diederiks, R.P.H. Lengkeek, ir. A. Lysebetten, ir. G. van Pijpers, R. Zandbergen, ing. D.

Redactieraad (excl. specials) Alboom, ir. G. van Bles, ir. T.J. Bogaards, J. Broeck, ir. M. van den Dalen, ir. J.H. van Deen, dr. J.K. van Diederiks, R.P.H. Duijnen, ing. P. van Gunnink, Drs J. Lengkeek, ir. A. Lysebetten, ir. G. van Pijpers, R. Rooduijn, ing. M.P. Smienk, ing. E. Spierenburg, dr. ir. S. Steenbergen, ir. G.J.A.M. Storteboom, O. Velde, ing. E. van der Zandbergen, ing. D.

Geotechniek is een uitgave van Uitgeverij Educom v.o.f. Mathenesserlaan 347 3023 GB Rotterdam Tel. 0031 (0)10 425 6544 info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl Lezersservice Adresmutaties doorgeven via info@uitgeverijeducom.nl © Copyrights Uitgeverij Educom v.o.f. September 2019 Niets uit deze uitgave mag worden gereproduceerd met welke methode dan ook, zonder schriftelijke toestemming van de uitgever. © ISSN 1386 - 2758

Distributie van Geotechniek in België wordt mede mogelijk gemaakt door:

SMARTGEOTHERM

ABEF vzw

BGGG

Info: WTCB, ir. Luc François Lombardstraat 42 1000 Brussel Tel. +32 11 22 50 65 info@bbri.be www.smartgeotherm.be

Belgische Vereniging Aannemers Funderingswerken Lombardstraat 36-42 1000 Brussel www.abef.be

Belgische Groepering voor Grondmechanica en Geotechniek c/o BBRI, Lozenberg 7 1932 Sint-Stevens-Woluwe info@bggg-gbms.be

iek?

U wilt toch geen nummer missen van Geotechniek? Maak dan erzendkoste IBAN: NL95 A (BIC: ABNANL Maak dan uw bijdrage in de verzendkosten € 23,50 Educom, Rotte Ro tt Educom, over naar IBAN:

o.v.v..

NL95 ABNA 0426 4761 31 'On 'Ontva

2018'.

GEOTECHNIEK

6

SEPTEMBER 2019

(BIC: ABNANL2A) t.n.v. Uitgeverij Educom, Rotterdam, Nederland, o.v.v. Ontvangst Geotechniek 2020


GEOTECHNIEK

7

SEPTEMBER 2019


dr ir Floris Schokking GeoConsult BV Directeur

ir Jan van der Wiel Hektec BV, Senior Geotechnisch Ingenieur

ing Patrick IJnsen MBA, IEng Hektec BV, Directeur

PAALBELASTINGPROEVEN OP ÉÉN-STAPS-HOGE-DRUK-INJECTIE MICROPALEN 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 voornamelijk voor funderingsherstel van monumentale bouwwerken die in de 2e wereldoorlog beschadigd waren. Later werden de micropalen ook toegepast voor hellingstabilisering, de stabilisering van kademuren en in andere grondversterkingsprojecten. Via toepassingen in Engeland, Frankrijk en Duitsland kwamen de micropalen tenslotte naar Nederland. Waal-Compact palen worden als één-stapshogedruk-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 injectie micropalen, waarop proefbelastingen zijn uitgevoerd, bestaan uit een schroefbuis (figuur 1

links) die de grond ingeschroefd wordt en opgebouwd is uit, middels schroefkoppelingen verbonden, 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 Wijdewormer en bij De Waag in Amsterdam zijn schroefpunten 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 groutdrukken grout en/of grondwater bij het afpersen

niet in het groutsysteem terugstromen. De schroefbuis 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 zandlagen waarin gefundeerd wordt. De stalen schroefbuis, het omringende groutlichaam en de groutopvulling binnen de buis, vormen tezamen het in de grond gebrachte funderingselement, 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 groutsamenstelling wordt weergeven als een watercement-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

Figuur 1 – Paalinstallatie van de Waal-Compact paal. Links: Inschroeven van de paal met lage dichtheid grout en lage groutdruk, waarbij grout-grond mengsel gevormd 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 toenemen van de diameter.

GEOTECHNIEK

Figuur 2 – Buizen en paalpunt, zoals gebruikt voor de palen bij Wijdewormer en de Waag, Amsterdam. 8

SEPTEMBER 2019


SAM E N VAT T I N G berekend volgens Eurocode 7 tot 65 % lager. De oorzaak hiervan ligt enerzijds 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 onderzocht, die toe te passen is in samenhang met een innovatieve monitoringsprocedure voor het controleren van de minimale dimensies van het groutlichaam tijdens de installatie van de palen. In een volgend artikel zullen deze laatste twee aspecten beschreven worden.

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 schroefdiameter, die resulteert in een schachtwrijving 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

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 hydrologische 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 roteren. Bij het afpersen neemt onder de hoge injectiedruk 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 weerstand op de draaiende schroefpunt toeneemt (figuur 1 rechts). Bij een steeds oplopende groutdruk, wordt de schroefbeweging van de buis uiteindelijk gesmoord en komt de buis tot stilstand. Bij het bereiken van de maximale groutdruk wordt de grouttoevoer gestopt en is na uitharding van de grout de paal gereed.

Tabel 1 - Schroefbuis- en schroefkopeigenschappen van de palen Buiten Ø Binnen Ø Wanddikte schroefbuis schroefbuis [mm] [mm] [mm] Betuwelijn, Giessen

97,4 tussen 53 en 105 t.p.v. ribbels Olympisch Stadion, 88,9 glad 63,9 Amsterdam Wijdewormer 88,9 glad 63,9 De Waag, Amsterdam

Schroefkop Ø Schroefkop- Grout [mm] vorm uitstroomopeningen

22,2 tussen 175 en 26 t.p.v. ribbels 12,5 150 12,5

114,3 glad

150 200

Kruis

1 zij 2 onder

Ronde plaat met kruis Driehoeksblad Driehoeksblad

4 onder 1 onder, centraal 1 onder, centraal

Afmetingen van het groutlichaam Na het uitvoeren van de paalbelastingproeven bij de Betuwelijn en bij Wijdewormer werden een aantal 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 resultaten 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 Dgem = 263 mm (Paal

Figuur 4 – Grout meng- en pompinstallatie. Figuur 3 – Paalschroefmachine.

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 Dgem = 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 waarschijnlijke oorzaak van dit verschil is, dat door de geringe diepte en de daarmee samenhangende geringe gronddruk grout heeft kunnen weglekken naar de

GEOTECHNIEK

9

SEPTEMBER 2019

oppervlakte. Hierdoor is de diameter alleen in het onderste deel van de palen sterk toegenomen. De gemiddelde diameter van de drie geïnstalleerde palen bedraagt hier Dgem = 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 α-waarde, waarbij


Figuur 5 – Diameters groutlichamen Betuwelijn, Giessen, overeenkomstige sonderingen en foto van teruggewonnen palen.

Figuur 6 – Diameters groutlichamen Wijdewormer, overeenkomstige sonderingen en foto’s van teruggewonnen palen

gemiddelde diameter groutlichaam/diameter schroefgat (Dgem/ Dschroef), 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 onderzoek 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 gedeeltelijk uitharden van de groutschil over de gehele lengte van het te maken groutlichaam grout onder hoge druk ingebracht middels de “tube-à-manchette” methode. Deze druk is gelijk aan of hoger dan de Ménard pressiometer “pression limite” (pl), de druk waarbij in de Ménard test door de opgelegde 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 deformatie 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 tegenstelling 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 geconcludeerd 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 draagvermogen van de micropaal uitmaakt, kan het GEOTECHNIEK

10

SEPTEMBER 2019

draagvermogen met aanzienlijke zekerheid bepaald 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 belangrijkste 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 impliceert, dat de schachtweerstand het grootste deel van het paaldraagvermogen levert. Met de berekening van de schachtweerstand Rs;test door vermindering 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


Tabel 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. belasting bezweken Consusweerstand

Afmetingen Groutlichaam

Lengte

[kN]

Tunnel Betuwelijn onder Giessen

Terra Compact

Kelder Olympisch Stadion, Amsterdam

Diameter Paalpunt

Gemid. Sb;gem

Rb;cal

Rs

τs;gem

Rs;cal 2

Rs;cal 2

Rs;cal 3

Rs;cal 3

[mm]

[mm}

[kN]

[kN]

[kPa]

[kN] αs = 0,008

[kN] αs = 0,012

[kN] αs = 0,008

[kN] αs = 0,012

9,6 3,1 3,9 18,9

353 245 259 -

1273 1381 1367 1992

205 223 221 242

834 847 747 856

1251 1270 1120 1284

929 937 924 1196

1394 1405 1386 1794

10,0 10,0

-

820 4 165 1058 4 208

367 433

550 649

502 581

753 872

[MPa]

[m]

[mm]

Druk

1626

Niet

19

7,5

261 – 325 263

Trek

1992

Niet

16,5

10

465 – 516 263

Terra Compact

Trek

445 – 590

Niet

13

6

n.b.

Proefveld WaalWijdewormer Compact

Druk

480

Wel

6

4

282 – 347 198

1,6 4,0 2,9

38 69 47

322 292 315

213 48 51

105 107 110

158 161 165

105 107 110

158 161 165

De Waag, Amsterdam

Druk

1120

Niet

14

7,5

n.b.

7,3 8,4 7,2

318 362 318

802 758 802

129 122 129

597 605 635

895 907 953

791 828 797

1186 1242 1196

WaalCompact

1 De palen vertonen een doorgaande verticale verplaatsing van de paalkop van 10 tot 20 mm bij gelijkblijvende belasting in een tijdsbestek van 5 à 10 minuten. 2 Conform NEN 9997-1:2016.

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 schachtwrijving τs;gem uitzet tegen de gemiddelde conusweerstand in de grafiek, zoals samengesteld door Bustamente & Doix blijkt dat de berekende waarden 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 werkelijkheid hoger liggen dan hier aangegeven.

Schachtwrijving conform Eurocode 7 De berekende schachtweerstand is tevens vergeleken met de berekende schachtweerstand conform Eurocode 7 NEN 9997-1:2016, waarbij in Tabel 2 zowel een αs (c.q. αt) van 0,008 als van 0,012 (te gebruiken indien met paalbelastingproeven bevestigd) is toegepast en bovendien met toepassing van niet afgesnoten conusweerstanden.

n.b.

n.b.

3 Conform NEN 9997-1:2016, conusweerstand niet afgesnoten. 4 Geëxtrapoleerde waarde , naar Brouwer & v. d. Schaaf (2002)

Voor de palen bij Wijdewormer, geplaatst in de zandlagen met conusweerstanden van gemiddeld 6 MPa, blijkt dat met de waarde van αs = 0,012 minder dan de helft van de optredende schachtweerstand berekend wordt. De palen bij de Betuwelijn laten bij een berekening met afsnuiting en een αs = 0,012 een lagere schachtweerstand te geven dan in werkelijkheid optreedt, terwijl de niet afgesnoten waarden met αs = 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 αt = 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 Kh-waarden genoemd van

GEOTECHNIEK

11

SEPTEMBER 2019

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 Kh-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 limietwaarden van 12 en 15 MPa en de bevestiging van hogere ontwerpwaarden op basis van αs = 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 αs = 0,012 i.p.v. 0,008. Bij deze één-staps-hoge druk-injectie micropalen, die voornamelijk voor


funderingsherstel gebruikt worden is dit in de praktijk over het algemeen moeilijk, en zeer kostbaar 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 grouthoeveelheden zou hiertoe kunnen dienen.

Figuur 7 –

Qc vs. τs;gem IRS palen in zand- en grindlagen (naar Bustamente & Doix, 1985) met resultaten

τs;gem

uit Tabel 2.

Afsnuiten van de conusweerstand In het Werkdocument Verborgen Veiligheden (Deltares, 2012) wordt de afsnuiting van de conusweerstand bij het berekenen van de schachtwrijving besproken en wordt gesteld dat verhoging 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/m2. Voor de Nederlandse situatie stelt Te Kamp (1977) voor om een limiet waarde voor de schachtwrijving te stellen op 120 kN/m2, hetgeen voor een αs = 0,008 overeenkomt met een maximale conusweerstand van 15 MN/m2 en 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/m2 beschreven. Deze waarnemingen en de analyse van de paaltesten in dit artikel suggereren, dat, in tegenstelling tot geprefabriceerde en stalen palen, voor gegroute palen, en met name onder hoge druk injectie, hogere limietwaarden voor de schachtwrijving 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 oppervlakken. 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 teruggerekende waarden voor coëfficiënt van horizontale grondspanning Kh van 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/m2 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 gemiddelde conusweerstand van Qc = 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 ontwerp 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. Toch wordt tevens gesteld, dat er sprake kan zijn 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 aantoonbaarheid van de consistentie bij de installatie van de in de grond gevormde paal en de te volgen ontwerpvoorschriften. Dit laatste is bij de één-staps-hogedruk-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 99971:2016 resulteert een Rc;d = 210 kN, hetgeen overeenkomt met 45% van de werkelijke geotechnische bezwijkwaarde. De capaciteit van de paal wordt hiermee niet uitgenut, terwijl het gedrag van de paal in de grond uit de verplaatsingbelas-

GEOTECHNIEK

12

SEPTEMBER 2019

ting grafiek een veel groter veilig belastinggebied laat zien, bij een geringe verticale verplaatsing. Tot een belasting van ca. 350 kN is het de schachtwrijving die het draagvermogen levert, waarna de puntweerstand een deel van de belasting over gaat nemen. Bij het berekenen van de verticale verplaatsing van de paal wordt volgens Eurocode 7, NEN 9997-1:2016 (fig. 7.j en 7.o) een sb = 25 mm berekend voor een Rs;cal = 108 kN hetgeen door de onjuiste verhouding tussen de werkelijk optredende 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 optredende bezwijkmechanisme bij deze palen in aanmerking 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 geotechnische 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 draagvermogen en de verticale verplaatsing.


Figuur 8 – Belastingverplaatsing grafiek van paalbelastingproef (druk) bij Wijdewormer.

In het CUR rapport 2008-2 wordt gerefereerd aan het gebruik van EEM voor ontwerp van funderingen 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 modelonzekerheid tot uitdrukking gebracht kan worden met een (reken)modelfactor model als stochastische variabele vergelijkbaar met die voor materiaalparameters, geometrische grootheden en belastingen. 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 99971:2016 voldoende ruimte te bieden voor het ontwerp van funderingspalen met behulp van EEM. In Artikel 7.4.1 (1) wordt aangegeven, dat de resultaten 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 onzekerheidsmarge en het gebruik van een modelfactor daartoe. 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 vergelijkbare ervaring, zoals gedefinieerd in 1.5.2.2, waarbij in paragraaf (2), teneinde de veiligheid te garanderen, het gebruik van een modelfactor aangegeven 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-stapshoge-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 αs = 0,008 en afgesnoten waarden voor Qc tot 65 % minder dan de werkelijke optredende schachtwrijving berekend wordt. Voor de proeven bij de Betuwelijn ligt deze waarde op ca. 60 %, waarbij moet worden aangetekend, 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 Kh = 2 tot 3. Deze opspanning doet tevens de sterkte en elasticiteitswaarden van de grond toenemen. Het vereiste van afsnuiting van de conusweerstand voor de berekening van de schachtweerstand tot Qc waarden van 12 en 15 MPa lijkt voor éénstaps-hoge-druk-injectie micropalen tot overdimensionering te leiden. Laboratoriumproeven en paalbelastingproeven op onder hoge druk met

GEOTECHNIEK

13

SEPTEMBER 2019

grout geïnjecteerde micropalen bevestigen dit. Het installatieproces en de belasting van de één-staps-hoge-druk-injectie micropalen lijkt adequater gesimuleerd te kunnen worden met een Eindige Elementen Modellering. Voor het toepassen 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. Voorzien is tevens paalinstallatieproeven, met verschillende diameters schroefpunten, uit te voeren met zorgvuldige monitoring van het schroefproces en groutinjectie. Na paalbelastingproeven 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 Ymodel 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, Funderingsaspecten 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 Veiligheden t.b.v. CUR-Cie C193 “Draagvermogen funderingspalen”. - 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 funderingen op palen in zand, Fugro Sondeer Symposium. - Laumen, T.G.M., 2017, Strain softening for micropiles 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. 쎲


Ir. B.T. van Meekeren Antea Group, Heerenveen, Geotechnisch adviseur.

BAYESIAANSE REGRESSIE TER BEPALING VAN KARAKTERISTIEKE STERKTES 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 proevenverzamelingstool op de site van Helpdeskwater een rol. Na invoer van de data worden automatisch alle bijbehorende statistische eigenschappen per grondsoort 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 sterkteparameters 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 statistiek 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 schuifsterkte en daarmee de cohesie.

‘Het cohesie probleem’ Gedraineerde sterkte wordt in de Nederlandse praktijk bepaald door middel van laboratoriumproeven, zoals triaxiaalproeven en DSS-proeven. De analyse hiervan is beschreven in [Lit. 3]. Samenvatting is dat de proefresultaten een puntenwolk geven. De specialist trekt vervolgens een gemiddelde 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” (a1) en “intercept” (a0). De vervolgstap is het bepalen van veilige waarden, lees: karakteristieke parameters. De proeven-

Figuur 1 – Stappenschema binnen Bayesiaanse statistiek. Per stap staan de variabelen waarmee de statistiek dichter bij de fysische realiteit is gebracht.

GEOTECHNIEK

14

SEPTEMBER 2019

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 betrouwbaarheidsinterval is EQ2 met als invoerwaarde  2 = 0. Geen van de voorgaande trendlijnen gaan exact door alle meetpunten. Er bestaat rondom iedere trendlijn 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 karakteristieke 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 proevenverzameling met spreidingsreductie als vergelijking EQ2 met als invoerwaarde  2 = 0,25. Zodra gebruik wordt gemaakt van lineaire regressie, is de analyse gebonden aan de kaders van lineaire regressie. Deze neemt alle mogelijke trendlijnen mee, ook als die een negatieve schuifsterkte 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,


SAM E N VAT T I N G 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.

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

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 statistiek die zowel rekening houdt met regressie als toepasbaar is voor regionale proevenverzamelingen. Zodat op deze manier invulling kan worden gegeven aan “het cohesie probleem”. Deze zoektocht 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 rekenwerk overnemen, neemt de toepassing en gebruiksvriendelijkheid 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 geïnterpreteerd worden dat de software een arbitraire helling en intercept neemt. Als de arbitraire waarden goed passen bij de data, dan worden deze bewaard. Zo niet, dan worden de waarden verworpen. 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, generative 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

Figuur 2 – Vergelijking tussen lineaire regressie en Bayesiaanse statistiek.

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 aangescherpt worden, bijvoorbeeld: ’ < 450. Specifieke kennis betreft het toepassen van Bayesian updating, zoals het gebruik van kennis uit andere proevenverzamelingen. Dit is reeds beschreven in [Lit. 1].

Statistische herstructurering Het generative model is het model waar de parameters 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

GEOTECHNIEK

15

SEPTEMBER 2019

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 inwendige 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 onzekerheden 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 3 – Helling en intercept van alle 4000 trendlijnen volgens lineaire regressie en Bayesiaanse statistiek.

punt ligt halverwege de meetdata. Uit de analyse van de karakteristieke ondergrenzen 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.

Tabel 1 - Karakteristieke sterkteparameters bepaald met meerdere statistische methoden

Nr. Kansverdeling

1 2 3a

Bayesiaans Normaal Normaal

3b

Lognormaal

4a

Normaal

4b

Lognormaal

5a

Normaal

5b

Lognormaal

kar

Bron standaarddeviaties

C’kar [kPa]

[°]

Direct uit data Direct uit data Alsof data multistage is

5,8 2,4 -8,3

20,5 24,0 7,4

0,3

12,7

2,5

Uit 2, met extrapolatie

1,8

20,5

5,6

3,8

20,6

7,5

Uit 2, zonder extrapolatie

4,2

20,5

8,0

4,9

20,6

8,6

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 karakteristieke ondergrens voor een regionale proevenverzameling. 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 verwaarloosbaar (<0,3 kPa). EQ5. 15% ondergrens:

Schuifsterkte bij ’v = 10 [kPa] 9,5 6,8 -7,0

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 karakteristieke 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, a1gem = 0,40 ≈  ’= 24o. • Lineaire regressie: a0lin;kar = 2,1 kPa, a1lin;kar = 0,40 ≈  ’= 24o. • Bayesiaanse regressie: a0bay;kar = 5,4 kPa, a1bay;kar =0,35 ≈  ’= 20o. Te zien is dat de gemiddelde trendlijn voor lineaire regressie en Bayesiaanse regressie hetzelfde is. Het interval met karakteristieke waarden verschilt tussen beide statistiekvormen. Het interval van Bayesiaanse statistiek is smaller bij lage spanningen en breder bij hoge spanningen. Het omslag-

GEOTECHNIEK

16

SEPTEMBER 2019

Verschil tussen beide methodes is zichtbaar bij lage en hoge spanningen. Het traject van het “cohesie probleem” ligt bij lage spanningen. Dit deel is doorslaggevend bij stabiliteitsberekeningen 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 spanningen van  ’ = 10 kPa ligt de karakteristieke sterkte daardoor 2,8 kPa hoger, wat een toename is van 45% in de sterkte. Er is een stabiliteitsberekening 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 stabiliteitsfactor 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 lineaire regressie. Het ontstaan van negatieve waarden voor de cohesie heeft te maken met de waarschijnlijke trendlijnen 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-


aanse regressie verdeeld over de intercept en de helling, daardoor is de standaardfout van de cohesie afgenomen tot gemiddeld 30%.

Vergelijking met andere methodes 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 laboratoriumdata. Maar deze methoden hebben als voordeel dat de statistiek eenvoudiger is en dat de lognormale verdeling toepasbaar is. Bij methode 3a en 3b zijn de data per drie gegroepeerd 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 regressie. In Excel geeft het commando “Linest” voor de intercept en de helling de gemiddelden en standaarddeviaties. 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 intercept. 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 regressie 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 regelmaat 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 uitgangspunten heeft. Dit leidt per definitie tot zeer lage schuifsterktes bij lage spanningen. De Bayesiaanse statistiek is ten opzichte van CUR2008-2 uitgebreid 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 genuanceerd. 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 spanningen 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 stabiliteitsberekeningen. De Bayesiaanse rekenwijze is opgenomen in een R-script. Dit is op aanvraag (kostenloos) verkrijgbaar bij de auteur.

Literatuurlijst [Lit. 1] Calle, E. Et al (2008) Representatieve waarden voor grondparameters in de Geotechniek; Geotechniek April; blz. 24-29. [Lit. 2] CUR (2008) Van onzekerheid naar betrouwbaarheid; CUR2008-2; ISBN: 978-90-376-0509-9 [Lit. 3] TAW (1988) Leidraad cel- en triaxiaalproeven; par 2.4. [Lit. 4] TAW (2001) Technisch Rapport Waterkerende 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. 쎲

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. Lammermarktgarage

Trondheim 22 - 24 Barendrecht

www.besix.nl

+31 (0)180 64 19 90 nederland@besix.com

/company/besix-nederland/

GEOTECHNIEK

17

SEPTEMBER 2019


COLUMN PRIKKEN IN KLEI (5)

GROND IN DE HAND HOUDEN

Piet Lubking

Figuur 1 a-b-c Manipulatieve proefjes: indrukken van de vinger, de duim of de duimnagel in een klei-oppervlak.

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, waarneembare 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 beschrijven’.

Figuur 2 – Voorbeeld van de bepaling van de consistenties aan de hand van manipulatieve proeven.

Manipulatieve proefjes De termen die voor de beschrijving van de consistentie worden gehanteerd zijn doorgaans ontleend aan simpele manuele proeven, die beschreven staan in een identificatie- en/of classificatiesysteem. De aanduiding van de consistentie komt in de meeste gevallen tot stand door kwalitatieve bepaling van de kracht die nodig is om het materiaal 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 weergegeven in de tabel van figuur 2. Er bestaan talrijke nationale en internationale identificatie- en classificatiesystemen met soortgelijke kwalitatieve sterkten of consistenties, respectievelijk proefbeschrijvingen. Omdat de consistentie-aanduidingen 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’consistentieindex’ gehanteerd ofwel’relatief watergehalte’, dat wil zeggen het watergehalte ten opzichte van twee gedefinieerde watergehalten, de vloeigrens wL en de uitrolgrens wP van 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 IC [-] wordt gedefinieerd als: IC = (wL - w) / (wL - wP) Daarin is w het natuurlijke of aangetroffen watergehalte van de klei. Soms wordt in plaats van de consistentie-index IC de liquiditeitsindex IL gebruikt; de definitie daarvan luidt: IL = (w- wP) / (wL - wP) = 1 - IC Beide grootheden IL en IC kunnen worden opgevat

GEOTECHNIEK

18

SEPTEMBER 2019

als’relatief watergehalte’, dat wil zeggen watergehalte 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 achtereenvolgens diverse cruciale stadia van vochtigheid worden bereikt: - de vloeigrens (Engels: liquid limit) wL , ofwel het watergehalte dat de overgang markeert van de vloeibare fase naar de plastische fase; - de kleefgrens (Engels: sticky limit) wSt , 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 werktuigen) - de uitrolgrens (Engels: plastic limit) wP, ofwel het watergehalte dat de overgang markeert van de plastische fase naar de halfvaste fase; - de krimpgrens (Engels: shrinkage limit) wS, 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 constant, maar vullen de poriën zich deels met lucht, waardoor krimp en scheurvorming ontstaan. De watergehalte-range van vloeigrens tot uitrolgrens representeert de zogenoemde plasticiteitsindex IP; 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 uitvoeringspraktijk manifesteert - de sterkte: de ongedraineerde schuifsterkte bij


COLUMN

Figuur 4 – Verbanden tussen consistentie- (of liquiditeits-)index en ongedraineerde schuifsterkte voor verstoorde natuurlijke kleien.

Figuur 3 – Verband tussen volume en watergehalte van een klei, inclusief de condities waarin de klei kan verkeren op basis van het watergehalte.

vloei- en uitrolgrens - de toestand: de fysische conditie waarin de klei verkeert - de consistentie: de getalswaarden van de consistentie-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 schuifsterkte cu is gerelateerd aan het heersende watergehalte w volgens de betrekking: w + B. log cu = constant. Daarin is B een constante. Diverse onderzoekers hebben aangegeven dat bij de vloeigrens (de overgang van vloeibaar naar plastisch) de ongedraineerde schuifsterkte cu voor alle kleisoorten gelijk is: cu ≈ 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: cu ≈ 150 - 200 kPa. Daardoor geldt: wL + B. log cuL = wP + B. log 100 cuL , waarin cuL de sterkte bij de vloeigrens voorstelt. Hieruit volgt dat B = 0,5 (wL - wP) = 0,5 IP, zodat w + 0,5 IP. log cu = constant. Dat betekent dat er voor elke specifieke kleisoort (met een bepaalde plasticiteitsindex IP) een halflogaritmisch verband bestaat tussen relatief watergehalte (watergehalte ten opzichte van vloeigrens en uitrolgrens) en ongedraineerde schuifsterkte. Het relatieve watergehalte wordt daarbij uitgedrukt als de consistentie-index of als de liquiditeitsindex. Een en ander kan worden afgebeeld door een curve die het verband tussen sterkte en consistentie (of liquiditeit) weergeeft: bij de vloeigrens (IC = 0 of IL = 1) bedraagt de ongedraineerde

Figuur 5a-b – Voorbeelden van tabellen met correlaties van consistentie en sterkte.

schuifsterkte circa 1,5-2 kPa, bij de uitrolgrens (IC = 1 of IL = 0) circa 150-200 kPa. In figuur 4 is een aantal van dergelijke betrekkingen uit de literatuur ingetekend; zie de getrokken rode lijnen. In de geotechnische praktijk blijken de meeste verstoorde, normaal-geconsolideerde, natuurlijke kleien een verband te vertonen tussen sterkte en consistentie als weergegeven in het groen-gekleurde gebied van figuur 4.

Tabellen met correlaties Binnen de geotechnische, bodemkundige en geologische disciplines bestaan voor klei talloze officiële en inofficiële correlaties van kwalitatieve sterkte-aanduidingen of consistenties en kwantitatieve sterkte-ranges; zie bijvoorbeeld de tabellen van figuur 5a+b. Ten opzichte van elkaar laten dergelijke tabellen kleinere of grotere verschillen zien voor wat betreft omschrijvingen respectievelijk getalswaarden van ongedraineerde schuifsterkte of consistentie. In sommige modernere systemen zijn de beschrijvende consistentie-aanduidingen als’soft’ of’stiff’ vervangen door kwalitatieve sterkte-aanduidingen, die de relatieve grootte van de sterkte-range vertegenwoordigen, bijvoorbeeld:’extremely low’ (cu < 10kPa),’very

GEOTECHNIEK

19

SEPTEMBER 2019

low’ (cu = 10-20 kPa),’low’ (cu = 20-40 kPa), ’medium’ (cu = 40-75 kPa),’high’ (cu = 75-150 kPa) en’very high’ (cu =150-300 kPa). Bovendien worden de tabellen soms aangevuld met kwantitatieve sterkte-ranges in termen van penetratieweerstand, bijvoorbeeld van de conusweerstand qc in 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 ongedraineerde 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 gehanteerd. 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


VRA AG & ANT WOORD

CGF 1 EXAMEN, DEEL C, MAART 2019 Tabel 1 - Berekeningsresultaten

Sondering

Punt

Schacht

qc;I

qc;II

qc;III

qc;z;a

[-]

[MPa]

[MPa]

[MPa]

[MPa]

1

10,1

9,6

8,3

9,9

2

9,5

9,1

7,7

9,4

3

11,3

10,8

7,6

10,5

4

9,8

9,3

8,2

9,5

Situatie in doorsnede en globaal boorprofiel.

p = 0,7, s = 0,010,  = s = 1,0, 3 = 1,28, 4 = 1,03 (4 sonderingen, niet stijve fundering) en  t = 1,2.

Op een recent aangelegd industrieterrein wordt

Voor de uitgevoerde sonderingen zijn draagkracht-

een nieuw bedrijfspand gerealiseerd. Het pand

berekeningen gemaakt voor geprefabriceerde

krijgt twee bouwlagen, beslaat een oppervlak van

betonpalen 350 x 350 mm met een paalpuntniveau

Voor alle 4 sonderingen mag worden aangenomen

ca. 25 x 25 m en wordt niet onderkelderd.

van NAP –20  m. Hieruit (zie tabel 1) blijkt het

dat F nk;d = 200 kN.

volgende: Op de locatie zijn 4 sonderingen met kleefmeting

Toetsing van de UGT A mag vereenvoudigd worden

uitgevoerd tot een diepte van ca 25 m. Het maai-

Verder is met betrekking tot het ontwerp van de

gedaan door er van uit te gaan dat wordt voldaan

veld ligt gemiddeld op een niveau van NAP -3 m.

paalfundering het volgende gegeven:

indien geldt: R c;net;d – F nk;d > F c;d

Vraagstuk C1: (15 punten)

Vraagstuk C3 (5 punten)

Bereken per sondering de maximale puntweer-

Bereken het gewicht van de grondmoot G1 uit

stand R b;cal;max;i en schachtwrijving R s;cal;max;i.

figuur 1. Bereken vervolgens de totale horizontale

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-

Bereken vervolgens per sondering de totale maxi-

actieve druk F ea;a tegen de keermuur bij de

grondwaterstand op de bouwlocatie bevindt zich

male paaldrukweerstand R c;cal;max;i. Schrijf hier-

maximale vulling volgens figuur 1. Het volume

op ca. 1 m– maaiveld (NAP –4 m).

voor de formules voor q b;max;i en q s;max;i uit en vul

gewicht van het opgeslagen materiaal is 20 kN/m3.

de berekende waardes per sondering in tabel 2 in.

De hoek van inwendige wrijving van het opgesla-

zakelijk om het pand op palen te funderen. De

gen materiaal

Naast het nieuwe bedrijfspand wordt een 3 m hoge L-vormige keermuur gerealiseerd voor de opslag van grondstoffen. De afstand tussen het bedrijfspand 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.

Tabel 2 - Uitkomsten berekeningen Sondering Rb;cal;max;i Rs;cal;max;i [-]

[kN]

[kN]

Op de palen worden funderingsbalken aangebracht, waarop een systeemvloer met afwerklaag wordt geplaatst. De constructeur heeft op basis van de gewichtsberekening een voorlopig palenplan gemaakt en aangegeven dat de maximale rekenwaarde van de paalbelasting F c;d ca. 700 kN zal bedragen.

= 30o. De wandwrijvingshoek

tussen het opgeslagen materiaal en de betonnen

=

Rc;cal;max;i

keermuur

[kN]

coëfficiënt

1 2 3 4 Gemiddeld

20o. Voor de actieve grond-druk-

van

het

opslagmateriaal

Vraagstuk C4 (5 punten) Benoem 5 geotechnische risico’s voor dit project die ontstaan wanneer de keermuur naast het bedrijfspand op staal wordt gefundeerd.

Vraagstuk C2: (10 punten) Bereken voor deze groep sonderingen de karakteristieke waarde van de paaldrukweerstand Rc;k en de rekenwaarde van de paaldrukweerstand Rc;d. Bereken tenslotte de rekenwaarde van de netto paaldrukweerstand (Rc;net;d) voor deze groep sonderingen en toets of aan de voorwaarde voor Uiterste Grens Toestand (UGT) A wordt voldaan.

GEOTECHNIEK

geldt

kea;a = 0,33.

Omdat het industrieterrein verder nog onbebouwd is worden er geprefabriceerde betonpalen geheid.

20

SEPTEMBER 2019


VRA AG & ANT WOORD

Antwoorden Antwoord C2

Antwoo rd C1 q b;max;i = 1/2 x p x

 x s (((q c;I + qc;II)/2) + q c;III)

R c;k = Min ( (1.455 / 1,28) ; (1.387 / 1,03) ) R c;k = Min ( 1.137 ; 1.347 ) ––––> R c;k = 1.137 kN

R b;max;i = q b;max;i x A paal q s;max;i =

s x q c;z;a

R s;max;i = q s;max;i x O paal x L

R c;d = 1.137 / 1,2 = 948 kN

Sondering Rb;cal;max;i

Rs;cal;max;i

Rc;cal;max;i

[-]

[kN]

[kN]

[kN]

1

778

693

1.471

2

729

658

1.387

3

800

735

1.535

4

761

665

1.426

Antwoord C3

Gewicht grondmoot: G1 = 3,0 x 2,0 x 20 = 120 kN/m1. Horizontale actieve druk: Max. horizontale spanning t.p.v. teen keermuur = 3,0 x 20,0 x 0,33 = 19,8 kN/m2. Horizontale belasting: F ea;a = 1/2 x 3,0 x 19,8 = 29,7 kN/m1.

R c;k = R c;k /  t

Tabel 2 - Uitkomsten berekeningen

Gemiddeld

R c;k = Min ( (R c;cal) gem / 3 ; (R c;cal) min / 4

R c;net;d = R c;d – F nk;d R c;net;d = 948 – 200 = 748 kN Toetsing Uiterste Grens Toestand A R c;net;d > F c;d ? > 700 kN akkoord! 748 kN ––––

Antwoord C4 • Bovenmatige zetting keermuur. • Scheefstand / instabiliteit keermuur.

1.455

• Ongelijkmatige maaiveldzetting tussen bedrijfspand en keermuur. • Verhoogde negatieve kleef op paalfundering bedrijfspand. • Horizontale belasting door grondverplaatsing op paalfundering bedrijfspand.

Een stabiele basis begint bij Jetmix 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

Oudsas 11, Werkendam T. 0183 505666 E. inffo@jetmix.nl o@jetm o

GEOTECHNIEK

21

SEPTEMBER 2019


Ir. Stéphane Marichal Verantwoordelijke Studiedienst Infrastructuur, BESIX Infra

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 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 Scheldekruising (naast de bestaande Kennedytunnel en de Liefkenshoektunnel) die de linker- en rechteroever verbindt. Dit plan is nu geüpdatet tot een gemeenschappelijk 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 Routeplan 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 Antwerpen) (4) Op Rechteroever wordt de ring ondertunneld en ingesleufd (afbraak viaduct van Merksem) zodat

een maximale overkapping wordt mogelijk gemaakt. Het onderwerp van dit artikel bevindt zich in zone 4 (figuur 1).

Situering van het project Voorafgaand aan de hoofdwerken van de Oosterweelverbinding dienen een aantal voorbereidende werken uitgevoerd. Dit omvat o.a. het op grote diepte heraanleggen van nutsleidingen en leidingenkokers 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 voorbereidende werken gecombineerd met de heraanleg van de Noordersingel. In dit artikel wordt gefocust op de voorbereidende

Figuur 1 – Overzicht van de voorkeursvariant voor de Oosterweelverbinding. Bron: www.oosterweelverbinding.be

GEOTECHNIEK

22

SEPTEMBER 2019

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 grondige kennis van de ondergrond noodzakelijk.

Grondlagenopbouw Figuur 3 toont de meest relevante sondering ter hoogte van de bouwput. Hierop worden de volgende 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 donkergroen tot grijsgroen, meestal fijn tot middelmatig fijn, glauconietrijk (rond 25%) zand en werd gevormd 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


SAM E N VAT T I N G SAM E N VAT T I N G 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

zuiveringsstation mogelijk te maken werd in het oorspronkelijke ontwerp een sifonconstructie voorzien in de kokerleiding  onder de  Aquafinleiding 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 mobiliteit 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 onmogelijk verplaatst kan worden. Dit alles wordt samengevat op figuur 4. Rekening houdend met al deze randvoorwaarden op figuur 4 is de uitvoering van een sifonconstructie 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 zanden (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.

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.

Figuur 2 – Overzichtsplan van de werken aan de Schijnpoort en de Noordersingel. ©ROTS

Figuur 3 – Grondlagenopbouw 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: oorspronkelijke beschoeiingsdiepte. Roze lijn: aangepaste beschoeiingsdiepte door optimalisatie.

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 kleimineralen 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

GEOTECHNIEK

23

SEPTEMBER 2019


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, verdichtingswerken, heiwerken, kunnen heel wat problemen opleveren. 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, terwijl 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 voorhand 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  Aquafinleiding is niet eenvoudig te realiseren. De problematiek van bemaling in glauconiethoudende zanden (mogelijke verstopping van de afvoerleidingen van de bemaling door ijzerafzettingen).

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 scenario’s te analyseren en te bekijken hoe deze op te vangen tijdens de effectieve uitvoering.  Zo werden oplossingen bedacht voor de verschillende hierboven genoemde problemen en andere eventuele restrisico’s die zouden kunnen voortkomen uit de gekozen uitvoeringsmethode. De meest relevante worden samengevat in tabel 1. Rekening houdend met de risico’s werden verschillende 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 uitgraving 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 eenvoudig 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 gronden in combinatie met de moeilijke waterdichting maken het beperken van de invloed van de bemaling 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 uiteindelijke 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 gegarandeerd en er dus ook invloed optreedt naar buiten toe, is een beperking van de invloed van de bemaling 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 4 – Dwarsprofiel en bovenaanzicht van de uit te voeren kokers met aanduiding van de problematiek.

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.

GEOTECHNIEK

24

SEPTEMBER 2019


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 wapening in de bouwput, de wapening van de constructie, de  invloed van de  grondwaterverlaging, etc.  Vooral dit laatste is een belangrijke  factor door de nabijheid van het  Aquafin  zuiveringsstation 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 doorlatendheid k (uitgaande dat de verticale doorlatendheid identiek is aan de horizontale doorlatenheidscoëfficiënt). Het hoekig verloop valt te verklaren door het beperkte aantal rekenpunten en de stopcriteria voor de zettingsberekeningen.

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 voorzichtigheid!)

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 beschikbare 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 zanderige grond was het echter wel mogelijk om de grond te laten opzuigen. Dit vereenvoudigde en versnelde de uitgraving onder en rond de Aquafinleiding (figuur 6).

• SOILMIXMOTEN DEELS ONDER DE BUIS De waterdichtheid onder de koker kon niet gegarandeerd worden, maar door de uitvoering van de bouwput met soilmixmoten (figuur 7) werd het wel mogelijk om de opening onder de koker te beperken. De cuttersoilmixmachine is immers in staat om ook op diepte zijdelings te bewegen. Voorzichtigheid 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 Aquafinleiding mogelijk te maken.

Figuur 8 – De fasering van de constructie.

GEOTECHNIEK

25

SEPTEMBER 2019


Figuur 9 – Aanduiding van de zaagsneden en verstevigingselemeneten op de bestaande buis. De zaagsneden werden uitgevoerd onder een kleine helling om vastklemmen 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.

• VERANKEREN VAN DE LOSSE BUISELEMENTEN De bestaande buis werd doorgezaagd en verwijderd 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 geprefabriceerde koker in de put neergelaten en aangestort. Dit alles werd uitgevoerd bij droog weer, zodat het risico van de afvoer van het rioleringswater 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 bevatten meer wapening. Ook werd de ruimte rondom de geplaatste betondelen opgevuld met zandcement. Op deze manier werkte de constructie zelf deels als schoring, zodat de wapening in de beschoeiing gereduceerd 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 voorbereiding, de risicoanalyse en de goede samenwerking tussen de verschillende partijen in het project.

GEOTECHNIEK

26

SEPTEMBER 2019

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 (Masterplan 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 - Geotechnical Engineering for Infrastructure and Development. 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. 쎲


GEOTECHNIEK

27

SEPTEMBER 2019


GEOTECHNIEK

28

SEPTEMBER 2019


GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

n h i c ek e t EDITION OF ONAFHANKELIJK VOOR OSPECIAL NAF HA NKE LIJK VAKBLAD V A KTHE BL ADUTCH DV OO R INDEPENDENT JOURNAL GEOTECHNIEK HET GEOTECHNISCHE WERKVELD GE O TE CHNISCHE W ERK V ELD

17 TH EUROPEAN CONFERENCE ON SOIL MECHANICS & GEOTECHNICAL ENGINEERING REYKJAVIK ICELAND HARPA CONFERENCE CENTRE 1-6 SEPTEMBER 2019

YOU WANT TO REACH THE DUTCH AND BELGIAN GEOTECHNICAL MARKET? ADVERTISE IN GEOTECHNIEK! FOR MORE INFORMATION MAIL TO: INFO@UITGEVERIJEDUCOM.NL PREVIOUS EDITIONS ON WWW.VAKBLADGEOTECHNIEK.NL


GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

30

SEPTEMBER 2019


THIS SPECIAL EDITION OF GEOTECHNIEK IS POWERED BY:

KIVI Engineering Society P.O. Box 30424 2500 GK Den Haag The Netherlands Tel. 0031 (0)70 391 99 00 www.kivi.nl

Waterpas 98 2495 AT Den Haag Tel. 0031 (0)88 255 62 64 info@allnamics.eu

www.allnamics.nl

IJzerweg 4 8445 PK Heerenveen The Netherlands Tel. 0031 (0)513 63 13 55 www.apvandenberg.com

Haven 1025 Scheldedijk 30 2070 Zwijndrecht Belgium Tel. 0032 (3)250 52 11 www.deme-group.com

Boussinesqweg 1 2629 HV Delft Tel. 0031 (0)88 335 82 73 www.deltares.nl

Industrieweg 3 8531 PA LEMMER The Netherlands Tel. 0031 (0)514 588 000 info@drukpaal.nl www.drukpaal.nl

Eijkelkamp GeoPoint SoilSolutions B.V. Rijksstraatweg 22-F 2171 AL Sassenheim Tel. 0031 (0)71 301 92 51 www.eijkelkamp-geopoint.com

Veurse Achterweg 10 2264 SG Leidschendam The Netherlands Tel. 0031 (0)70 311 1333 www.fugro.com

Limaweg 17 2743 CB Waddinxveen The Netherlands Tel. 0031 (0)182 640 964 www.profound.nl

Esperantolaan 10A B-8400 Oostende Belgium Tel. 0032 (59) 55 00 00 www.soetaert.be

P.O. Box 812 3300 AV Dordrecht The Netherlands Tel. 0031 (78) 654 62 00 info@vsf.nl www.vsf.nl

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

31

SEPTEMBER 2019


CONTENTS

33 PNEUMATIC SINKING 2.0, OR 'HOW DEEP CAN YOU SINK (FROM A GEOTECHNICAL PERSPECTIVE)' IR. B.J. ADMIRAAL

39 AN OTHER STEP CLOSER TO A 3D DIGITAL PL AN T ERIK CLAASSEN

42 MACHINE LEARNING FO R FO RECASTING RAINFALL-INDUCED L ANDSLIDES F. S. TEHRANI / G. SANTINELLI / M. HERRERA

47 PILE PUSHING METHOD T H E B E S T O F B OT H WO R L D S SANDRO KATERBERG / HARRIE DIETEREN / GUIDO MEINHARDT / TAHL TEKOFSKY

51 IT IS WARMER, BUT ARE OUR ROAD EMBANKMENTS STILL SAFE? MARIA LUISA TACCARI / VAHID GALAVI / FARAZ SADEGHI TEHRANI / AHMED ELKADI

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

32

SEPTEMBER 2019


Ir. B.J. Admiraal Volker Staal en Funderingen

PNEUMATIC SINKING 2.0, OR ‘HOW DEEP CAN YOU SINK (FROM A GEOTECHNICAL PERSPECTIVE) ’ 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 combination 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.

Figure 1 – New Kattwyk Bridge sinking location, Hamburg. GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

33

SEPTEMBER 2019

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 surveyed 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


SUMMARY 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.

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

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.

Table 1 Description of the soil structure at the pier locations Stratum

SW pier [m below standard zero] River bed -9.8 +/- 0.7 Backfill material N/A

River sand

-11.2 +/- 0.6

NE pier [m below standard zero] -12.1 +/- 0.5 -13.9 +/- 0.3

-14.7 +/- 0.6

Melt water sand -19.3 +/- 0.9

N/A

Basin silt

-30.9 +/- 2.2

-19.1 +/- 0.6

Basin sand

-37.3 +/- 0.1

-36.5 +/- 0.5

Soil description

Sand with mussel shells and with varying peat, silt and rubble content. H2S was clearly released from the samples. Varying silt, peat, wood, shells and sludge content. Possibly strong gravel and stone content with silt layers. Predominantly compacted. 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. Fine sand with a varying silt and clay content. Also strata with lignite. Predominantly qc up to 25 MPa.

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. Therefore, 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 including the edges of the cuts of the pier was made on a pontoon near the quay at that time and subsequently 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 installation of water cannons and a pump as conventionally 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!

Figure 2 â&#x20AC;&#x201C; New Kattwyk Bridge impression.

Figure 3 â&#x20AC;&#x201C; Building the concrete pier suspended from bars.

Sinking method Sinking caissons and certainly pneumatically is not a very well-known technique in the world of foun-

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

34

SEPTEMBER 2019


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' (decompression 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 insight 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 professional 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 Netherlands 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 chamber under the caisson. After atmospheric lockingin 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 every 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!

Figure 4 â&#x20AC;&#x201C; Phasing of the bridge pier realisation.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

35

SEPTEMBER 2019

As already said, however, working under an overpressure 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 development 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 experience 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


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 excavators 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

Figure 5 â&#x20AC;&#x201C; Pier sinking situation. Figure 6 â&#x20AC;&#x201C; Excavation arm in the working chamber.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

36

SEPTEMBER 2019


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.

Figure 7 â&#x20AC;&#x201C; Remotely controlled excavation.

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.

Figure 8 â&#x20AC;&#x201C; Stones and rocks - a mountain of obstacles.

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 equipment 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 phases 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 predrilling. 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 stones and rocks that had consolidated to a significant degree. Jetting the soil loose was not really possible, 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.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

37

SEPTEMBER 2019

To conclude 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 cofferdam with the risks that this entails is not required. Techniques to realise deep cofferdams have evolved 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 measuring 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! ě&#x17D;˛


Traditional and basic if possible but innovative and advanced when necessary. 85(QHHGTUEWUVQOOCFGCPFEQUVGH¯EKGPVHQWPFCVKQPUQNWVKQPUYJKEJ¯VKPKVU environment. That is our workmanship!

1H¯EG  2JQPG 'OCKN +PVGTPGV

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

38

SEPTEMBER 2019

    

&QPMGT&W[XKUYGI$.&QTFTGEJV0. 21$QZ#8&QTFTGEJV0.    KPHQ"XUHPN YYYXUHPN


Erik Claassen

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.

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-todate 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 Netherlands. 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 specialised 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 Claassen 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.”

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 Since the digital twin provided by SITE-SPOT is built on a high-resolution, 3D laser scanned dataset, 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 survey tools enable users to make geography-based selections from the central database 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 benefit 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 maintenance, work planners can easily determine precise asset location without leaving the office. Up-todate insights can pinpoint locations where work is needed and help to ensure it is completed safely and efficiently, for example, by planning suitable

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

39

SEPTEMBER 2019

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 fingertips 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


To T o fi find nd out out more more fugro.com/site-spot fu gro.com/site-spot

Professional Pile TTesting esting e Equipment and a Geotechnical Monitoring Systems

YYOUR OUR O INNO INNOVATIVE VATIVE T PARTNER PAARTNER IN:

VVibration ibration Monitoring

Pile Integ Integrity rity ty TTesting eesting

Structural Structural Monitoring

Groundwater Monitoring

Geotechnical Monitoring

PDA/DLT PD A/DLLT

M More information: information: Profound BV | TTel. eel. +31 (0)182 640 964 | sales@profound.nl | www www.profound.nl w..profound.nl

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

40

SEPTEMBER 2019

OVER 50 YEARS WORLDWIDE EXPERIENCE


Creating land for the future

SOLUTIONS FOR GLOBAL CHALLENGES

DEME PROVIDES:

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.

Dredging and land reclamation Marine and offshore energy solutions Infra marine solutions Environmental solutions Fluvial and marine resources

DEME Haven 1025, Scheldedijk 30 • B-2070 Zwijndrecht, Belgium T +32 3 250 52 11 • info.deme@deme-group.com • www.deme-group.com

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

41

SEPTEMBER 2019


F. S. Tehrani Deltares, Delft

G. Santinelli Deltares, Delft

M. Herrera Delft University of Technology, Delft

MACHINE LEARNING FOR FORECASTING RAINFALL-INDUCED LANDSLIDES landslides (Segoni et al., 2018), hence the outcome suffers from geographical biases. To overcome the limitations of the conventional landslide forecasting 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 rainfallinduced 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 landslides 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.

Figure 1 â&#x20AC;&#x201C; Sierra Leone landslide in 2018.

Figure 2 â&#x20AC;&#x201C; Landslide forecasting framework of this study.

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

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

42

SEPTEMBER 2019

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 landslide 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


SAM E N VAT T I N G SUMMARY 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.

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

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 landslides 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.

Figure 3 – Accumulated rainfall for the filtered landslide events based on TRMM3B42: (a) Short term and (b) long term.

Figure 4 – DEM properties for the filtered landslide events based on SRTM: (a) Slope and (b) Elevation relief.

Figure 5 – Soil fraction for the filtered landslides.

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 Mission (SRTM, 2000) was used to obtain topo-graphical 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-geomechanical response of slopes to rainfall. Therefore, estimating the soil composition of hillslopes can potentially enhance the predictability of rainfall-induced landslides.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

43

SEPTEMBER 2019

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


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 controlling factor that can highly influence the stability of natural slopes and therefore play a vital role in predicting landslides. Leaves control soil moisture through evapotranspiration and roots can mechanically reinforce soil particles and increase shear strength of soil compound by increasing the matric suction. Therefore, 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 Regression (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-

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

Figure 6 â&#x20AC;&#x201C; NDVI before landslide occurrence for the filtered landslides.

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 p of landslide and the triggering and controlling factors (predictors or features) can be expressed using the sigmoid function: (1)

where z = w0 + w1x1+ w2x2+ w3x3+ ... + wnxn is a linear combination of predictors x1 to xn, w0 is the intercept or bias of the model, and wi (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 imbalanced landslide and non-landslide events which can influence the performance of any ML algorithm. 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 combination of triggering and controlling factors (model features) were built. Table 1 shows the combination 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.

Figure 7 - Accuracy of logistic regression model in classifying landslides and non-landslides.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

44

SEPTEMBER 2019

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


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 landslide/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 datadriven 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. Meteorology and atmospheric physics, 98(3-4), 239-267. - Hengl, T., de Jesus, J. M., Heuvelink, G. B., Gonzalez, M. R., Kilibarda, M., BlagotiÄ&#x2021;, A., ... & Guevara, M. A. (2017). SoilGrids250m: Global gridded soil information based on machine learning. PLoS one, 12(2), e0169748.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

45

SEPTEMBER 2019

- 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. Geomorphology, 285, 16-27-267. - Segoni, S., Piciullo, L., & Gariano, S. L. (2018). A review of the recent literature on rainfall thresholds for landslide occurrence. Landslides, 1-19. - Sun, Q., Miao, C., Duan, Q., Ashouri, H., Sorooshian, S., & Hsu, K. L. (2018). A review of global precipitation 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. ě&#x17D;˛


Sandro Katerberg A.P. van den Berg GeoTechnology

Harrie Dieteren CRUX

PILE PUSHING METHOD

Guido Meinhardt CRUX

Tahl Tekofsky Drukpaal.nl

THE BEST OF BOTH WORLDS 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 experiences 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.

Introduction Traditionally, driving of precast piles has been 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 regulations and environmental considerations the various methods that form the pile in the ground have grown in popularity. The downside of these methods 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 highquality 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 foundations in inner city areas. Drukpaal.nl is a company within the IJB-Groep. The pile pushing rig that Drukpaal.nl uses is supplied 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 hydraulic 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 environmental requirements, while also fitting T-Worksâ&#x20AC;&#x2122; rigs with a data acquisition system. Since late

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

46

SEPTEMBER 2019

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.


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 (αp) 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 penetration test that would make it possible to set the correlation factors (ξ ) at 1.0.

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.

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 comparisons 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 existing 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 (αp) 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).

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

47

SEPTEMBER 2019

Pushing force prediction Given the piling method, it is important to accurately 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 (αp) of 1.0 instead of 0.7, while pile tip strain (qb;max) is not capped at 15 MPa.


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 determined 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 concrete piles into the soil is based on local displacement of soil under the pile tip, the partial resistance factors (γb and γs ) and correlation factors (ξ) are set at 1.0. The total pushing force (Rc;k;total) needed is determined per level based on: Rc;k;total = Rpile tip + Rshaft 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 establish a relation between the actual pushing 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 (Rc;d i.e. excluding negative skin friction) out against the calculated required pushing force in the sand (designated as Rc;k;sand) for each sub-area/CPT (Cone Penetration 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 pushed 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 measured. Therefore, figure 3 plots the pushing forces measured (force data recording) for two piles out against the predicted pushing force.

Figure 3 – Calculated versus measured pushing force (top: total; bottom: in the sand).

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

48

SEPTEMBER 2019

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 measured 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 actual values measured. Load-bearing capacities calculated 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 approximately 780 kN and 900 kN respectively. The negative 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 (αp) with this piling method is more likely to be 1.0 rather than the 0.7 from the


Figure 4 â&#x20AC;&#x201C; Calculated versus measured pushing force (top: total; bottom: in the sand).

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 characteristics of auger piling systems. These latter systems do, however, require extra effort in terms of quality 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 successively. 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 assessment through a risk analysis. In principle, the rig can push a pile positioned as close as approximately 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

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

49

SEPTEMBER 2019

piling depth (pile tip level) is therefore recommended. 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 CPTâ&#x20AC;&#x2122;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 infrastructure 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. ě&#x17D;˛


Prefab pile foundations without vibrations

+31(0)514 56 8000

Drukpaal.nl is part of the IJB Group

P.O. Box 210

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

50

I

8530 AE Lemmer

SEPTEMBER 2019

I The Netherlands


Maria Luisa Taccari Deltares

Vahid Galavi Deltares

Faraz Sadeghi Tehrani Deltares

Ahmed Elkadi Deltares

IT IS WARMER, BUT ARE OUR ROAD EMBANKMENTS STILL SAFE? Extreme events and climate change Climate changes predictions for the Netherlands indicate increased frequency or intensity of extreme 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 Meteorological 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 intense 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. Rainfall 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 permeability of the soil and its shear strength, plays an important role in the slope failure process. Modelling the unsaturated zone, through the correct determination of saturated hydraulic conductivity and soil-water retention curve, is of main importance [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 thermohydro-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

Figure 1 – Collapse of a road embankment after heavy rain along the highway A74 near Venlo, the Netherlands. Photo by Fer Traugott [10].

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

51

SEPTEMBER 2019


SUMMARY 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

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 dehydrated 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 initiation 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-

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.

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, respectively. To that end, a series of fully coupled hydromechanical 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 obtain a representative case, data obtained from practice have been used. The hydraulic properties of the soil are described with SoilWater 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 scenario 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

Figure 2a â&#x20AC;&#x201C; Geometry of the road embankment (top) and FE mesh (bottom) used in the analysis. Figure 2b â&#x20AC;&#x201C; 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.

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

52

SEPTEMBER 2019


Table 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

Summer [m/day]

Duration Intensity – current Intensity – WH 2085

Phase 1 longer duration rain 1 week 0.0078 0.0071

Phase 2 extreme precipitation 2 hours 1.54 2.24

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.

Current climate without cracks

Climate scenario around 2085 without cracks

Current climate with cracks

Climate scenario around 2085 with cracks

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).

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 reference period 1981-2010 with a year to year variation 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 calculation 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 procedure. Figure 3 shows the safety factor, which is calculated 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 temperature and prolonged periods of drought can cause long-term soil drying. The effect of soil desiccation with largest impact on the stability of geotechnical

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

53

SEPTEMBER 2019

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 desiccation 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-


tates the infiltration of water, leading to significant decreases in the effective stress and corresponding 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 contribute 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 determining 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 properties 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-intensity precipitation of long duration and sequentially 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 conductivity 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 development 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 geotechnical infrastructure: a review. (2015). Environmental Geotechnics, pp. 166-174. 3. Briggs, K.Ml., Loveridge, F.A and Glendinning,

S. (2017). Failures in transport infrastructure embankments. Engineering Geology, pp. 107-117. 4. Birhan, Kenaglu Melih, et al. (2018). Effect of Unsaturated Soil Properties on the Intensity-. Teknik Dergi, 30 (2). 5. Robinson, Joe Dylan and Vahedifard, Farshid (2016). Weakening mechanisms imposed on California’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 Engineering. 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.] 쎲

COLOPHON

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL P.O. Box 25296 3001 HG Rotterdam The Netherlands

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.

Publisher: Mr. Robert P.H. Diederiks Tel. 0031 (0)10 425 6544 info@uitgeverijeducom.nl www.uitgeverijeducom.nl © Copyrights Uitgeverij Educom September 2019

Please find previous editions of Geotechniek at: www.vakbladgeotechniek.nl

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

54

SEPTEMBER 2019


GEOTECHNICAL EXPERTS

PILE TESTING EXPERTS





YOUR PARTNER IN



 

PILE TESTING AND GEO-





 



 

GEOTECHNICAL EQUIPMENT

  

  

TECHNICAL ENGINEERING

DESIGN & CONSULTANCY INDEPENDENT EXPERT ASSESSMENT MONITORING VIBRATORY DRIVING & IMPACT DRIVING DRIVE-ABILITY STUDIES ONSHORE & OFFSHORE

www.allnamics.eu

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

55

SEPTEMBER 2019


High quality, innovative CPT equipment Eijkelkamp GeoPoint SoilSolutions is the leading Dutch manufacturer of CPT cones and equipment. Known for quality, accuracy and user-friendliness. The products that get the results you need! We offer an extensive range of innovative and practical survey equipment, developed to obtain very accurate and detailed geotechnical data. Passionate about CPT, our team is able to develop innovative solutions for every CPT challenge. Se Service lead times őɡƜɱǗȫɡʀࡊőȚƉʸƜžőȚɱʗɖɖȫɡʀˁȫʗǂɡȫȔȫǂ˛žƜɱʸȫɡȂƉʸǠƉƜࡑ al equipment equipm ment Geotechnical „ Inclinometers „ Piezometers „ Extensiometers

CPT Cones „ Digital CPT(u) „ SonicCPT „ Vision CPT (Videocone) „ Seismic CPT „ Magnetometer „ Environmental CPT

Meet Meet the e diff difference fe erence

CPT units Rig „ Compact CPT R „ Drill’n CPT

T +31 71 301 925

GEOTECHNIEK ECSMGE 2019 SPECIAL

E inffo@eijk o elkamp-geopoint.com

56

SEPTEMBER 2019

I www.eijkelkamp-geopoint.com


Integrra aa aal team

BAM BAM Infraconsult Infraconsult b bvv | P Postbus ostbus 268 | 2800 AG Gouda Gouda | T Tel. el. (0182) 59 05 10 | info@baminfraconsult.nl info@baminfraconsult.nl | www.baminfraconsult.nl www.baminfraconsult.nl

www.baminfraconsult.nl

GEOTECHNIEK

57

SEPTEMBER 2019


Onze kracht benutten

Keller Funderingstechnieken B.V. Europalaan 16 · Postbus 757 2400 AT Alphen aan de Rijn Nederland Telefoon +31 17 24 71-798 r.looij@kellergrundbau.com

OOMS-VOEG

Voor uw funderings-en grondwater opgaven 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 ! www.keller-funderingstechnieken.nl

Kwaliteit met zeker zekerheid heid

Toepassing T To o oepassing van de Ooms-voeg bij bruggen, viaducten en tunnels voordelen heeft voor delen voor beheerder, beheer der, gebruiker en omwonende. De eerste voeg is toegepast in 2003 op de A50 en de be-techniek heeft zich be andere wezen op tal van ander e plaatsen in Nederland.

editatie Geaccr editeerd sinds 2005 door de Raad voor Accr Geaccrediteerd Accreditatie als type A onafhankelijke inspectie-instelling op basis van de en 7020, RvA A registratie registratie I188 voor het uitvoer NEN-ISO/IEC 17020, uitvoeren van inspecties bij: ‡Aanleg ‡

van onder onder-- en bovenafdichtingen van stortplaatsen

‡Aanleg ‡

van een werk waarin IBC-bouwstof wor dt toegepast wordt

protocol AS6901 voor protocol ijdens ‡T ‡ Tijdens

de gebr uiksfase van een IBC-werk voor pr otocol gebruiksfase protocol

AS6902

• Reductie van geluid en trillin trillin-gen geeft comfort en minder omgevingshinder • Geen spoorvorming maakt het wegdek veilig kosteneffectiviteit • Hoge kostenef fectiviteit doordat door dat onderhoud niet nodig is

‡/HYHQVGXXURQGHU]RHNRSNXQVWVWRͿ ‡ /HYHQVGXXURQGHU]RHNRSNXQVWVWRͿROLHHQODVYHUELQGLQJHQ ROLHHQODVYHUELQGLQJHQ

Inspectie in het werk

Meer informatie: www.ooms.nl/specialismen www .ooms.nl/specialismen www.struktonciviel.nl www .struktonciviel.nl

GEOTECHNIEK

+31 30 244 1404

58

SEPTEMBER 2019

Testen Testen e op het werk

Beproeven in het laboratorium

www.eqc.nl www.eqc.nl


JAARGANG 23 NUMMER 3 SEPTEMBER 2019

kunst O NAF HA NKE LIJK VAKBLAD V A K BL A D ONAFHANKELIJK VO O R GEBRUIKERS VAN VA N VOOR GE OK UNSTST OFFEN GEOKUNSTSTOFFEN

EROSIEBESCHERMING MET GEOKUNSTSTOFFEN GEOKUNSTSTOFFEN EN HET MILIEU


GEOKUNST WORDT MEDE MOGELIJK GEMA AK T DOOR:

Sub-Sponsors

De collectieve leden van de NGO zijn:

Low & Bonar Westervoortsedijk 73 6827 AV Arnhem Tel. +31 (0) 85 744 1300 Fax +31 (0) 85 744 1310 info@lowandbonar.com www.lowandbonar.com

CDR International BV, Rijssen Cofra B.V., Amsterdam Deltares, Delft Enviro Quality Control BV, Maarssen Fugro NL Land B.V., Leidschendam Genap BV, ‘s Heerenberg Geopex Products (Europe) BV, Gouderak GeoTec Solutions BV, Den Dungen. GID Milieutechniek, Velddriel Huesker Synthetic BV, Den Dungen InfraDelft BV, Delft

NAUE GmbH & Co. KG Gewerbestr. 2 32339 Espelkamp – Germany Tel. +49 5743 41-0 Fax +49 5743 41-240 info@naue.com www.naue.com

Mede-ondersteuners TenCate Geosynthetics Netherlands BV Europalaan 206 7559 SC HENGELO service.nl@tencategeo.com www.tencategeo.eu

Enviro Quality Control B.V. Daalseweg 1-B 3611 AA Oud-Zuilen Tel. +31 (0)30 244 1404 mail@enviro-quality-control.nl www.eqc.nu

Ooms Construction / Strukton Civiel Scharwoude 9 1634 EA Scharwoude Tel. +31 (0)229 54 77 00 info@ooms.nl www.ooms.nl

Intercodam Infra BV, Zaandam Juta Holland BV, Oldenmarkt Kiwa NV, Rijswijk Kwast Consult, Houten Low & Bonar, Arnhem Movares Nederland BV, Utrecht Naue GmbH & Co. KG, Espelkamp-Fiestel Ooms Civiel BV, Avenhorn Prosé Geotechniek BV, Leeuwarden Quality Services BV, Bennekom Robusta BV, Genemuiden S&P Clever Reinforcement Company Benelux, Aalsmeer T&F Handelsonderneming BV, Oosteind Ten Cate Geosynthetics Netherlands BV, Nijverdal Tensar International, ’s-Hertogenbosch Terre Armee BV, Waddinxveen Vulkan-Europe BV, Gouda Witteveen + Bos, Deventer

EnkaGrid® & EnkaMat® Grondwapening en erosiebescherming bij waterkeringen en dijkversterkingen

Low & Bonar Westervoortsedijk 73, 6827 AV Arnhem | T +31 85 744 1300 lowandbonar.com/civilengineering | civilengineering@lowandbonar.com


VA N D E R E D A C T I E BESTE GEOKUNST LEZERS, Op 6 juni organiseerde de NGO alweer de 8e creatieve sessie met het thema ‘Erosiebescherming met geokunststoffen’. Dit maal op een bijzondere locatie: op het strand van Kijkduin. De deelnemers van opdrachtgevers, aannemers, ingenieursbureaus, leveranciers en kennisinstituten werden ’s ochtends bijgepraat door diverse sprekers over de theoretische kennis van erosiebescherming. Vervolgens mochten ze zelf in teamverband aan de slag met de uitvoering van praktijkproeven op het strand en het bedenken van vernieuwende erosiebeschermingsconstructies, die natuurlijk beproefd gingen worden. Na deze levendige praktijktests konden de teams de opgedane theoretische en praktische kennis toepassen bij de uitwerking van twee projectcases. De uitkomst van de projectcases werd door de teamcaptains gepresenteerd, gevolgd door een plenaire discussie over de creatieve uitwerkingen. De middag werd traditioneel afgesloten met een leuke netwerkborrel. In het levendige artikel van Suzanne, Adam, Rijk, Wim, Piet, Paul en Edwin is het verloop van de workshop met achtergronden toegelicht. De leden van de commissie Innovatie en Kennisoverdracht van NGO hebben wederom een voortreffelijk dag georganiseerd en we kijken nu al uit naar de editie van volgend jaar! In een artikel van Jurjen van Deen, Wim Voskamp en Adam Bezuijen wordt ingegaan op de actualiteit van geokunststoffen en het milieu. In deze tijd wordt u als toepasser van geokunststoffen geconfronteerd met de vraag: al dat plastic dat jullie in de grond stoppen, kan dat zomaar? 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 met z’n allen een verantwoorde toepassing van geokunststoffen nastreven voor de komende 50 tot 100 jaar. Veel leesplezier met deze GeoKunst,

Erik Kwast Eindredacteur GeoKunst

COLOFON Geokunst wordt uitgegeven door de Nederlandse Geotextielorganisatie. Het is bedoeld voor beleidsmakers, opdrachtgevers, ontwerpers, aannemers en uitvoerders van werken in de grond-, weg- en waterbouw en de milieutechniek. Geokunst verschijnt vier maal per jaar en wordt op aanvraag toegezonden.

Eindredactie Tekstredactie Redactieraad

Productie

GEOKUNST

E. Kwast J. van Deen A. Bezuijen P. van Duijnen M. Dus̆kov S. van Eekelen P. ter Horst Uitgeverij Educom

61

SEPTEMBER 2019

Een abonnement kan worden aangevraagd bij: Nederlandse Geotextielorganisatie (NGO) info@ngo.nl www.ngo.nl


dr. ir. Suzanne van Eekelen Voorzitter NGO Commissie: Innovatie en Kennisoverdracht (I&K), Deltares

prof. dr. ir. Adam Bezuijen Gent universiteit, Deltares

ing. Rijk Gerritsen ir. Wim Voskamp Lid NGO Commissie I&K, Voskamp Business Low & Bonar / Consultancy Enka Solutions

ing. Piet van Duijnen ing. Paul ter Horst ing. Edwin Zengerink Lid NGO Commissie I&K, Lid NGO Commissie I&K, Lid NGO Commissie I&K, Geotec Solutions Tensar TenCate

EROSIEBESCHERMING MET GEOKUNSTSTOFFEN Inleiding

Filters met geokunststoffen

Waterstroming, wind en regen nemen grond mee (erosie) en laten het elders weer los (sedimentatie). 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 decennia fors zal stijgen is een enorme versterkingsoperatie nodig voor de kustverdediging. Door (extreme) regenval en stromend water kan ook in het binnenland erosie optreden.

In een eerste presentatie vertelde Adam Bezuijen over filters, een belangrijk onderwerp in de waterbouw. Geokunststoffen spelen daarin een grote rol, zo belangrijk zelfs dat men geotextiel vroeger ‘filterdoek’ noemde. Adam schetste de ontwikkeling 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 geokunststoffen 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

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 geokunststoffen te delen organiseerde de NGO hierover een studiedag, de achtste alweer, op een onstuimige maar zonovergoten dag op het strand bij Kijkduin.

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.

GEOKUNST

62

SEPTEMBER 2019

ontwikkeld over de levensduur van geokunststoffen 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 doorlatendheid en de openingsgrootte van belang, in verhouding tot de korrelgrootte van het granulaire materiaal dat moet worden vastgelegd. De doorlatendheid van een geokunststof constructie wordt sterk beïnvloed door het granulaire materiaal dat boven en onder het geokunststof wordt toegepast; in veel gevallen wordt de doorlatendheid van geokunststof hierdoor veel kleiner dan de gemeten doorlatendheid van alleen het geokunststof. 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


SAM E N VAT T I N G

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.

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.

K,

Figuur 3b – Zeewering met filterconstructie, Midden-Oosten [Low & Bonar].

Figuur 3a – De Nederlandse kust: dynamisch kustbeheer [Technisch Rapport Duinafslag TRDA, 2006]. Figuur 3c – Duinvoetbescherming met geokunststof zakken, North Carolina USA [PIANC 2011].

Figuur 3d – Krib, kern gemaakt van geokunststof zakken. Maroochy, Queensland, Australia [Restall et al., 2002]. Foto 3e – Geotextiele tubes als taludbekleding [PIANC 2011].

Foto 3f – Afdekking van een Geotube TenCate USA.

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 ontwikkelingen in Nederland in de afgelopen decennia. De Nederlandse zandkust kent een evenwicht tussen duinafslag tijdens hoog water en storm-

GEOKUNST

63

SEPTEMBER 2019

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


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 zeespiegelstijging 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 geokunststoffen 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, kustbeschermingen en bescherming tegen ontgrondingen naast vaste constructies. Ook kunnen pijpleidingen op de zeebodem met blokkenmatten of betonmatrassen afgedekt worden. Tegenwoordig worden ook vaak geocontainers gebruikt om onderwater golfbrekers te maken. Deze golfbrekers dempen de golfhoogte en zorgen voor vermindering van kustafslag.

Binnenlandse erosiebescherming bij waterkeringen en taluds Ook binnen Nederland kennen we erosieuitdagingen door extreme regenval en hoge rivierwaterstanden. 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 (progressieve erosie/afschuiven) en/of aangrenzende constructies. De erosie-condities zijn maatgevend om te bepalen welke typen 3D-erosiematten of geocellen toepasbaar zijn. Erosiematten inzaaien geeft een groen talud en een grote erosiebestendigheid. ‘Hydromulching’ kan de graszode vorming versnellen. Hierbij worden erosiematten gevuld met een mengsel van zaden, gronddeeltjes en, voedingsstoffen (figuur 4a). Voor zwaardere condities bestaan erosiematten gevuld met steenslag, gebonden met bitumen (figuur 4b). Rijk benadrukte het belang van een juiste samenstelling

Foto 4a – 3D-erosiemat (Enkamat) met hydromulching; verankering met het wortelstelsel [Profile].

Foto 4b – Zware 3D erosiemat (Enkamat A20) gevuld met steenslag/bitumen en begroeiing door de mat (Low & Bonar).

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).

GEOKUNST

64

SEPTEMBER 2019


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 mogelijkheid is de toepassing van betonblokkenmatten (figuur 4d).

Proeven Het ontwerpen van afdichtingen is één, de praktische 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 golfgoot 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 golfoploop echt significant. Dat was goed te zien:

Figuur 5 – De proefopstelling

Figuur 6a-b – Links: de proefbakken, rechts:

met golfgoot en proefbak met een van de proefmodellen.

het winnende team: André van Hoven (Deltares), Perry Groenewegen (RHDHV) en Folkert Reitsma (Provincie Fryslân).

Figuur 7 – Golfbelasting.

GEOKUNST

65

SEPTEMBER 2019

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 gebruikten een glad geo-


Figuur 8a – Teelaarde in 3D mat: talud bleef heel, wel veel overslag.

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.

Figuur 8d – Zandzakken en grind

membraan (folie). Dit schuift van het talud af onder golfbelasting. De taludbekleding van het winnende team (8b) bestond uit een glad folie en daarboven 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 geotextiel. 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 bediscussieerd.

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.

GEOKUNST

66

SEPTEMBER 2019

Team 1 beoordeelde het talud als stabiel, tenslotte 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 omgeving paste. Team 2 ving aanvullend ook nog het regenwater bovenaan de helling op, wat de oorzaak van taluderosie deels wegneemt. Team 3 en 4 maakten er een steile-wand-constructie van met gewapende grond. Team 3 creëerde hierdoor 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. Team 4 koos daar voor een ondoorlatende mat met een polymeer gel. Team 5 koos voor een goedkope steile oplossing: een antiworteldoek met veel ankers en daaroverheen een hedera (klimop). Onderaan het talud legden ze een drainagebuis met een steenbestor-


Figuur 9 – Case 1. Erosieprobleem in Limburg.

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.

Figuur 10 – Case 2. Erosie kustgebied.

Wim Voskamp merkte op dat de 3D structuurmatten 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 zeespiegelstijging. 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 innovatieve 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 afstemming 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 helmgras, zodat de bescherming tegen erosie optimaal is. Andere teams gaven de voorkeur aan ‘building with nature’, en gingen voor dynamisch kustbeheer. 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 vooren 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!

GEOKUNST

67

SEPTEMBER 2019

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 proefkisten. Deltares en de Universiteit van Gent leverden de cilinders en de opstelling voor de erosieproeven. Rijk Gerritsen, Adam Bezuijen en dagvoorzitter 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! 쎲


ir. Wim Voskamp Voskamp Business Consultancy

dr. J.K. van Deen Deltares

prof. dr. ir. Adam Bezuijen Universiteit Gent en Deltares

GEOKUNSTSTOFFEN EN HET MILIEU Inleiding Waarom gebruiken we kunststoffen in de grond? Kunststoffen hebben een aantal plezierige eigenschappen 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 gewapende grond, funderingswapening of paalmatrassen, 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 aangescherpt: 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 weggegooid op straat, in groengebieden of in het water. Het gaat dan om PET-flessen, plastic boodschappentasjes en boterhamzakjes, maar ook nylon trossen die overboord gaan, visnetten die blijven hangen aan obstakels onder water en wegwaaiend 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 geokunststoffen. 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 milieubelastend ontwerp kan worden verkregen. Desalniettemin zal er oog moeten zijn voor de mogelijkheden 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 ontmanteling 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 samengestelde materialen (geocomposieten) als drainage-

Figuur 1 – Zorgvuldige uitvoering bij het aanbrengen van EPS (let op de draglineschotten tegen het wegwaaien) (bron Kwast e.a., GeoKunst, december 2018).

GEOKUNST

68

SEPTEMBER 2019


SAM E N VAT T I N G 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?”

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),. polyvinylalcohol (PVA), polystyreen (EPS) (piepschuim) en nog een paar. De polymeren hebben verschillende chemische samenstellingen en reageren daarom verschillend op omgevingsfactoren. Om de eigenschappen van het polymeer te verbeteren worden additieven aan het polymeer toegevoegd zoals anti-oxidanten, carbon black, thermische stabilisatoren en andere. Het toevoegen van slechts enkele % van een additief kan grote invloed hebben op de levensduur van een geokunststof. Het belangrijkste 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 (zuurstof) 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 kortetermijnbelastingen met name tijdens inbouw/ installatie (en bij verwijderen!), anderzijds langetermijneffecten 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 uitgebreid op in (Wiewel en Lamoree, 2016). Zij concluderen dat meer onderzoek naar de potentiële gevaren gedaan zou moeten worden en suggereren meer gebruik te maken van (natuurlijk afbreekbare) biopolymeren. Voor veel civieltechnische toe-passingen waar een langdurige functionaliteit 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.

Figuur 2 – Gronddrukontlasting met geotextiel leidt tot een veel lichtere betonconstructie en navenant geringere CO2 footprint (foto: Huesker Geosynthetic)

Op macro-schaal doen leveranciers van geokunststoffen 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 langeduurtesten (jaren) met geotextiel onder trekspanning gedaan worden. Ook is er het nodige bekend over de effecten van (herhaalde) dynamische belastingen op geotextielen, zij het door aardbevingen of onder (spoor)wegen en machinefundaties (EBGEO (2011), sectie 12). Om experimenteel de aantastingssnelheid door chemische processen te kunnen bepalen zijn kunstgrepen mogelijk. De temperatuur 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 10⁰C is daarmee terug te brengen tot een testperiode in de orde van weken of van maanden bij 90⁰C. Afhankelijk van welke reactie bepalend is voor de veroudering is een andere optie om de zuurstofdruk te verhogen of in een wateromgeving agressieve stoffen toe te voegen. Door metingen te doen bij verschillende temperaturen, zuurstofdrukken en concentraties wordt het verband tussen de factoren duidelijk en kun je extrapoleren naar normale omstandigheden.

GEOKUNST

69

SEPTEMBER 2019

Al dit onderzoek is primair gericht op het behoud van de functionaliteit van het geokunstststof. Als het gaat om de milieubelasting van het uitloogpercolaat, gaat het er met name om of er zich toxische of andere schadelijke 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 Altlastenverordnung voor 17 anorganische stoffen en 10 organische stoffen (BBodSchV, 1999). De producten 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 eigenschappen in het laboratorium beproefd worden. Wanneer blijkt dat de eigenschappen sneller


Figuur 3 – Autoclaaftest voor langeduurgedrag (bron: Dr M. Boehning BAM 6.6).

achteruitgegaan zijn dan volgens het levensduurmodel was aangenomen, kan tijdig worden ingegrepen. 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 materiaal 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 ontmantelen van constructies en het scheiden van grondstoffen (circulair bouwen). In de uitvoering van grondwerk moet de aannemer de werkmethode zodanig kiezen dat hiermee het scheiden en verwijderen 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 dergelijke aandacht in het ontwerp- en uitvoeringsproces 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 werkzaamheden door onbekendheid geen rekening wordt gehouden met de aanwezigheid van geokunststoffen in de grond. In de “sloop”fase bij renovatie treden soortgelijke risico’s op maar daar is het proces in principe beheerst. Resten geotextiel kunnen ten gevolge van andere werkzaamheden in de afgraafstroom terechtkomen. Bijvoorbeeld, 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

GEOKUNST

70

SEPTEMBER 2019

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 documentatie 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 veronderstelt 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 geokunststoffen op het milieu zijn er twee kanten aan de medaille. Er treedt enige uitloging van additieven op, en bij onvoldoende beheersing van de stofstroom kan materiaal in de grond achterblijven na de functionele levensduur. Zoals opgemerkt is de uitloging bij de toegepaste, goed gestabiliseerde kunststoffen verwaarloosbaar en is het tweede een zaak van goed management. Daarnaast hebben geokunststoffen grote milieuvoordelen 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-


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 ecologische footprint (de productie van cement is een notoir grote bron van CO2, staalproductie evenzeer), 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 CO2 emissie bij verschillende bouwmethoden wordt vergeleken (Frischknecht 2012, IVG 2015). Hierbij zijn berekeningen uitgevoerd voor de milieubelasting van vier verschillende traditionele ontwerpen en ontwerpen met gebruik van geokunststoffen: een filterconstructie (stortsteen), een wegconstructie (fundering), een drainagelaag op een stortplaats, en een grondkerende constructie. Omdat civieltechnische constructies vaak eenmalig van karakter 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 CO2 uitstoot. Bij wegfunderingen is de winst minder maar nog

steeds orde 30% CO2. 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 geokunststoffen 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 grondstoffen- 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 geokunststoffen, van installatie tot verwijdering, kan in hoge mate voorkomen dat het materiaal ongecontroleerd in het milieu terechtkomt. Documentatie, kwaliteitsbewaking bij de verwijdering en het expliciet meenemen van verwijderingskosten bij nieuwbouw/renovatie kunnen daarbij goede elementen zijn.

GEOKUNST

71

SEPTEMBER 2019

Referenties - BIS, https://www.bureauleiding.nl/bis-buizeninzamelsysteem, geraadpleegd 20-05-2019. - CUR 243: Greenwood, J.H., Schroeder, H.F., Voskamp, W., Durability of Geosynthetics, second edition, SBRCUR net, CRC Press, February 2016. - EBGEO (2011), Recommendations for Design and Analysis of Earth Structures using Geosynthetic Reinforcements, German Geotechnical Society, Ernst&Sohn GmbH & Co. KG, https://www.scribd. com/document/263370144/EBGEO. - Frischknecht, Rolf, Matthias Stucki, Sybille Büsser, 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 Erdund 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 composition, application and ecotoxicology - A review, Journal of Hazardous Materials 317 (2016) 640–655. 쎲


YOUR KNOWLEDGE PARTNER IN GEOSYNTHETICS

Europalaan 206 7559 SC Hengelo Nederland

+31 (0)546 544 811 geonederland@tencategeo.com www.tencategeo.nl

twitter: @tencate_geo_nl

GEOTECHNIEK

72

SEPTEMBER 2019


Bij het uitbrengen van geotechnisch advies kijken wij altijd naar de opgave van onze opdrachtgever. RPS is thuis in: stabiliteitsberekeningen, grondverbeteringen, zettingsprognoses, plaxisberekingen, haalbaarheidsstudies en meer. Benieuwd naar ons volledige aanbod?

rps.nl

GEOTECHNIEK

73

SEPTEMBER 2019


Website Vakblad Geotechn Nu alle edities online te lezen! Gemakkelijk artikelen terugvinden met de zoekmachine! Plaats in GEO+ pdf-publicaties in hoge resolutie, inclusief uw logo. Wilt u uw doelgroep direct en beter bereiken? Vacatures plaatsen? Wordt Member! Vraag naar de mogelijkheden via info@uitgeverijeducom.nl


hniek vernieuwd! www.vakbladgeotechniek.nl


Profile for Uitgeverij Educom

Geotechniek - september 2019  

Jaargang 23 nummer 3 september 2019. Onafhankelijk vakblad voor het Geotechnische werkveld

Geotechniek - september 2019  

Jaargang 23 nummer 3 september 2019. Onafhankelijk vakblad voor het Geotechnische werkveld

Advertisement