Geotechnik 01-2012 (sample copy) by Ernst & Sohn

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik

35. Jahrgang März 2012 ISSN 0172-6145 21756

Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

- Setzungen bei EPB-Vortrieben - Polymerlösungen zur hydraulischen Stützung - Bemessung von Steinschlagschutzdämmen - Stabilität der Tunnelbrust durch räumliche Tragwirkung - Aktueller Stand der geotechnische Normen - Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in weichen Böden

Inhalt

Im Süden Bulgariens wurde 2007–2010 ein neuer Staudamm am Fluss Vatscha gebaut. Dadurch bleibt die alte, den Fluss entlang laufende Talstraße unter Wasser und eine neue, bis zu einigen 100 m hangaufwärts versetzte Trasse von 11 km Länge musste gebaut werden. Sie verläuft in steiler Hanglage mit unstetigem, teils problematischem geologischen Aufbau. Außerdem ist die Region seismisch aktiv. Als optimal erwies sich aus ökonomischer, landschaftlicher, ökologischer und bautechnisch-logistischer Sicht, sowie in puncto Seismik eine Variante mit 22 geogitterbewehrten Stützwänden von bis zu 20 m Höhe, 10:1 Frontneigung ohne jegliche Bermen und einer Gesamtlänge von ca. 2 km. Als Bewehrung kamen flexible Geogitter der Familie Fortrac® T zum Einsatz und als Außenhaut das System Muralex® (mit Steinverfüllung). Die neue Strecke wurde termin- und budgetgerecht im Sommer 2010 für den Verkehr freigegeben. So zeigte sich wieder einmal, dass geogitterbewehrte Wände mit entsprechend gestalteter Außenhaut hochadaptive, optimierte Lösungen erlauben. (Foto: Huesker/Siehe ferner auch Beitrag auf Seite A6)

geotechnik 1

Editorial 1

Jürgen Grabe Segen und Fluch der Normung

Roland Jörger Eurocodes in der Geotechnik – Ein echter Fortschritt Fachthemen

Nico Michael Ruse, Henning Schwarz Beurteilung der Setzungen bei EPB-Vortrieben der Metro L9 Barcelona

Hennning Lesemann, Norbert Vogt Untersuchungen zur hydraulischen Stützung mit Polymerlösungen

Robert Hoffmann, Michael Mölk Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

Georgios Anagnostou The contribution of horizontal arching to tunnel face stability Berichte

35. Jahrgang März 2012, Heft 1 ISSN 0172-6145 (print) ISSN 2190-6653 (online)

Bernd Schuppener, Volker Eitner, Wolf-Rüdiger Linder, Thomas Richter, Franz-Reinhard Ruppert, Jens Zurborg Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen

Jimmy Wehr, Katja Maihold Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2

Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG www.ernst-und-sohn.de

peer reviewed journal: Die „Fachthemen“ in geotechnik werden vor der Veröffentlichung von mindestens zwei unabhängigen Fachleuten begutachtet.

Rubriken 66 69 70 71 73 76 78 79

DGGT-Mitteilungen Persönliches Tagungsberichte CBTR-Nachrichten Dissertationen 2011 geotechnik aktuell Firmen und Verbände Termine Produkte und Objekte

A5 A12 A21

Naturgefahrenabsicherung Abdichtung und Injektion Stellenmarkt

www.wileyonlinelibrary.com, die Plattform für das geotechnik Online-Abonnement

Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Editorial

Segen und Fluch der Normung Das Ziel der neuen Normengenerationen ist eine Vereinheitlichung der Normen innerhalb Europas. Dieses Jahr tritt der EC 7 für alle in Kraft und mit ihm die entsprechenden nationalen Anwendungsdokumente. In 2012 sollen auch die darauf abgestimmten Empfehlungen des Arbeitskreises Baugruben unter der Leitung von Professor Hettler und des Arbeitsausschusses Ufereinfassungen unter meiner Leitung neu erscheinen. Die Empfehlungen des Arbeitskreises Pfähle unter der Leitung von Professor Kempfert sind bereits seit Januar 2012 in zweiter Auflage verfügbar. Stellvertretend für alle, die an der europäischen und nationalen Normung ehrenamtlich gearbeitet haben, sei Herrn Schuppener an dieser Stelle herzlich für sein unermüdliches Werben und Engagement für die Sache gedankt. In die neuen Normen und Empfehlungen gehen die neuesten, abgesicherten Erkenntnisse ein. So enthalten beispielsweise die Empfehlungen des Arbeitskreises Pfähle der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik ein neues Kapitel zur Bemessung von Pfählen unter zyklischen Lasten. Damit wird eine wichtige Lücke geschlossen, denn die Gebrauchstauglichkeit und Tragfähigkeit von Pfählen unter zyklischen Lasten aus Wellen und Wind waren bisher eher in der Wissenschaft behandelt worden. Nun werden diese Kenntnisse unter anderem zur Dimensionierung von Gründungen von Windkraftanlagen in der Nord- und Ostsee benötigt. Die neuen Empfehlungen gehen nach einer Einspruchsfrist vom Stand der Wissenschaft und Technik in die anerkannten Regeln der Technik über. Der planende und prüfende Ingenieur bekommt damit eine dringend benötigte Regelung an der er sich orientieren kann, was ein Segen ist. Mancher hat über die Normenflut der letzten Jahrzehnte schon geflucht. Die Normung ist mittlerweile sehr umfangreich – es heißt es seien an die 5.000 Seiten – geworden, sodass mancher Ingenieur meint, den Überblick verlieren zu können. Neue Bezeichnungen und Begriffe, geänderte Indizes, andere Farbsignaturen, geändertes Sicherheitskonzept und vieles, vieles mehr. Einen Überblick über den aktuellen Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen gibt der Bericht von Dr. Schuppener et al. im vorliegenden Heft der geotechnik. Für den Ingenieur sind zur Schulung und Einarbeitung etliche, meist unvergütete Mehrstunden erforderlich geworden. Um hier gegenzusteuern hat sich die DGGT der Initiative „PraxisRegelnBau e.V.“ angeschlossen, die das Ziel der Vereinheitlichung und Verschlankung der Normen verfolgt. Dieser in Gründung befindliche Verein verfügt auch über die notwendigen finanziellen Mittel, um die Arbeiten voran zu treiben. Für die Arbeit in der Projektgruppe 6, welche die geotechnischen Normen betreut, werden übrigens noch Praktiker gesucht. Das wird nun erneut viel Kraft kosten, überflüssiges und widersprüchliches herauszufinden und zu streichen. Den Umfang zu reduzieren, ist nämlich mindestens so schwierig wie neue Regelungen zu treffen, aber es lohnt sich.

Herzlichst Jürgen Grabe

Editorial

Eurocodes in der Geotechnik – Ein echter Fortschritt? Die Entwicklung der Eurocodes ist aus einem Aktionsprogramm der Europäischen Kommission aus dem Jahre 1984 hervorgegangen. Mit Stichtag zum 01.07.2012 werden die Eurocodes in Deutschland bauaufsichtlich eingeführt und die überholten nationalen Normen aus der Liste der Technischen Baubestimmungen herausgenommen. Damit wird deren Anwendung eindeutig geregelt und die bisherige Koexistenz, die uns doch einiges Kopfzerbrechen bereitete, ist Geschichte. In der Geotechnik hatten wir es in Deutschland mit der Entwicklung der Eurocodes nicht wirklich leicht. Erst seit Herbst 2011 steht uns hier das Handbuch Eurocode 7 mit der DIN EN 1997 und den damit korrespondierenden nationalen Normen zur Verfügung. Den Beteiligten ist für dieses Handbuch höchste Anerkennung zu zollen; die Umsetzung in der Praxis fordert jetzt alle Ingenieure. Da mit der Schaffung der Eurocodes eine Trennung zwischen Bemessung und Ausführung verbunden war, ergab sich für alle relevanten Normen des Spezialtiefbaus die besondere Situation, dass reine Ausführungsnormen zu gestalten waren. Dies erfolgte auf europäischer Ebene durch die Arbeitsgruppe TC 288, in der auch die ausführenden europäischen Firmen stark engagiert waren und die bis heute unter deutscher Führung steht. Die erste Norm (DIN EN 1536 für Bohrpfähle), die ebenso unter deutscher Leitung entstand, erschien bereits 1999 und wurde schon im Jahre 2010 überarbeitet. Wie bei jeglicher Einführung neuer Systeme stellt sich die Frage nach dem Nutzen und dem Fortschritt. Der Vorwurf eines zu großen Umfangs der Normen kann nicht pauschal zurückgewiesen werden, hier kann jedoch die deutsche Geotechnik durch intensive Mitarbeit in nationalen und europäischen Gremien mittelfristig sehr wohl Einfluss nehmen. Aus der Sicht des Ingenieurs in einem ausführenden Unternehmen ist eine konsequente Umsetzung der Eurocodes nur zu begrüßen. Neben einer effizienteren Einarbeitung und Weiterbildung junger Ingenieure ist deren Einsatz bei europäischen Projekten sehr viel einfacher. Erfahrungen aus abgeschlossenen Baustellen lassen sich besser vergleichen, auswerten und für neue Projekte nutzen. Der Kunde kann sehr viel leichter technisch anspruchsvolle Projekte europaweit ausschreiben, wodurch sich die Chance für einen Qualitätswettbewerb ergibt, den wir in Deutschland so schmerzlich vermissen. Die Harmonisierung der Normen fördert den Binnenmarkt in allen Segmenten, nicht nur für Ausführende, sondern ebenso für Lieferanten, Gerätehersteller, Beratende Ingenieure und planende Büros. Ich kann die Fragestellung nach dem Fortschritt daher nur bejahen und Sie auffordern, das Thema Eurocodes in der Geotechnik weiter konstruktiv zu diskutieren und sich an der Normungsarbeit aktiv zu beteiligen. Dies bietet für die deutsche Geotechnik ein enormes wirtschaftliches Potenzial und sichert uns allen den technischen Fortschritt. Glück Auf Roland Jörger

Naturgefahrenabsicherung

Lawinenschutz auf Island Neskupstadur, SeydisfjĂśrdur und IsafjĂśrdur â&#x20AC;&#x201C; drei Orte auf Island, an denen zahlreiche Lawinenschutzbauten im Bauverfahren â&#x20AC;&#x17E;Bewehrte Erdeâ&#x20AC;&#x153; errichtet wurden. Schutzbauten, die einen gewichtigen Beitrag zur Milderung der Konsequenzen von Naturkatastrophen leisten. Um die Stadt Neskupstadur vor den Folgen eines mĂśglichen Lawinenabgangs zu schĂźtzen, wurden ein 14 m hoher BewehrteErde-Schutzdamm und 13 ca. 10 m hohe Bewehrte-Erde-Konstruktionen vor dem eigentlichen Schutzdamm errichtet. Diese kleinen HĂźgel wirken als Ablenk- bzw. LeitdĂ¤mme und haben die Aufgabe, die Lawine aufzuteilen, um so die einwirkenden KrĂ¤fte zu reduzieren bzw. zu verteilen. Die Aufgabe des ausfĂźhrenden Unternehmens, der Reinforced Earth Company United Kingdom, war es, die Planung fĂźr diese Bewehrte-Erde-Konstruktionen sowie die Lieferung der fĂźr die Errichtung der Konstruktion notwendigen Systemkomponenten des Systems TerraTrelâ&#x201E;˘ zu erbringen. Sowohl der 14 m hohe Schutzdamm als auch die 10 m hohen HĂźgel wurden im System TerraTrelâ&#x201E;˘ mit einer Neigung von 76Â° errichtet. Das System TerraTrelâ&#x201E;˘ besteht aus verzinkten Stahlgitterelementen, die als AuĂ&#x;enhaut dienen, und aus verzinkten BewehrungsbĂ¤ndern mit aufgewalzten Querrippen (gemĂ¤Ă&#x; M SASE Ausgabe 2010). Die fĂźr die Steinpacklage hinter der StahlgitterauĂ&#x;enhaut notwendigen Steine wurden bei Sprengungen im Zuge dieses Projektes aus lokalem Gestein gewonnen. In SeydisfjĂśrdur und IsafjĂśrdur wurde ein ca. 20 m hoher Schutzdamm 600 m Ăźber dem Meerwasserspiegel errichtet. Wie auch in Neskupstadur wurden vor dem eigentlichen Schutzdamm kleinere Ablenk- bzw. LeitdĂ¤mme aus â&#x20AC;&#x17E;Bewehrte Erdeâ&#x20AC;&#x153; errichtet. FĂźr den Damm wie auch fĂźr die kleineren, vorgesetzten DĂ¤mme wurde das System TerraTrelâ&#x201E;˘ verwendet.

Bild 1. Lawinenschutzdamm aus â&#x20AC;&#x17E;Bewehrte Erdeâ&#x20AC;&#x153;, System TerraTrelâ&#x201E;˘ in Neskupstadur

Bild 2. Kleinere HĂźgel aus â&#x20AC;&#x17E;Bewehrte Erdeâ&#x20AC;&#x153;, System TerraTrelâ&#x201E;˘ vor dem Schutzdamm in Neskupstadur

Bild 3. Einbau des System TerraTrelâ&#x201E;˘ in Neskupstadur

Der Schutzdamm besteht bei diesem Projekt aus einem unteren Teil, der mit einer BĂśschungsneigung von 34Â° aus lokalem Felsgestein, und einem oberen Teil, der mittels der Bewehrte-Erde-Konstruktion (System TerraTrelâ&#x201E;˘) mit einer BĂśschungsneigung von 76Â° errichtet wurde. Das System TerraTrelâ&#x201E;˘ wurde bei den beschriebenen Projekten aus verschiedenen GrĂźnden eingesetzt. Die hohe Errichtungsgeschwindigkeit, deren Robustheit und ein mit Erfolg fertig gestelltes vergleichbares Projekt in Neskupstadur gaben den Ausschlag. Da sĂ¤mtliche Systemkomponenten des Systems TerraTrelâ&#x201E;˘ vorgefertigt und leicht zu handhaben sind, kann das System auch an schwer zugĂ¤nglichen Orten ohne viele groĂ&#x;e GerĂ¤tschaften zum Einsatz kommen. Das macht es â&#x20AC;&#x201C; wie hier â&#x20AC;&#x201C; fĂźr Lawinenschutzbauten sehr interessant. Weitere Informationen: Bewehrte Erde Ingenieurgesellschaft mbH, Dipl.-Ing. Marko BrĂźggemann, An der Strusbek 60â&#x20AC;&#x201C;62, 22926 Ahrensburg bei Hamburg, Tel. (0 41 02) 45 72 20, Fax (0 41 02) 45 72 21, mbrueggemann@bewehrte-erde.de, www.bewehrte-erde.de

MOBILDEICH by CENO

Mobiles Wassermanagement von CenoTec

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Infomaterial, Anwendungen, Referenzen: CENO Membrane Technology GmbH â&#x20AC;&#x201D; Tel.: 02571/969â&#x20AC;&#x201C;0 â&#x20AC;&#x201D; mobildeich@ceno-tec.de â&#x20AC;&#x201D;

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geotechnik 35 (2012), Heft 1

Naturgefahrenabsicherung

Mit Geogittern aktiv gegen Lawinengefahr Nahe der österreichischen Gemeinde Umhausen, Tirol kam es im August 2011 erneut zu einer Steinlawine, welche die Grenzen des vorherrschenden Lawinenschutzdammes erreichte. Der starke Steinschlag konnte nicht in Gänze durch die installierten Schutzmaßnahmen abgefangen werden, sodass vereinzelte Steinbrocken auf die B 186 nahe der Abzweigung Köfels gelangten. Temporär führte dies zu einer Komplettsperrung der Straße. Um die Sicherheit der Verkehrsteilnehmer wieder herzustellen und einen besseren Schutz gegen zukünftige Steinschläge zu erreichen, entschied sich das Land Tirol, Abteilung Straßenbau gemeinsam mit dem renommierten Geotechnikbüro GEOGNOS Dr. Bertle für die Errichtung eines Kunststoffbewehrte Erde (KBE) Systems. Dieses wurde durch die Firma Teerag-Asdag AG, Niederlassung Roppen und Firma Gebrüder Scheiber GmbH unter Verwendung von HUESKER Geogittern errichtet. Durch die Wahl der KBE Bauweise konnte bei gleichbleibender Grundfläche die Höhe des Schutzwalles auf 8 m vergrößert werden, so dass im Vergleich zu dem vorherigen Bauwerk ein deutlich höheres Schutzniveau erreicht werden konnte. Zudem ermöglichte die KBE Bauweise, die Nutzung des bestehen-

Bild 1. Errichtung des neuen Schutzwalls unter Verwendung von Fortrac® Geogittern

geotechnik 35 (2012), Heft 1

den Schüttmaterials des Altdammes. Aufgrund dessen konnte die Errichtung der neuen Schutzbarriere mit einer Länge von 400 m in einer Bauzeit von weniger als 2 Monaten erfolgen. Außerdem ist das KBE-System aufgrund der dehnsteifen Geogittereinlagen verhältnismäßig unempfindlich und kann potentielle Setzungen und Verformungen des Untergrundes bis zu einem gewissen Ausmaß schadensfrei tolerieren. Speziell der Einsatz von kriecharmen und formstabilen HUESKER Fortrac® Geogittern konnte eine qualitativ hochwertige Bewehrung des Schutzdamms sicherstellen und sorgt somit für die Sicherheit der Verkehrsteilnehmer auf der B 186. Wie bei jedem Einsatz von hochwertigen HUESKER Produkten standen auch im vorliegenden Projekt die Ingenieure der Abteilung Anwendungstechnik beratend zur Seite. Durch die kompetente Unterstützung konnte das optimale Produkt für die Bewehrung des Sicherungsdamms ausgewählt sowie eine schnelle Projektdurchführung gewährleistet werden.

Weitere Informationen: HUESKER Synthetic GmbH, Fabrikstraße 13–15, 48712 Gescher, Tel. (0 25 42) 7 01-0, Fax (0 25 42) 7 01-4 99, e-Mail: info@huesker.de, www.huesker.com

Bild 2. Neuer Schutzwall der „Köfler Geraden“ (Fotos: Huesker)

Naturgefahrenabsicherung

Mobildeich – Modernes Wassermanagement mit System Wenn Schutzbauten immer zur richtigen Zeit am richtigen Ort stehen würden, wäre allen Betroffenen geholfen. Feste bauliche Maßnahmen sind allerdings nur an manchen Orten eine sinnvolle Wahl, weil deren Errichtung mit hohen Investitionsvolumina verbunden ist und sich nicht immer mit städtebaulichen Anforderungen vereinbaren lässt. Mit dem Mobildeich steht ein ausgereiftes System zum Wassermanagement zur Verfügung, das immer mehr Experten von sich überzeugt, weil es die Schutzwirkung fester Systeme mit der Flexibilität der mobilen verbindet: Es bietet alle Voraussetzungen, zur richtigen Zeit am richtigen Ort den passenden Schutz errichten zu können.

Aufbau mit minimalem Aufwand Der Mobildeich ermöglicht in kürzester Zeit Wasserverbau von bis zu 2,60 m Höhe. Seine Schläuche werden mit vorhandenem Wasser gefüllt, daher ist für seinen Aufbau kein separater Füllmaterialtransport nötig. Dem Mobildeich liegt ein einfaches, aber sehr wirkungsvolles Funktionsprinzip zugrunde: Ein Deichkörper aus 2 oder 3 Schläuchen (A) wird von einem Netz (B) ummantelt. Beim Befüllen der Schläuche mit Wasser wird das Netz von innen durch den Wasserdruck vorgespannt und es entsteht ein stabiles statisches System. Dieser tragende Deichkörper wirkt als Schwergewichtsdamm. Eine speziell ausgestattete Dichtungsplane (C) wird über den Deich gelegt. Sie sichert die stabile Lage des Deichkörpers und schützt ihn vor Unterspülungen. Sie wird ca. 2–5 m vor dem Deich ausgelegt, so dass sich das hydraulische Gefälle über eine möglichst lange Strecke im Boden abbauen kann. Bei geeigne-

Bild 1. 3-Komponentenaufbau Mobildeich

ten Bodenverhältnissen ist der Mobildeich laut Hersteller als einziges mobiles Schlauchsystem voll überströmbar. Die Schlauchmodule können ohne weitere Vorarbeiten direkt während des Ausrollens befüllt werden, was sogar den Aufbau in fließenden Gewässern ermöglicht.

Leistungsfähig auf allen Untergründen Durch seinen einfachen, aber sehr effektiven Aufbau kann der Mobildeich ohne bauliche Vorbereitungen oder Verankerungen

geotechnik 35 (2012), Heft 1

Naturgefahrenabsicherung

Bild 2. Mobildeich im Gelände …

Bild 4. … im Gewässer-Einsatz …

Bild 5. … und aus dem Abrollconatiner … Bild 3. … im Gartenreich Wörlitz …

unter verschiedensten Gegebenheiten eingesetzt werden: Im städtischen Bereich auf Asphalt, Beton und Pflastersteinen, aber auch in der Vegetation, im Deichvorland und an Uferzonen mit lockeren Böden. Für den nahtlosen Anschluss an bestehende bauliche Schutzmaßnahmen stehen intelligente Schnellbauprofile zur Verfügung, die sowohl an horizontalen wie auch vertikalen Flächen sauber andichten. Drei Einsatzfälle aus der Praxis illustrieren, wie Kunden die Vorzüge des Mobildeichs zu Ihrem Nutzen einsetzen: Sei es als planmäßiger Hochwasserschutz mit variablen Stauhöhen in Dessau-Wörlitz, als notfallmäßige Gewässersperre im Lahn-DillKreis oder als mobile Wasserhaltung am Beispiel eines 8.000 m³ großen temporären Staubeckens.

Praxisbeispiel 1: Planmässiger Hochwasserschutz für UNESCO-Weltkulturerbe Die Kulturstiftung Dessau-Wörlitz (KSDW) setzt seit Jahren auf den Mobildeich und dessen Einsatzqualitäten. Durch das Ingenieurbüro Prof. Dr.-Ing. Macke wurde eine umfangreiche Deichsanierung im Gartenreich Dessau-Wörlitz umgesetzt, deren Ziel die DIN-gemäße Instandsetzung der Deiche und der langfristige Schutz und Erhalt der europaweit bedeutenden Parkanlage ist. Zum festen Bestandteil der Planung wurde dabei der Mobildeich. Im Falle eines Hochwassers wird er von den Mitarbeitern der KSDW auf einem Ringdeich errichtet, um die nötige Deichhöhe und das Freibord für ein HQ100-Hochwasser zu erreichen. Eine dauerhafte Erhöhung des festen Deiches war aus historischen und ästhetischen Gründen nicht in Betracht zu ziehen. Durch den flexiblen Hochwasserschutz wird der Ringdeich um bis zu 1,60 m erhöht.

geotechnik 35 (2012), Heft 1

Der Mobildeich überzeugte die Planer unter anderem, weil sich mit ihm variable Stauhöhenverläufe realisieren lassen: je nach Relief werden dabei Systemhöhen von 0,45 m bis zu 2,10 m miteinander kombiniert. Ein weiterer Vorzug gegenüber anderen, marktgängigen mobilen Hochwasserschutzsystemen, die aus einzelnen Elementen bestehen (wie z. B. Big-Bag-Lösungen, andere Schlauchsysteme oder Sandsäcke) ist, dass sich eine Kette aus Mobildeich-Modulen statisch stabil verhält: Dazu trägt im Wesentlichen die Netzhülle bei, die die Schläuche umgibt: Sie wird an den Stoßstellen der Module mit der Netzhülle des nächsten Modules verbunden – und überträgt z. B. bei einem 1 m hohen Deich etwa 24 t Längskraft. Mit dem Mobildeich haben die Ingenieure das System gefunden, das sich auch im stark profilierten Gelände, an Durchfahrten, bei Versprüngen im Bodenrelief und in engen Radien verlegen lässt. Das Gartenreich Dessau-Wörlitz hat nach der Sanierung nichts von seiner Attraktivität verloren, denn der Eingriff erfolgte im Einklang mit der Denkmalpflege – und der orangefarbene Mobildeich tritt nur im Hochwasserfall in Erscheinung.

Praxisbeispiel 2 – Notfallmäßiger Hochwasserschutz – Feuerwehr Lahn-Dill-Kreis Mit einer Geschwindigkeit von etwa 100 m/Stunde können 4–5 Helfer den Mobildeich errichten. Das sichert im Einsatzfall wichtige Minuten, die über den Erfolg einer Gewässerumleitung oder Staumaßnahme entscheiden können. Die Systemvorteile Geschwindigkeit, Sicherheit und die variable Wahl des Aufbauortes erlauben die Realisierung neuer logistischer Lösungen im Hochwasserschutz. Die Feuerwehren

Naturgefahrenabsicherung Praxisseminare und des Lahn-Dill-Kreises haben ihre Mobildeich-Module ab Werk in einen Abrollcontainer integrieren lassen. Bei einer Stauhöhe von 60 cm passen 480 m dieser Elemente in einen einzigen Abrollcontainer, der die flexible Gewässersperre als autarke Einheit überall einsetzbar macht. Alle Elemente inklusive der Haspelräder, mit denen der Deich auch im fließenden Gewässer ausgerollt werden kann, sind übersichtlich, kompakt und einsatzfertig in dem Container zusammengefasst. Zum Befüllen können die vorhandenen Pumpen eingesetzt werden. Der Erfolg der innovativen Kombination aus Mobildeich und Abrollcontainer: Auch bei kürzesten Vorwarnzeiten – sie liegen in diesem Gebiet bei etwa einer halben Stunde – sind die Feuerwehren für den Notfall bestens gerüstet.

Praxisbeispiel 3 – Mobiles Speicherbecken mit 8.000 m³ – errichtet in 3 Tagen Ungewöhnlich ist die Art und Weise dieser Wasserhaltung: Auf einem Stück Ackerland wurde in drei komprimierten Bauphasen innerhalb kürzester Zeit ein Mobildeich als „mobiler Teich“ aufgebaut. Zu Beginn wurde auf Kundenwunsch ein Erdwall zur Einfriedung und Sicherung des Areals errichtet. Anschließend wurde im Beckenbereich ein dreilagiger Drainageboden mit einer 5.000 m² großen Dichtungsplane verlegt. Zum leichteren Transporthandling wur-

de die Planenkombination vor Ort aus 4 großen Bahnen zusammengeschweißt. Im letzten Arbeitsschritt wurde der eigentliche Beckenkorpus mit einem 330 m langen Ringdeich aus MobildeichModulen MD 93-3 mit einer Höhe von über 1,50 m ausgelegt. Innerhalb von 3 Tagen war das Staubecken für 8.000 m³ Wasser fertiggestellt. Nach der Verwendung des vorgehaltenen Wassers wurde das mobile Staubecken kurzfristig wieder abgebaut und die Fläche der vorigen Nutzung wieder freigegeben.

Software-Lösungen von A wie Ankerlänge, über G wie Grundbau und Grundwasser bis Z wie Zementinjektion.

GGU-GABION Berechnung von Stützkonstruktionen aus Betonelementen, Blockschichtungen und Gabionen

Resumée Integrierte Hybridlösungen, die baulichen Hochwasserschutz mit mobilen Elementen kombinieren, eröffnen neue Perspektiven für den Hochwasserschutz und die Wasserhaltung. Durch die flexible Einsetzbarkeit eines sicheren, vollständig mobilen Systems verschwimmen die Grenzen zwischen plan- und notfallmäßigem Hochwasserschutz, und eine neue Bewertung der Einsatzsicherheiten mobiler Systeme sowie der geringe Investitionsbedarf sprechen für einen Aufbruch in neue Zeiten des mobilen Wassermanagements.

Weitere Informationen: CENO Membrane Technology GmbH, Am Eggenkamp 14, 48268 Greven, Tel. (0 25 71) 9 69-0, Fax (0 25 71) 12 24, info@ceno-tec.de, www.mobildeich.de

GGU-UNDERPIN Berechnung von Unterfangungskörpern Schnittstellen zu GGU-RETAIN (Berechnung und Bemessung von Verbauwänden) und GGU-STABILITY (Böschungsbruchberechnung) www.ggu.de Braunschweig Magdeburg Öhringen Schwerin

Dammnachsorge am Mittellandkanal im Bereich Hartum Zur Sicherstellung der Dammstandsicherheit werden am Mittellandkanal (MLK) im Bereich Hartum im Auftrag des Wasser- und Schifffahrtsamtes (WSA) Minden umfangreiche Bauarbeiten durchgeführt. Die Arbeiten erfolgen bis August auf der Nordseite des Mittellandkanals zwischen der Brücke 128 (Mitteldammbrücke) und östlich der Brücke 131 (Drögenstraße). Während der gesamten Bauzeit ist der Betriebsweg auf der Dammkrone von der Brücke 128 (Mitteldammbrücke) bis zur Brücke 132 (Beekedamm) für die Öffentlichkeit gesperrt. Zeitweise wird diese Sperrung bis zum Yachthafen in Hahlen er weitert, da in diesem Abschnitt noch Arbeiten am Dammfuß durchgeführt werden. Fußgänger und Radfahrer werden gebeten, den Betriebsweg auf der Südseite des Mittellandkanals zu nutzen. Das Wasser- und Schifffahrtsamt Minden bittet dabei um Verständnis für die unvermeidlichen Behinderungen.

WSA investiert 800.000 € in Sicherheit der Kanalseitendämme An der luftseitigen Böschung des Kanalseitendammes wird auf einer Länge von

rund 800 m ein sogenannter Fußfilter eingebaut. Dieser besteht aus einem besonders durchlässigen Sand-Kies-Gemisch und sorgt somit im Falle einer Durchströmung des Dammes für eine Absenkung des Wassers im Dammkörper. Dadurch wird die Standsicherheit des Kanalseitendammes sichergestellt. Dabei werden zugleich die mehr als 70 Jahre alte Rohrleitung am Dammfuß sowie die dazugehörigen Schächte erneuert und die Dammböschung angepasst. In einem weiteren, rund 360 m langen Abschnitt im Bereich des „Hochzeitswaldes“ wird der unter dem Kanalseitengraben anstehende Torf bis zu 1 m tief ausgehoben und mit einem durchlässigen Sand-Kies-Gemisch ersetzt. Außerdem wird der Betriebsweg auf der

Civilserve ist Exklusivvertriebspartner für GGU Software – www.ggu-software.com

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Naturgefahrenabsicherung

Mobiler schneller Hochwasserschutz – erfolgreich eingesetzt Thailand im November 2011 – Hier schützte das Unternehmen AquaFence, international erfolgreich bei HochwasserEinsätzen, mit über 500 m seines gleichnamigen Produkts Industriebereiche. Das sicherte nicht nur Werte, sondern half dem Unternehmen auch, in der angespannten Phase produzieren zu können und alle Mitarbeiter zu behalten.

Bild 1. 800.000 € investiert das Wasser- und Schiffahrtsamt Minden in die Sicherheit der Kanalseitendämme

AquaFence ist ein zugleich mobiles und semi-mobiles aufklappbares Hochwasserschutzsystem. Die 2 m breiten Elemente sind 75 cm, 120 cm, 130 cm bzw. 180 cm hoch. 6 bis 8 Personen können innerhalb 1 Stunde ca. 100 m AquaFence aufbauen. Ein Standardelement ersetzt 700 Sandsäcke und ist dabei sicher und dicht. Da die technischen Halterungen des Systems auf der Wasserseite liegen, ist die Gefahr von Vandalismus nahezu ausgeschlossen, alle notwendigen Komponenten, wie Dichtungen, Stabilisierungsstangen etc. sind immer mit den eingeklappten Elementen fest verbunden. Das System nutzt die physischen Kräfte des Wassers zum Stabilisieren und Abdichten und verfügt dabei über einen Sicherheitsfaktor von 3 – es hält dem dreifachen Wasserdruck eines Hochwassers stand. Die Materialien sind Holz, Edelstahl und Aluminium sowie PVC-Folien und Dichtungen. Bei dem Einsatz in Thailand war AquaFence wie gewohnt dicht und konnte auch sensible Industriebereiche sicher schützen. Außerdem wurde das System sogar in bereits aufgelaufenem Hochwasser aufgebaut, miteinander verbunden und das aufgelaufene Wasser danach im dahinterliegenden Teil abgepumpt.

Flexibel bis zum Eintritt des Hochwassers

Bild 2. Beim Einbau der Fußfilter werden zugleich die mehr als 70 Jahre alte Rohrleitung am Dammfuß sowie die dazugehörigen Schächte erneuert und die Dammböschung angepasst. (Fotos: WSV)

Dammkrone auf gesamter Länge komplett erneuert und mit Schotter befestigt. Auftragnehmer für die Ausführung der Baumaßnahme ist die Köster GmbH aus Osnabrück.

Bauarbeiten wichtig für Standsicherheit der Kanalseitendämme Anlass für die Durchführung der Dammnachsorge sind vom WSA Minden durchgeführte Standsicherheitsberechnungen der mehr als 90 Jahre alten Kanalseitendämme. Diese haben bei einem angenommenen Defekt der Tondichtung des MLK Sicherheitsdefizite aufgedeckt, welche durch die beschriebenen Bauarbeiten abgestellt werden. Somit wäre der Kanalseitendamm auch bei einem Ausfall der Kanaldichtung und einer damit einhergehenden Durchströmung standsicher. Aktuell liegt jedoch kein Defekt der Kanaldichtung vor, so dass die Bauarbeiten der Vorbeugung dienen. Ungeachtet dessen werden die Kanalseitendämme regelmäßig in festgelegten Zeitabständen von besonders ausgebildeten Dammbeobachtern begangen, um mögliche Veränderungen und damit Hinweise auf einen Defekt der Kanaldichtung frühzeitig erkennen zu können. Weitere Informationen: Wasser- und Schifffahrtsamt Minden, Am Hohen Ufer 1–3, 32425 Minden, Tel. (05 71) 64 58-0, Fax (05 71) 64 58-12 00, WSA-Minden@wsv.bund.de, www.wsa-minden.wsv.de

A10 geotechnik 35 (2012), Heft 1

Hervorgehoben wurde hierbei die Möglichkeit, dass Zufahrten zu schützender Objekte bis zum eigentlichen Auftreten des Hochwassers passierbar bleiben. Aus der aufgebauten Schutzlinie werden die entsprechenden Elemente einfach herausgenommen und kurz vor Eintreffen des Hochwassers wieder eingebaut. 500 m AquaFence schützten beispielsweise ein Krankenhaus und Gebäude in den USA in Fargo. AquaFence war dabei schnell aufgebaut, dicht und erhielt große Beachtung in der Presse. Nichtamtliche Helfer und Nachbarn bauten hier 500 m AquaFence in 1,5 Stunden auf. Vorführungen zeigten, dass die Verbindung von AquaFence und einem Schlauchsystem vermittels Sandsäcken interessant sein kann, wenn z. B. der Untergrund des Geländes stark variiert oder natürliche Gegebenheiten verschiedene Systeme erfordern. Seine Stärken zeigt das System bei natürlichen Kurvenverläufen auf unebenem Untergrund, aber auch der überaus schnelle und saubere Abbau, ohne Sandreste, ab- bzw. auslaufendes Wasser

Bild 1. AquaFence mobiler Hochwasserschutz wird in den Höhen 0,75-1,80 m angeboten; diese Elemente sind dann 1,30 m breit und werden mit einem zusätzlichen Stabilisator im unteren Bereich gesichert

Naturgefahrenabsicherung

Bild 2. Hochwasser 2011 in Bangkok/Thailand: Sicherung von Geschäfts- und Wohnvierteln mit AquaFence

Bild 3. Die einzelnen Elemente sind leicht zu transportieren (Fotos: AquaFence)

und starke Verschmutzung sind hier hervorzuheben. Zudem – kein unwichtiger Vorteil – lässt sich die AquaFence Hochwasserschutzlinie bis zum Eintreten des Hochwasserereignisses noch verändern. Wasser- oder sandbefüllte Systeme und planmäßiger Hochwasserschutz sind dann nicht mehr flexibel. Dennoch bietet das zertifizierte System mit einer temporären Verankerung sehr hohen Schutz.

Ganzheitliche Hochwasserschutzkonzepte

dem notfallmäßigen Bereitschaftskonzept gewährleistet das Unternehmen einen Schutz vor Hochwasser, bei dem der finanzielle Aufwand, aber auch der an Lagerhaltung, Wartung, Reparatur und Personal gemindert wird. Kunden wird für eine definierte Strecke und innerhalb einer festgelegten Vorwarnzeit ein zertifiziertes und erprobtes System rechtzeitig angeliefert und aufgebaut. Während des Hochwassers wird das aufgebaute System bewacht und bei unvorhergesehenen Ereignissen werden entsprechende Vorkehrungen getroffen.

Das Team um AquaFence bietet seinen Kunden Flexibilität und kreative Lösungsvorschläge sowohl im technischen, wie auch im geschäftlichen Sinn. Ganzheitliche Hochwasserschutzkonzepte bestehen aus Standardtechnik, Notfalltechnik, erfahrenem Personal, Bemessungen, Frühwarnsystemen, Logistik sowie sämtlichen ingenieurmäßigen Leistungen über Partnerfirmen. Mit

Weitere Informationen: AquaFence, Michael Czernetzki, Ludolfstraße 9, 40597 Düsseldorf, Tel. (02 11) 7 31 55-9 00, mobil 0172 20 55 891, michael@aquafence.com, www.aquafence.com

geotechnik 35 (2012), Heft 1

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Abdichtung und Injektion

Wie man Wasser fernhält 27. Christian Veder Kolloquium an der TU Graz

Baugrundinjektion mit Rammverpresslanzen

Injektion im Erdreich und unter Bauteilen - Verfestigen - Stabilisieren - Abdichten

Vorteile - je nach Verpresstiefe individuell kombinierbar - ﬂexible Anordnung der Austrittsbohrungen möglich

Wasser als natürlichen „Feind“ kann im Tunnelbau etwa ein großes Problem darstellen und durch unterschiedliche Maßnahmen in Schach gehalten werden, in Sonderfällen beispielsweise durch gezielte Gefrierung. Auch in Hochwassergebieten sind unerwünschte Wassermengen eine permanente Herausforderung. Um Abdichtungsmaßnahmen und deren Praxistauglichkeit zu diskutieren, kommen am 12. und 13. April rund 400 Geotechnik-Experten zum jährlichen Christian Veder Kolloquium an der TU Graz zusammen. Die Expertentagung findet bereits zum 27. Mal statt und zeichnet sich besonders durch den starken Praxisbezug aus. Bauingenieure und Geotechniker stehen in ihrer Arbeit vor zahlreichen Herausforderungen. Sehr häufig stellt das Element Wasser ein Problem dar, etwa beim Bau von Tunneln oder aus Gründen des Hochwasserschutzes. Um Wasser von Baustellen und Gebäuden fernzuhalten, gibt es eine breite Palette an technischen Möglichkeiten: „Die Maßnahmen reichen von Dämmen und Dichtwänden über Zementinjektionen und gesteuerte Gefrierungen bis hin zum sogenannten „BioSealing“, bei dem durch Anregung und Vermehrung der im Untergrund vorhandenen Bakterien eine Abdichtung von Leckagen erreicht werden kann“, erläutert Helmut Schweiger vom Institut für Bodenmechanik und Grundbau der TU Graz. Wie vielseitig die Thematik ist, zeigen zahlreiche Beispiele, die auf dem Christian Veder Kolloquium diskutiert und analysiert werden: Die Fälle beschäftigen sich mit dem Bau von U-Bahnhöfen in Amsterdam, den Herausforderungen beim Bau der TauernSpaWorld Kaprun oder Untergrundabdichtungen beim

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Hochwasserschutz in der oberösterreichischen Stadtgemeinde Grein. „Auch beim Bau von Wasserkraftanlagen ist der richtige Einsatz von Abdichtungsmaßnahmen ein Thema“, erzählt Schweiger.

Pflichttermin für GeotechnikExperten In seinem 27-jährigen Bestehen hat sich das Christian Veder Kolloquium mittlerweile zum jährlichen Pflichttermin für Geotechniker etabliert. In diesem Jahr werden wieder zahlreiche nationale und internationale Projekte vorgestellt, unter anderem aus Kanada, Florida und Schweden. „Die Veranstaltung dient in erster Linie dem Erfahrungsaustausch. Auf den sind wir Geotechniker besonders angewiesen, ist doch jede Baustelle ein Prototyp mit spezifischen Anforderungen“, so Helmut Schweiger, Hauptorganisator der Expertentagung. So analysieren die Experten aus Wissenschaft und Praxis nicht nur besonders gelungene Projekte, sondern auch Misserfolge und deren Ursachen. Veranstaltet wird das Christian Veder Kolloquium vom Institut für Bodenmechanik und Grundbau der TU Graz in Zusammenarbeit mit dem Institut für Felsmechanik und Tunnelbau sowie dem Institut für Angewandte Geowissenschaften. 27. Christian Veder Kolloquium “Planung und Ausführung von Abdichtungsmaßnahmen in der Geotechnik“ Zeit: 12. und 13. April 2012 Ort: TU Graz, Petersgasse 16, Hörsaal P1 Weitere Informationen: Ao.Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Helmut Schweiger, MSc TU Graz Institut für Bodenmechanik und Grundbau, helmut.schweiger@tugraz.at, Tel. +43 (0) 316 873 6234

Abdichtungsmaßnahmen: Unabschätzbares Risiko oder Tagesgeschäft? Im Umgang mit Ressourcen geht es natürlich um die nicht erneuerbaren, wie fossile Brennstoffe, oder um das Trinkwasser, es geht aber auch um die – gewiss anders zu bewertende – Ressource Grund und Boden. Der schonende Umgang mit ihr führt bei Erhaltung und Neubau urbaner und außerregionaler Bauwerke mehr und mehr zu einer intensiven Auseinandersetzung mit der Problematik der Abdichtung gegen Ablauf und Eintritt von Grundwasser. Die mutmaßlich durch den Klimawandel bedingte Hochwasserproblematik brachte

eine notwendige Neueinschätzung der Hochwasserschutzdämme an Flüssen und Bächen – und vielfach die Frage von deren Sanierung mit sich. Hierbei hat sich vor allem das Einbringen einer Schmalwandabdichtung bewährt; aber auch die Ausführung von Mixed-in-placeDichtungswänden hat sich als sinnvoll erwiesen. Bei kürzeren Dammabschnitten kann man aus Gründen der Wirtschaftlichkeit auch mit dem Düsenstrahlverfahren gute Ergebnisse erzielen, z. B. durch die Ausführung einer Lamellenwand.

Abdichtung und Injektion Abdichtungen von Sperrenbauwerken Der steigende Energiebedarf erfordert die Erschließung neuer Energiequellen, doch erschwert das erhöhte Augenmerk auf die Erhaltung unwiederbringlicher Naturreservate zugleich die Errichtung neuer Wasserkraftwerke. Mithin müssen die bereits Bestehenden an die erhöhten Anforderungen angepasst und damit nach langer Betriebsdauer saniert werden. Dabei kommen Schleier-Injektionen zum Einsatz, die aus den Kontrollgängen der Sperrenbauwerke heraus durchgeführt werden. Der Aufschluss durch kleinkalibrige Kernbohrungen gibt Auskunft über die zu verfüllenden Kluftkörper und ermöglicht die Festlegung der nun folgenden Injektionsarbeiten.

Abdichtungen von Baugruben Innerstädtische Bereiche bieten immer weniger Baugrund. Die vielerorts wuchernden Ballungszentren erfordern daher teils sehr aufwändige Lösungen zur Schaffung von Lebensraum. Lösungen, die den neu zu schaffenden Raum mehr und mehr in die Tiefe verlegen, sind gefordert. Für die Wahl der richtigen Bauweise ist dabei – wie bei allen Spezialtiefbaumaßnahmen – auf die Beschaffenheit des Untergrundes besonderes Augenmerk zu richten. Hier nun kommen durch oftmals sehr tief konzipierte Baugruben die Gründungssohlen signifikant unterhalb des lokalen Grundwasserspiegels zu liegen und stellen somit Bauherren, Planer und Ausführende vor erhöhte Anforderungen.

Umschließung von Baugruben Als Mittel für die vertikale Umschließung von Baugruben in weitestgehend wasserundurchlässiger Bauweise haben sich Spundwände, überschnittene Bohrpfahlwände, verankerte Düsenstrahlwände und in selteneren Fällen Schlitzwandsysteme bewährt. Das Spundwandsystem erfordert systembedingt eine erhöhte Aufmerksamkeit in Bezug auf die Sicherung des Bestandes, da die Schwingungsenergie beim Einbringen der Bohlen unter Umständen zu schädigenden Erschütterungen bei angrenzenden Bauwerken führen kann. Überschnittene Bohrpfahlwände stellen durch ihre Masse und die Möglichkeit des Einbaus von Bewehrungskörben ein massives statisches Element dar, das gut geeignet ist, hohe Lasten aufnehmen zu können. Die Überschneidung der einzelnen Pfähle wird durch Vorsehen von Bohrschablonen und Messungen sichergestellt. Bewährt hat sich die äußerst flexible Methode des Düsenstrahlverfahrens, ermöglicht das System doch einerseits Bestandsbauwerke direkt unterhalb ihrer Fundamente zu unterfangen und andererseits durch Überschneidung der Säulenkörper für eine Abdichtung der Umschließungswand zu sorgen. Die Bohrungen können ohne Verlust von Neubauvolumen weitestgehend erschütterungsfrei in den Boden eingebracht werden. Dabei stellen stabile Geräte mit gut justierbaren Lafetten eine hohe Bohrgenauigkeit sicher und finden auch unter beengten Randbedingungen gut Platz. Das System kann unter sorgfältiger Bodenerkundung, Planung und Ausführung technisch dicht hergestellt werden.

Weltweiter Spezialtiefbau Keller Grundbau als international führendes SpezialtiefbauUnternehmen verwirklicht Lösungen von Baugrund- und Grundwasserproblemen in aller Welt. Die Abwicklung komplexer Grundbauaufgaben unter Verwendung selbstentwickelter Verfahren und Ideen ist unsere Herausforderung, wobei Baugrundverbesserungen und Injektionstechniken die Schwerpunkte sind.

Horizontale Abdichtung von Baugruben Wenn es aus konstruktiven Gründen notwendig ist, die Baugrube auch nach unten hin abzudichten, werden hoch- oder tiefliegende Abdichtungssohlen verwendet. Dabei wird an Planung und Ausführung wohl die größte Anforderung gestellt. Eine auch labormäßig durchzuführende Baugrunderkundung ist unerlässlich. Hier kommen hauptsächlich zwei Abdichtungssysteme zum Einsatz: Das oben bereits erwähnte Düsenstrahlverfahren ist in diesem Bereich inzwischen eine übliche Art der Abdichtung und hat durch die bei der Säulenherstellung eingebrachte Energie

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Abdichtung und Injektion

Bild 1. Fertige Baugrube Kaufhaus Tyrol, Innsbruck – Grundfläche ca. 8.000m²

Bild 2. Einbringen der Injektionsrohre – Injektionssohle mit Weichgelkern, Q-West, Innsbruck (Fotos: Keller Grundbau)

große Möglichkeiten, Inhomogenitäten im Boden gut auszugleichen. Die Wahl der Säulendurchmesser und damit die Ausführung des Bohrrasters bestimmen den Preis in exponentieller Art. Zumeist werden in großer Tiefe Dichtsohlen mit Stärken von 1,5–2,0 m erzeugt, die eine gute Anbindung an die bereits zuvor hergestellte Baugrubenumschließung – welcher Art auch immer – ermöglichen. Eine andere Möglichkeit der horizontalen Abdichtung bietet eine Weichgel-Injektionssohle, die hauptsächlich in Sandwich-Bauweise hergestellt wird. Eine Deckel- und eine Sohl-Injektion mit Zementsuspension verschließen grobe Wasserwegigkeiten und minimieren das Austreten von Weichgel in den Grundwasserkörper. Zwischen diesen beiden Schichten kommt die Weichgelschichte zu liegen, die auch mit Wasser gesättigte Porenhohlräume auszufüllen vermag. Das ganze System hat eine Gesamtstärke von 2,50 m und ist nur als tiefliegende Abdichtungssohle herzustellen.

Voraussetzungen und Risiken Zutritt von Wasser in Baugruben kann verheerende Folgen haben: Bauverzögerungen, aufwändige Suche nach der Schadensstelle oder noch aufwändigere Sanierungsversuche (falls überhaupt möglich). Dabei kann die Beschäftigung von Gutachtern und Gegengutachtern die Kosten derartiger Projekte in Höhen treiben, die auch im Versicherungsfall selten gedeckt sind. Aufträge für Bauwerke im Bereich erhöhter Spiegeldifferenzen sind nur an verantwortungsvolle Fachleute auf der Planungs- und der Ausführungsseite zu vergeben. Der Bauherr, der keineswegs sachkundig zu sein hat, ist durch seine Beauftragten restlos über alle Umstände aufzuklären, denn die mit Grund und Boden verbundenen Risiken wird dem Bauherrn niemand abnehmen.

Aufgaben des Planers Dem Planer (Geologe, Bodengutachter, Fachplaner, Ingenieurbüro, Bauüberwachung) obliegt es, den Auftraggeber zur Vermeidung unerwarteter Kosten von der Notwendigkeit eines lückenlosen Bodenaufschlusses zu überzeugen. Ein solcher Bodenaufschluss darf aber nicht nur aus zwei Baggerschürfen bestehen, sondern ist normgemäß mit der entsprechenden Anzahl von

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Kernbohrungen bis mindestens in die Tiefe der geplanten Baugrubenumschließung transparent zu machen. Die Angabe der Restwassermenge ist ein gravierender Vertragsbestandteil, weshalb ihrer Ermittlung allerhöchstes Augenmerk zu widmen ist. Sich hier auf Schätzungen zu verlassen, oder sich auf Erkenntnisse aus anderen Projekten zu beziehen, grenzt durchaus an Fahrlässigkeit.

Aufgaben des Ausführenden Für gewöhnlich überschreitet die Dauer der Planung die Dauer der Submission deutlich. Folglich fehlt es der anbietenden Spezialtiefbaufirma gemeinhin an der Zeit, zusätzliche Untersuchungen am Baugrund anzustellen, und so ist sie auf die Angaben in der Ausschreibung angewiesen. Um Zeit zu sparen, sind daher in der Ausschreibung bereits alle relevanten Daten, vor allem die über den Boden, enthalten. Seriöser Weise sind alle Kosten für die Erhaltung des Qualitätsmanagements in Form der begleitenden Untersuchungen wie Abweichungskontrollen und Durchmesserfeststellungen anzugeben und der Auftraggeber ist darüber aufzuklären. Die Bauabwicklung selbst darf nur durch bestens geschultes und verantwortungsvolles Personal unter der Aufsicht eines erfahrenen Bauleiters erfolgen.

Tagesgeschäft? Viele erfolgreich ausgeführte Projekte im Grundwasser konnten diesen den Nimbus der Besonderheit nehmen. Weiterführende Entwicklungen und Erfindungsreichtum vor allem der ausführenden Firmen haben die Kosten der Spezialverfahren gesenkt und auch für kleinere Projekte erschwinglich gemacht. Dadurch werden Planer mehr und mehr angeregt, Verfahren des Spezialtiefbaus in ihre Überlegungen einfließen zu lassen, die sich mit Wasserabdichtung auch für kleinere Baugruben beschäftigen. R. Veider, F. Winkler, Keller Grundbau GmbH Weitere Informationen: Keller Grundbau GmbH, Mariahilfer Straße 127a, 1150 Wien, Tel. +43 1 892 3526, Fax +43 1 892 3711, office.wien@kellergrundbau.at, www.kellergrundbau.at

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Abdichtung und Injektion

Ramm- und Bohrgerät beim Schmalwandrütteln in der Steiermark Die evn naturkraft errichtet an der Mürz bei Schaldorf, Gemeinde St. Marein, in der Steiermark ein Wasserkraftwerk zur umweltschonenden Stromgewinnung. Für die Abdichtung der Baugrube gelangte im März und April 2011 von der G.Hinteregger & Söhne Baugesellschaft m.b.H. eine Schmalwand zur Ausführung. Die Firma Hinteregger konnte dabei auf den Mietpark der Liebherr-Werk Nenzing GmbH zählen, die für die Schmalwandarbeiten ein Liebherr-Ramm- und Bohrgerät vom Typ LRB 255 mit 27-m-Mäkler bereitstellte. Aufgrund der Anforderung, einen 22 m langen IPB800-Stahlträger in dicht bis teilweise sehr dicht gelagerte Kiese und Sande einzurütteln, empfahlen die Verfahrenstechnik-Ingenieure der Liebherr-Werk Nenzing GmbH den Einsatz eines normalfrequent arbeitenden Rüttlers und so wurde das Trägergerät LRB 255 mit einem Rüttler vom Typ PVE 105M mit Getriebeölkühlung ausgestattet.

Bild 1. Während der Rüttelarbeiten wurden ca. 1.640 m³ Zementsuspension in den Boden eingepumpt, um die geforderte wasserundurchlässige Baugrubenumschließung zu erstellen.

In 13 Tagen ca. 4.700 m² Schmalwand hergestellt Die Kombination aus dem LRB 255 mit 605 kW Motorleistung und dem PVE105M mit 105 kgm statischem Moment und einer maximalen Arbeitsfrequenz von rund 23 Hz konnte über die gesamte Arbeitsdauer voll überzeugen. So wurden in 13 Arbeitstagen im Vollschrittverfahren ca. 4700 m² Schmalwand hergestellt. Die Tiefe der einzelnen Stiche lag bei etwa 17 bis 20 m, wobei die Herstellung eines Stiches durchschnittlich rund 15 bis 20 Minuten dauerte. Die Spitzentagesleistung betrug ungefähr 460 m². Insgesamt wurden während der Rüttelarbeiten ca. 1.640 m³ Zementsuspension in den Boden eingepumpt, um die

geforderte wasserundurchlässige Baugrubenumschließung zu erstellen. Die Produktpalette der Liebherr-Ramm- und Bohrgeräte der LRB-Serie umfasst derzeit drei Größen mit Einsatzgewichten von rund 45 bis 85 t und Mäklerlängen von 15,5 bis 30 m. Die hohen Motorleistungen von 450 bis 670 kW ermöglichen die Hydraulikversorgung von Arbeitsgeräten ohne die Verwendung zusätzlicher Hydraulikaggregate bei gleichzeitig geringem Dieselverbrauch. Die Liebherr-Ramm- und Bohrgeräte verfügen über ein Seilvorschubsystem, welches sehr hohe Zug- und

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Abdichtung und Injektion

Bild 2. Die Liebherr-Ramm- und Bohrgeräte verfügen über ein Seilvorschubsystem, welches sehr hohe Zug- und Druckkräfte von bis zu jeweils 450 kN aufbringt. (Fotos: Liebherr)

Druckkräfte von bis zu jeweils 450 kN aufbringt. In Kombination mit der vielseitigen und gleichzeitig robusten Mäklerkinematik ist dadurch eine hohe Präzision bei der Arbeit erzielbar.

Prozessdatenerfassung Die Steuerung von Trägergerät und Arbeitsgerät erfolgt dank modernster CAN-Bus-Technik komplett von der komfortablen Fahrerkabine aus. Zur Unterstützung des Geräteführers und zur

Qualitätskontrolle der geleisteten Arbeit können die Geräte der LRB-Serie mit der Liebherr-Prozessdatenerfassung PDE® ausgestattet werden. Die PDE® dient zur elektronischen Erfassung, Visualisierung und Aufzeichnung von Prozessdaten. Die Bedienung und die Darstellung erfolgt über den PDE®-Touchscreen in der Fahrerkabine. Die PDE® zeichnet sowohl Betriebsdaten aus der Litronic-Steuerung (z. B. Druck- oder Seillängenmessung) als auch Daten von externen Sensoren (z. B. Frequenzgeber oder Suspensionsdurchflussmesser) auf. Je nach Arbeitsprozess werden die Daten miteinander verknüpft und zusammen mit individuell einstellbaren Details (z. B. Baustellenname, Pfahlnummer, Datum, Uhrzeit, usw.) auf einer CompactFlash-Speicherkarte abgespeichert. Mit dem optional erhältlichen Drucker können direkt im Anschluss an den Arbeitsprozess in der Kabine Protokolle gedruckt werden. Mit der Prozessdatenreport-Software PDR ist eine umfangreiche Datenauswertung und Reporterstellung auf einem PC möglich. Die von der Prozessdatenerfassung PDE® erstellten Aufzeichnungen können in PDR importiert und verwaltet werden. Der Datenimport kann direkt von der CompactFlash-Speicherkarte oder über das Liebherr-Telematik-System LiDAT erfolgen. Verschiedene Filterfunktionen erleichtern die Sortierung der importierten Aufzeichnungen. Die Daten einer Aufzeichnung werden tabellarisch dargestellt. Zusammenfassungen mehrerer Aufzeichnungen ergeben z. B. den Summensuspensionsverbrauch oder die Tagesleistung. Des Weiteren ist für schnelle Analysen ein Diagramm-Editor verfügbar. Zentraler Bestandteil der Liebherr-Prozessdatenreport-Software PDR ist der Reportgenerator. Er ermöglicht die automatische Erstellung von Baustellenreports. Diese können an einen Drucker gesendet oder als PDF-Dateien abgespeichert werden. Die Reports lassen sich in über 20 verschiedenen Sprachen generieren.

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Abdichtung und Injektion Mit dem Report-Konfigurator lassen sich die Reports individuell gestalten. So können die von der PDE® aufgezeichneten Prozessdaten ausgewählt werden, die auf den Reports in Form von tiefen- und zeitabhängigen Diagrammen dargestellt werden sollen. Achsenbeschriftungen, Strichstärken und –farben, Skalierungen oder das Aufdrucken eines Firmenlogos sind frei konfigurierbar. Weitere Informationen: Liebherr-Werk Nenzing GmbH, Dr.-Hans-Liebherr-Straße 1, 6710 Nenzing, Österreich, Tel. +43 50809 41-0, Fax +43 50809 41-500, info.lwn@liebherr.com, www.liebherr.com

Baugrundvereisung zur Abdichtung von Schlitzwandfugen beim Bau von zwei tiefen U-Bahnhöfen in Amsterdam Die im Bau befindliche 3,8 km lange U-Bahnstrecke Noord-Zuid Lijn umfasst zwei parallele Tunnelröhren, die in einer Tiefe von 20 m bis 31 m liegen, und die drei U-Bahnstationen Rokin, Vijzelgracht und Ceintuurbaan einschließt. Sie unterquert das historische Zentrum Amsterdams, dessen im 19. Jahrhundert errichtete Bauwerke vielfach auf Holzpfählen gegründet sind. Beim Aushub im Bereich der 2. Sandlage der durch Schlitzwände gesicherten Baugrube der Station Vijzelgracht sackten infolge einer undichten Schlitzwandfuge im September 2008 sechs unter Denkmalschutz stehende Gebäude neben der Baugrube bis zu 23 cm ab und wurden unbewohnbar bzw. mussten abgerissen werden. Daraufhin wurde ein sofortiger Baustopp angeordnet und untersucht, wie die Bauarbeiten an den U-Bahnstationen beendet werden können ohne das Risiko möglicher weiterer undichter Schlitzwandfugen. In mehreren Expertenrunden wurde als zielführende Maßnahme das Vereisen der Schlitzwandfugen diskutiert und letztlich als Abdichtungsmaßnahme für den weiteren Aushub der beiden Stationen Vijzelgracht und Rokin ausgeführt. Bei der dritten Station Ceintuurbaan konnte auf die Maßnahme verzichtet werden, da das Aushubniveau bei der Verhängung der Baustopps bereits unterhalb der als kritisch eingestuften Sandlage lag.

Das Vereisen der Schlitzwandfugen als Abdichtungsmaßnahme war die zielführende Methode für den weiteren Aushub der beiden U-Bahn-Stationen Vijzelgracht und Rokin. (Foto: CDM)

CDM war für seinen Kunden bereits bei der Planung der Vereisung beratend tätig. In dieser Phase wurden u. a. in einem auf die Maßnahme zugeschnittenen Untersuchungsprogramm, das im Bochumer Labor von CDM ausgeführt wurde, die zeitabhängigen Festigkeitseigenschaften des gefrorenen Materials ermittelt. Als Fachberater begleitete das Unternehmen die Vereisung, für die Station Vijzelgracht von Dezember 2009 bis Juni 2011 und für die Station Rokin von März 2010 bis November 2010. Zusätzlich wurde das Baustellenpersonal des Auftraggebers speziell von CDM geschult. Regine Jagow-Klaff, CDM Smith

Weitere Informationen: CDM Consult GmbH, Am Umweltpark 3–5, 44793 Bochum, Tel. (02 34) 6 87 75-0, Fax (02 34) 6 87 75-10, bochum@cdmsmith.com, www.cdmsmith.com

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Abdichtung und Injektion

UnterstĂźtzung fĂźr die Bonner â&#x20AC;&#x17E;Unterweltâ&#x20AC;? Die Erneuerung eines bestehenden Abwasserkanals unterhalb einer StraĂ&#x;enbahntrasse konfrontierte das Bonner Tiefbauamt mit schwierigen BaugrundverhĂ¤ltnissen. Durch den geplanten unterirdischen Vortrieb bestand die Gefahr von Nachsackungen. Die schlieĂ&#x;lich gefundene LĂśsung hatte noch einen angenehmen Nebeneffekt fĂźr die Anwohner. In einer Tiefe von 2,20 bis 2,50 m unter GOK sollte unter den Gleisen ein Stollen im bergmĂ¤nnischen Vortrieb gegraben und in diesem der neue Kanal verlegt werden. Da der Baugrund in diesem Bereich aus locker gelagerten AuffĂźllungen besteht, wurde befĂźrchtet, dass es zu EinbrĂźchen und unkontrolliertem Baugrundzufluss an der Ortsbrust kommen kĂśnnte. Dadurch wĂźrden Ăźber dem Stollen HohlrĂ¤ume entstehen, was zum Nachsacken der gesamten AuffĂźllung und damit zu SchĂ¤den an der OberflĂ¤chenbefestigung und den Gleisen der StraĂ&#x;enbahn fĂźhren kĂśnnte.

Tiefe Einspritzung So wurde zusammen mit dem Bodengutachter GBU Geologie-, Bau- & Umweltconsult aus Alfter Ăźberlegt, wie der Baugrund zwischen dem bestehenden Kanal und der StraĂ&#x;e mit den Gleisen verfestigt werden kĂśnnte. Dabei stieĂ&#x; man auf die DeepInjectionÂŽ-Methode von URETEK. Es wurde besprochen, eventuell vorhandene HohlrĂ¤ume unter der Gleisanlage im Bereich des Vortriebs aufzufĂźllen, den Baugrund zu verstĂ¤rken/verkleben, sodass es nicht zu EinbrĂźchen wĂ¤hrend der Bauarbeiten kommt. Besonders zu beachten war, dass die Vielzahl von Grundleitungen der Regen- und SchmutzwasserentwĂ¤sserungen sowie Gas-

Bild 1. Die Injektion des Expansionsharzes durch die URETEK-Mitarbeiter erfolgte von oben durch die StraĂ&#x;enbahntrasse.

leitungen im zu bearbeitenden Bereich nicht geschĂźtzt werden konnten. So mussten bei den Bohrungen fĂźr die Injektionslanzen alle verfĂźgbaren PlĂ¤ne beobachtet werden. Die BohrlĂścher mit einem Durchmesser von 16 mm wurden raster- und rautenfĂśrmig von oben gesetzt. Mit Hilfe der Injektionslanzen wurde das Expansionsharz flĂźssig und unter kontrolliertem Druck ca. 2 m unter GelĂ¤ndeoberkante in den Baugrund gepresst. WĂ¤hrend der Injektion wurde die Lanze mit einem ZiehgerĂ¤t langsam und gleichmĂ¤Ă&#x;ig nach oben gezogen. Infolge der VolumenvergrĂśĂ&#x;erung der Harze und der dabei entstehenden Expansionskraft wurden vorhandene HohlrĂ¤ume aufgefĂźllt und der Untergrund verdichtet.

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GS Colbitz 7HO Â&#x2021; )D[ GS Hamburg 7HO Â&#x2021; )D[ 7RFKWHUXQWHUQHKPHQ LQ 7VFKHFKLHQ XQG 3ROHQ

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Abdichtung und Injektion

Fünf Absperrstationen für Nordeuropäische Erdgasleitung Auf rund 100 km Länge erstrecken sich die Baulose 3, 4 und 5 der Nordeuropäischen Erdgasleitung NEL, für die die STREICHER Gruppe beauftragt wurde. Vor Ort ist auch ein neuer SENNEBOGEN 683 Raupe, der im Beton- und Rohrleitungsbau flexibel eingesetzt wird – vor allem beim Bau der fünf Absperrstationen, die auf diesem Streckenabschnitt entstehen.

Bild 2. Dank der Baustelleneinrichtung auf dem URETEK-LKW konnten die Arbeiten bei laufendem Betrieb der Straßenbahn stattfinden.

Bild 1. Die vom 683 sicher verhobenen Betonfertigteile wiegen bis zu 28 t

Bild 3. Der alte Kontaktstollen wurde während der Injektionsarbeiten überwacht. So sollte bei eindringendem Harz schnell reagiert werden können. (Fotos: Uretek)

Genau kontrollier- und steuerbarer Prozess Die millimetergenaue Überwachung durch Nivellierlaser während der Injektionsarbeiten und die schnelle Reaktionszeit des Harzes ermöglichten, dass der ganze Prozess genau kontrolliert und gesteuert werden konnte. Mit Hilfe des am Bauteil befestigten Laserempfängers wurde jede Ausweichbewegung der Baukonstruktion und der Umgebung registriert und erbrachte damit den Nachweis für den Zuwachs der Untergrundtragfähigkeit unter der zu diesem Zeitpunkt herrschenden Belastung. Als angenehmer Nebeneffekt für die vielen Anwohner ergab sich eine deutliche Reduzierung der Erschütterungen durch den Straßenbahnverkehr. Weitere Informationen: URETEK Deutschland GmbH, Weseler Str. 110, 45478 Mülheim an der Ruhr, Tel.(02 08) 3 77 32 50, Fax (02 08) 37 73 25 10, info@uretek.de, www.uretek.de

Bild 2. Sorgt in Kombination mit Traglasten bis zu 80 t für einen großen Arbeitsbereich und eine ausgezeichnete Flexibilität auf der Baustelle – der 42 m Teleskopausleger. (Fotos: Sennebogen)

Diese 12 × 14 m großen und 4 m tiefen Stationen sind notwendig, um die Leitung zu warten und bei auftretenden Reparaturarbeiten abzusperren. Bis zu 28 t wiegen die Betonfertigteile, die mit dem 683 sicher verhoben werden. An schwierig zugänglichen Stellen oder wenn die LKWs nicht zur Abladestelle fahren können, wird die Maschine auch für das Vorhalten der Rohre in den Gräben verwendet. Diese haben bei einer Länge von 18 m ein Gewicht von 15 t und sind mit einem Durchmesser von 1,4 m die größten Rohre, die in Deutschland verbaut werden. Dank Raupenfahrwerk ist das Verfahren unter Last und das Manövrieren auf engstem Raum mit dem 683 auch in schwierigem Gelände sehr gut möglich. Der 42 m Teleskopausleger sorgt in Kombination mit Traglasten bis zu 80 t für einen großen Arbeitsbereich und eine ausgezeichnete Flexibilität auf der Baustelle. Richard Zunker, Oberpolier, MAX STREICHER GmbH fasst den Einsatz wie folgt zusammen:„Der 683 ist schnell einsatzbereit und lässt sich sehr gut und ohne großen technischen Aufwand umsetzen. Die große Reichweite des Teleskopauslegers hat uns enorm geholfen und viel Zeit gespart. Die robuste Maschine ist ein richtiges Arbeitsgerät.“ Weitere Informationen: SENNEBOGEN Maschinenfabrik GmbH, Hebbelstraße 30, 94315 Straubing, Tel. (0 94 21)5 40-0, info@sennebogen.de, www.sennebogen.de

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Ernst & Sohn Stellenmarkt · März 2012

TECHNISCHE UNIVERSITÄT HAMBURG-HARBURG Die Technische Universität Hamburg-Harburg hat die

Stiftungsprofessur W2 für Baumechatronik (Kenn-Nr.: P-1E2-01) zu besetzen. In Zusammenarbeit mit der Werner-Möbius-Stiftung kann an der TUHH eine W2-Stiftungsprofessur für die Dauer von fünf Jahren eingerichtet werden. Die Stiftungsprofessur erhält die Widmung Baumechatronik und soll das Gebiet der Bauverfahren und Baumaschinen im Bereich Erd- und Tiefbau sowie Wasserbau vertreten. Im Vordergrund der wissenschaftlichen Arbeit soll die konzeptionelle Entwicklung von Baumaschinen des allgemeinen Erd- und Tiefbaus sowie Wasserbaus mit dem Ziel der Effizienz-, Leistungs- und Qualitätssteigerung stehen. Die Entwicklung von innovativen Bauverfahren in den vorgenannten Feldern insbesondere bei Hafen-, Wasserstraßen- und Offshore-Anwendungen (beispielsweise zur Gewinnung und Speicherung regenerativer Energie) sind im Rahmen der Professur abzudecken. Zudem stellt das Erforschen von ganzheitlichen Bau-, Errichtungs-, Rückbau und Betriebskonzepten insbesondere für Bauaufgaben in den vorgenannten Feldern unter technischen, wirtschaftlichen und ökologischen Gesichtspunkten einen weiteren Arbeitsschwerpunkt dar. Zum Aufgabengebiet der Professur gehört die Mitwirkung in der Lehre im Bachelorstudiengang „Bau- und Umweltingenieurwesen“ und in den Masterstudiengängen „Bauingenieurwesen“ sowie „Mechatronik“. Hierbei sind insbesondere Vorlesungen zu „Bauverfahren, Baumaschinen und Baulogistik“ und „Maschineller Tunnelbau“ anzubieten. Das Lehrdeputat beträgt 9 Semesterwochenstunden. Die Professur ist dem Institut für Geotechnik und Baubetrieb zugeordnet. Zudem wird die Mitarbeit im Forschungsschwerpunkt „Bauwerke im und am Wasser“ der TUHH und dem Kompetenzfeld „Green Technologies“ angeboten. Wir suchen eine tatkräftige und fachlich ausgewiesene Persönlichkeit aus Wissenschaft oder Wirtschaft, die bereit ist: • mit hohem Engagement Forschung zu betreiben, • mit didaktischem Geschick und hoher Motivation ihr Wissen an unsere Studierenden zu vermitteln. Wir bieten • erstklassige Forschungsbedingungen, • ein flexibles Stellen- und Haushaltsmanagement, • regionale, nationale und internationale Forschungskooperationen, • Technologietransfer durch eine privatwirtschaftliche Tochtergesellschaft. Die Technische Universität Hamburg-Harburg begrüßt ausdrücklich die Bewerbung von Frauen. Die TUHH berücksichtigt besondere Fähigkeiten und Leistungen in der Lehre. Es gelten die in der Bundesrepublik Deutschland üblichen Vorschriften und Bedingungen (in Hamburg gemäß § 15 des Hamburgischen Hochschulgesetzes). Bewerberinnen bzw. Bewerber, die das 50. Lebensjahr vollendet haben, können nicht mehr mit einer Übernahme in das Beamtenverhältnis rechnen. Für Fragen steht Ihnen der Kanzler der TUHH, Herr Scheunert, Tel. 040/42878 3002 zur Verfügung. Ihre Bewerbung mit den üblichen Unterlagen erbitten wir unter Angabe der Kenn-Nummer P-12-01 bis zum 28. 03. 2012 an die folgende Adresse:

Technische Universität Hamburg-Harburg Der Präsident / Referat PV 32 / 21071 Hamburg

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Fachthemen Nico Michael Ruse Henning Schwarz

DOI: 10.1002/gete.201100009

Beurteilung der Setzungen bei EPB-Vortrieben der Metro L9 Barcelona Für den Bau der insgesamt 50 km langen Metro Linie 9 in Barcelona werden zeitgleich bis zu fünf EPB-Schilde eingesetzt; davon werden 13,6 km mit einem Ausbruchdurchmeser von 9,4 m und 27 km mit 12 m Durchmesser aufgefahren. Weitere Abschnitte führen über einen 4 km langen Viadukt sowie auf 6 km durch Tunnel in offener Bauweise und Tunnel in Spritzbetonbauweise. Seit Dezember 2009 sind bereits erste Teilstrecken dem automatischen U-Bahnbetrieb übergeben. Der Vortrieb von Tunneln im innerstädtischen Bereich erfordert eine äußerst intensive Vorbereitung und Kontrolle der Vortriebsparameter der Tunnelbohrmaschinen sowie ein intensives geodätisches und geotechnisches Messprogramm. Im vorliegenden Artikel werden Verfahren zur Vorbereitung und Kontrolle der Vortriebe mittels Erddruckschilden dargestellt. Hierbei wird insbesondere auf die Arbeitsdrücke der EPB-Schilde und die auftretenden Setzungen eingegangen, wobei der positive Effekt einer aktiven Kontrolle der Arbeitsdrücke im Steuerspalt zur Setzungsminimierung aufgezeigt wird. Zur detaillierten Analyse und Bewertung der Setzungen wird die „Effizienz“ als Bewertungskriterium eingeführt. Assessment of settlements at EPB drives of Barcelona’s metro line 9. For the construction of the 50 km long Metro Line 9 in Barcelona up to five earth pressure balanced shields have been used at the same time. Along 13.6 km the tunnel is excavated with an excavation diameter of 9.4 m and on a length of 27 km with a diameter of 12 m. Further sections are a 4 km long viaduct and 6 km of tunnels in cut and cover or conventionally excavated tunnels. First sub-sections of the new metro line are in service since December 2009. The advance of tunnels below urban areas requires an intensive preparation and control of the machine advance parameters as well as an intensive topographical and geotechnical monitoring programme. In the present article procedures for the preparation and control of an EPB advance are shown. Main focus is set on the machines working pressures and the resulting ground movements. The positive influence of the shield gap injection will be pointed out. For the analysis and evaluation of the settlements for the advance in soil, the so called “efficiency” will be introduced.

Projektkriterien Linie 9

Die U-Bahn-Linie 9 in Barcelona soll das aktuelle radiale System des schienengebundenen öffentlichen Personennahverkehrs vermaschen und weitere Gebiete der Metropolregion anschließen. Während der Projektstudien wurde wegen des Baugrunds sowie des über der Tunnelfirste

liegenden Grundwasserspiegels eine aktive Ortsbruststützung mittels EPB (Earth Pressure Balance) geplant. Ein Überblick der Projektrandbedingungen findet sich in [1], die Vielfältigkeit der geologischen und geotechnischen Bedingungen verdeutlicht der schematische geologische Schnitt in Bild 1. Eine detaillierte Beschreibung der geologischen Gegebenheiten entlang der Linie 9 gibt Jubany [2]. Die EPB Maschinen haben abhängig von Baugrund, Bohrdurchmesser und Hersteller unterschiedliche Schneidräder. Zusätzlich zur systematischen Ringspaltverpressung mit Mörtel durch Lisenen im Schildschwanz sind die Maschinen mit Injektionspunkten entlang des Schildmantels zur aktiven Druckkontrolle im Steuerspalt sowie mit Druckmesszellen in der Firste des Schilds ausgerüstet. Sämtliche Maschinen verfügen über eine kontinuierliche Datenerfassung. Diese Daten werden gespeichert und in Echtzeit an die Bauüberwachung und den Auftraggeber übermittelt. Zur Kontrolle der Baustellen gehört auch ein geodätisches und geotechnisches Messprogramm. Art und Anzahl der Messpunkte sowie die Messfrequenz sind abhängig vom Abstand zur Ortsbrust, von der geotechnischen Situation und von der Überbauung. Zur Gewährleistung einer objektiven Kontrolle ist es notwendig, die geotechnischen und geodätischen Messungen mit einem zeitlichen Vorlauf zum Tunnelvortrieb von mehreren Monaten zu beginnen und erst nach vollständigem Abklingen der Setzungen zu beenden. Die Überwachung, Kontrolle und Beurteilung der Messdaten – sowohl die Daten der Tunnelbohrmaschinen als auch des Monitoringsystems – erfolgen laufend durch die Ingenieure vor Ort.

Definition von Vortriebsparametern

Die Auswahl geeigneter Vortriebsparameter sowie die Definition und Anpassung ihrer Werte ist entscheidend für einen sicheren und setzungsarmen maschinellen Tunnelvortrieb. Eine einfache Bewertung der maßgebenden Maschinenparameter soll schon während der Schildfahrt zur Optimierung des Vortriebs und der Prozesssteuerung herangezogen werden. Detaillierte Datenanalysen geben im Nachhinein maßgeblich Auskunft über die Qualität der Schildfahrt [3]. Die Werte der vorab definierten Vortriebsparameter hängen von mehreren Faktoren ab, wobei sich die aus-

N. M. Ruse/H. Schwarz · Beurteilung der Setzungen bei EPB-Vortrieben der Metro L9 Barcelona

Bild 1. Schematisierter geologischer Längsschnitt aus dem Zentralbereich der Trasse der Linie 9 Fig. 1. Schematic geological section along the central part of the Line 9 tunnel

schlaggebenden aus den Baugrundverhältnissen und den Eigenschaften der Schildmaschine ergeben. Die Kontrollparameter werden abschnittsweise definiert, entsprechend der geotechnischen Gegebenheiten und eventueller Einflüsse naher oder zu unterfahrenden Bauwerke. Maßgebend sind hierbei die Arbeitsdrücke, die Druckverteilung in der Abbaukammer und entlang des Schilds sowie der Injektionsdruck und das Volumen der Mörtelverpressung im Ringspalt. Eine Massen- und Volumenkontrolle des abgebauten Materials ist selbstverständlich. Abhängig von den Materialeigenschaften an der Ortsbrust wird die Konditionierung mit Additiven angepasst, um eventuelle Verklebungen an Werkzeugen und Schneidrad zu verhindern sowie einen kontinuierlichen Materialfluss über die Förderschnecke aus der Abbaukammer zu gewährleisten. Dies erfolgt in erster Linie über die Parameter FIR (Foam Injection Ratio) und FER (Foam Expansion Ratio). Zur Reduzierung von Verschleiß an Schneidrad und Werkzeugen werden weiterhin Kontrollwerte für Penetration, Anpresskraft und Drehmoment des

Schneidrads für die einzelnen Vortriebsabschnitte festgelegt. In Tabelle 1 sind die Kontrollparameter aufgeführt, die sich bei den Vortrieben der Linie 9 als sinnvoll erwiesen haben. Dabei hat es sich als ausgesprochen hilfreich erwiesen, neben den Referenzwerten auch gestaffelte Grenzwerte als Warnniveaus festzulegen.

2.1

Vorteile einer aktive Druckkontrolle

Während der Ausführung der verschiedenen Abschnitte der Linie 9 hat sich gezeigt, dass der Tunnelvortrieb mit Erddruckschilden und die resultierenden Verformungen und Setzungen im Baugrund durch eine aktive Kontrolle und Steuerung der Arbeitsdrücke im gesamten Schildbereich positiv beeinflussbar sind. In erster Linie hängen die Arbeitsdrücke vom erforderlichen Stützdruck an der Ortsbrust ab und im weiteren von der aktiven Kontrolle des Drucks im Ringraum zwischen Ausbruchleibung und Schildmantel sowie von der Mörtelinjektion im Ringspalt [4]. Der Druck im Steuerspalt wird mit Druckmesszellen

Tabelle 1. Ausgewählte Kontrollparameter für einen EPB-Vortrieb Table 1. Selected control parameters for EPB advance Kontrollparameter

Controll parameter

Einheit/Unit

Stützdruck in ausgewählten Druckmesszellen in der Abbaukammer

Support pressure in selected pressure cells in the excavation chamber

[bar]

Druck entlang der Schildfirste

Pressure in the shield gap in the crown

[bar]

Materialwichte in der Abbaukammer

Unit weight of the material in the excavation chamber

[kN/m3]

Bodenkonditionierung – FIR – FER

Soil conditioning – FIR – FER

[%]

Mörtelverpressdruck

Grout injection pressure

[bar]

Mörtelvolumen

Grout volume

[m3]

Penetration

[mm/rev]

Anpresskraft gemessen an Zylindern der Schneidradverschiebung

Contact force measured at cutting wheel displacement cylinders

[kN]

Drehmoment Schneidrad

Cutting wheel torque

[kNm]

Materialaushub – Masse – Volumen

Excavated material – Mass – Volume

[t/m] [m3/m]

– Tagesvortriebsleistung – Unvorhergesehene Stillstandszeiten

– Daily advance rate – Unforeseen time for standstill

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[h]

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in der Firste entlang des Schilds gemessen und mithilfe von Bentonitinjektionen in den Steuerspalt gesteuert. Mit einer aktiven Prozess- und Druckkontrolle lassen sich Setzungen und daraus folgende kostenintensive Zusatzmaßnahmen wie Hebungsinjektionen oder Schlitzwände reduzieren. Behinderungen an der Geländeoberfläche durch Verkehrsumleitungen, Lärm- oder Staubentwicklung können vermieden werden.

2.2

Stützung der Ortsbrust

Grundlegend zur Definition der Arbeitsdrücke bei einem EPB-Vortrieb ist die Kenntnis des erforderlichen Stützdrucks an der Ortsbrust. Bei der Berechnung des notwendigen Arbeitsdrucks wird die detaillierte geotechnische und hydrogeologische Situation zugrunde gelegt, unter Berücksichtigung des Aufbaus des Baugrunds, der geotechnischen Parameter und des Grundwassers. Die Berechnung des Stützdrucks erfolgt zum Beispiel mithilfe des Bruchkörpermodells nach Anagnostou und Kovari [5] oder auch mithilfe der auf FEM-Basis entwickelten Berechnungsformel nach Vermeer und Ruse [6] sowie Vermeer et al. [7]. Demnach berechnet sich der effektive Bruchdruck p′f zu:

berechneten Luftdruck erhöht. Nach Herstellung des Filterkuchens wird die Bentonitsuspension durch Druckluft ersetzt, sodass im oberen Teil der Abbaukammer ein Bereich für Wartungsarbeiten zugänglich wird. Entsprechend dem Absenkniveau muss der Luftdruck in der Abbaukammer berechnet werden. Maßgebend sind hierbei die Druckverhältnisse im Scheitel und auf Absenkniveau. Es ist hierbei gleichermaßen auf die Standsicherheit der Ortsbrust gegen Verbruch sowie auf Geländehebung oder gar auf das Risiko eines Ausbläsers zu achten [9]. Abhängig von der Beschaffenheit des Baugrunds und der Dichtwirkung des mit Bentonit erstellten Filterkuchens ist während des Absenkens der Bentonitsuspension und während des Drucklufteinstiegs auf mögliche Luftverluste zu achten. Je nach festgelegten Grenzwerten, in erster Linie abhängig von der luftdurchflossenen Oberfläche der Ortsbrust, der Luftdurchlässigkeit des Bodens und durch die Kapazität der Druckluftgeneratoren, sollte die Druckluftintervention bei zu hohen Verlusten abgebrochen werden und die Abbaukammer zur Aufrechterhaltung der Standsicherheit und zur Versiegelung der Ortsbrust mit Bentonitsuspension so schnell wie möglich gefüllt werden.

2.3 p ' f = γ ' ⋅ D ⋅ ND − c ' ⋅ Nc mit dem Durchmesserbeiwert ND =

1 − 0, 05 9 tan φ′

(2)

und dem Kohäsionsbeiwert Nc = cot φ′

Druckkontrolle im Steuerspalt

(1)

(3)

wobei γ′ die effektive Bodenwichte, φ′ der effektive Reibungswinkel und D der Schneidraddurchmesser ist. Unter Berücksichtigung von Teilsicherheitsbeiwerten auf die Scherparameter kann nun der erforderliche effektive Stützdruck ermittelt werden. Der Arbeitsdruck in der Abbaukammer ergibt sich für mittlere bis hohe Durchlässigkeiten aus dem effektiven Stützdruck zuzüglich des Wasserdrucks. In geschichtetem Baugrund ist es notwendig, spezifische Analysen durchzuführen, wobei der Einfluss der verschiedenen geologischen Schichten mit ihren entsprechenden geotechnischen Parametern gesondert betrachtet werden muss [8]. Spezifische Situationen ergeben sich bei längeren Stillstandszeiten und vor allem auch bei Drucklufteinstiegen zur Inspektion und Wartung von Schneidrad und Werkzeugen. Hierzu wird in der Abbaukammer zunächst der Erdbrei mindestens bis auf Niveau des Absenkziels durch eine Bentonitsuspension ersetzt, sodass an der Ortsbrust ein entsprechender Filterkuchen entstehen kann. Zur Aufrechterhaltung der Standsicherheit der Ortsbrust muss, aufgrund der geringen Wichte der Bentonitsuspension im Vergleich zur Wichte des Erdbreis, der Druck im Scheitel erhöht werden. Um die Penetration der Bentonitsuspension in den Boden zu erhöhen, kann der Druck zeitweise erhöht werden. Bei den Arbeiten der L9 wurde der Flüssigkeitsdruck auf bis zu 0,5 bar über dem

Eine aktive Kontrolle des Drucks im Steuerspalt mithilfe von Bentonitinjektionen bringt mehrere Vorteile mit sich. Von der Ortsbrust bis zum eingebauten und verpressten Tübbingring entsteht eine kontrollierbare Druckverteilung. Die kontrollierten Arbeitsdrücke entlang des Schilds verhindern ein Abfließen des Stützmediums von der Ortsbrust nach hinten zum Schild. Ebenso wird durch die Injektion in den Steuerspalt ein Abfließen des Verpressmörtels nach vorne in Richtung Schneidrad verhindert. Weiterhin wird in mittel- bis gut durchlässigen Böden die innere Erosion des Bodens unterbunden, da die Gradiente zum Boden führt und nicht zum offenen Steuerspalt. Als praktischer Richtwert hat sich gezeigt, den Druck im Steuerspalt auf Firstniveau etwa 0,5 bis 0,7 bar über dem Stützdruck der Ortsbrust zu halten; der Verpressdruck des Mörtels sollte über dem Druck im Steuerspalt liegen. Die Injektionen in den Steuerspalt sollten sowohl druck- als auch volumenkontrolliert erfolgen. In Bild 2 ist schematisch die Druckverteilung entlang eines EPB-Schilds bei Anwendung der Steuerspaltinjektion dargestellt. Ziel der aktiven Kontrolle der Drücke entlang des gesamten Schilds ist eine Verringerung der Konvergenzen des Baugrunds zum Schild hin und damit eine deutliche Reduzierung von Senkungen im Gelände und an Bebauungen. Weiterer Vorteil der Bentonitinjektionen ist eine spürbare Verringerung der Mantelreibung entlang des Schilds was zu einer Reduzierung der Vortriebskräfte und damit zu Energieeinsparungen während des Vortriebs führen kann. Den Einfluss der Druckverteilung an einem EPB-Schild auf Senkungen des Geländes beschreiben Maidl et al. [10] für einen EPB-Vortrieb der Linie 9 mithilfe von dreidimensionalen FE-Berechnungen. Ihre Berechnungen zeigen, dass bei niedrigen Arbeitsdrücken die Setzung, im Vergleich zu höheren Arbeitsdrücken, erheblich zunimmt.

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Bild 2. Druckverteilung und Stützwirkung an einem EPB Schild mit Bentonitinjektion in den Steuerspalt Fig. 2. Pressure distribution along an EPB shield with bentonite injection into the shield gap

3 3.1

Effizienz – Kriterium zur Bewertung des Vortriebs Definitionen

Zur Analyse der vortriebsbedingten Setzungen und des diesbezüglichen Einflusses der Injektion des Verpressmörtels in den Ringspalt wurde mit der Effizienz ein neues Bewertungskriterium eingeführt [11]. Die Effizienz ηR als qualitatives Kriterium ist definiert als Ausnutzungsgrad der Mörtelverpressung im Hinblick auf die Setzung an der Geländeoberfläche. Es wird das Volumen der Quersetzungsmulde über der Ortsbrust mit dem Volumen der Quersetzungsmulde nach erfolgter Schildpassage und dem Abklingen der Sofortsetzungen verglichen. Die Effizienz ist definiert zu: ⎛ V −V ⎞ ηR ≡ 1 − ⎜ S(t) S(c) ⎟ ⎜ Vc − Vt ⎟ ⎠ ⎝

(4)

Eingehende Größen sind der Parameter VS(t) [m3/m], der das Volumen der Quersetzungsmulde nach Abklingen der Sofortsetzungen darstellt, sowie das Volumen VS(c) [m3/m] der Quersetzungsmulde unmittelbar bei Passage der Ortsbrust unterhalb des Messquerschnitts (Bild 3). Das Ausbruchvolumen Vc [m3/m] berechnet sich aus dem Vortriebsdurchmesser, das Ringvolumen Vt [m3/m] aus dem Außendurchmesser des Tübbingrings. Unter der Annahme eines volumentreuen Bodenverhaltens würde sich bei vollständigem Schließen des Ringspalts und den damit einhergehenden Setzungen an der Geländeoberfläche eine Effizienz von 0 ergeben. Je kleiner die Differenz zwischen Setzungsvolumen aus vorauseilenden Setzungen und dem Volumen nach Abklingen der Sofortsetzungen ist, desto größer wird die Effizienz und erreicht bei VS(t) = VS(c) den theoretischen Maximalwert von 100 %. Unter Annahme einer theoretischen Setzungsmulde, wie sie zum Beispiel von Peck [12] beschrieben wird, ist es möglich, das Setzungsvolumen VS auf Grundlage der Setzung über der Tunnelachse zu ermitteln. VS = 2π ⋅ i ⋅ S(max) = 2π ⋅ K ⋅ h ⋅ S(max)

(5)

In Gleichung (5) charakterisiert der Parameter K die Verformungseigenschaften des Bodens, h ist die Überdeckung

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Bild 3. Bestimmung der Setzungsanteile S(c) und S(t) für einen Oberflächenmesspunkt sowie theoretische Setzungsmulden zur Bestimmung der Setzungsvolumen Fig. 3. Definition of the settlement components S(c) and S(t) for a measurement point at surface as well as theoretical settlement troughs for the determination of the settlement volume

der Tunnelachse und S(max) die Setzung an der Geländeoberfläche über der Tunnelachse. Der Abstand zur Tunnelachse des Wendepunkts i der idealen Setzungsmulde und berechnet sich zu: i=K·h

(6)

Für K geben Mair und Taylor [13] Werte für Tunnelvortrieb in tonigem Untergrund im Bereich von 0,4 bis 0,6 und für sandigen Baugrund von 0,25 bis 0,45 an. Untersuchungen der Vortriebe in sandig-schluffigem Baugrund der Linie 9 in Barcelona haben Werte für K zwischen 0,45 und 0,50 ergeben. Werden andere Formeln zur Beschreibung der Setzungsmulde herangezogen, kann Gleichung 5 vereinfacht dargestellt werden: VS = P · S(max)

(7)

Aus den Gleichungen (4) und (7) kann nun folgende Beziehung zur Bestimmung der Effizienz aus den gemessenen Setzungen hergeleitet werden: ⎛ P ⋅ s −s (t) (c) ηR = 1 − ⎜ ⎜ Vc − Vt ⎝

(

) ⎞⎟ ⎟ ⎠

(8)

S(c) stellt die Setzungen an der Geländeoberfläche über der Tunnelachse in dem Augenblick dar, in dem die Ortsbrust sich unter dem Messpunkt befindet; S(t) steht für die Setzungen nach deren Stabilisierung (vgl. Bild 3). Es sei darauf hingewiesen, dass hierbei definiert wird, dass Senkungen positive Werte annehmen und Hebungen negative. Im städtischen Raum sind oftmals Messpunkte exakt oberhalb der Tunnelachse nicht zu installieren oder nicht mit ausreichender Frequenz zu messen. Bei Messquer-

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Bild 4. Gemessene Oberflächensetzungen während des Tunnelvortriebs ausgewählter Messpunkte Fig. 4. Measured settlement at ground surface during tunnelling at selected measurement points

schnitten, mit Messpunkten in einem gewissen Abstand zur Tunnelachse, können die Setzungen über der Tunnelachse nach Mair & Taylor ermittelt werden: x2

(9)

S(max) = S(x) ⋅ e 2i2

wobei S(x) die Setzung in einem Messpunkt mit Abstand x zur Tunnelachse ist. Erfahrungen aus dem Bau der Linie 9 haben gezeigt, dass aufgrund der Messgenauigkeiten hierfür Messpunkte geeignet sind, die zwischen den beiden Wendepunkten der Setzungsmulde liegen und Werte aufweisen, die größer 5 mm sind. Aus den Gleichungen (7) und (9) ergibt sich: x2

VS = P ⋅ S(max) = P ⋅ S(x) ⋅ e 2i2

3.2

(10)

Fallstudie

In der hier vorgestellten Fallstudie werden Daten analysiert und dargestellt, die auf dem Vortrieb eines EPB Schilds mit 12 m Durchmesser basieren. Der Tunnel im untersuchten Streckenabschnitt wurde in geschichtetem Baugrund aufgefahren. Der Baugrund besteht aus locker gelagerten Sanden mittleren Korndurchmessers. Auf Niveau der Tunnelachse befindet sich eine etwa 2 m mächtige Schicht aus Grobkies mit eingelagerten Blöcken; im unteren Querschnittsbereich sind zementierte sandige Schluffe anzutreffen. Die Überdeckung des Tunnels entspricht etwa dem zweifachen Tunneldurchmesser. Der Grundwasserspiegel liegt nur wenige Meter unterhalb der Geländeoberfläche. Ein geologischer Längsschnitt dieses Streckenabschnitts ist in Bild 5a dargestellt. Die Komplexität des Tunnelvortriebs aufgrund der geologisch-geotechnischen Situation und der geplanten Durchführung von Druckluftinterventionen zur Kontrolle und Wartung von Schneidrad und Werkzeugen, erfordert ein sehr umfangreiches Messprogramm. Benachbarte Ge-

bäude werden mithilfe von Prismen zur Messung sowohl der Vertikal- als auch der Horizontalbewegung durch automatisierte Totalstationen überwacht. Halbstündig werden die Kontrollprismen vermessen und die Messdaten in Echtzeit über Internet zur Verfügung gestellt. An der Geländeoberfläche erfolgt eine manuelle, topografische Kontrolle der Geländebewegungen. Messpunkte sind im Abstand von etwa 10 m über der Tunnelachse angebracht. In regelmäßigen Abständen sind Messquerschnitte, bestehend aus mindestens drei Messpunkten, installiert. Die Messfrequenz ist in Abhängigkeit vom Abstand der Ortsbrust des Tunnels zum jeweiligen Messpunkt oder -querschnitt definiert. Die einzelnen Kontrollpunkte werden dabei bis zu viermal pro Tag vermessen. Daten der topografischen Oberflächenkontrolle werden in den Bildern 4 und 5 vorgestellt. In Bild 4 wird der Verlauf der Vertikalbewegungen von fünf Oberflächenmesspunkten dargestellt, die über der Tunnelachse installiert sind. Hierbei werden die Bewegungen, wie in Bild 3, in Abhängigkeit des Abstands zur Ortsbrust des Tunnels aufgetragen. Die vorauseilenden Setzungen erreichen Werte von wenigen Millimetern, die Sofortsetzungen werden zwischen 12 und 30 mm gemessen. Für den untersuchten Vortriebsabschnitt sind in Bild 5c gemessene Setzungen und die berechnete Effizienz dargestellt. Desweiteren werden in Bild 5b die gemessenen Stützdrücke auf Firstniveau gezeigt. In diesem Abschnitt lassen sich den gemessenen Setzungen zufolge mehrere Bereiche unterscheiden. Über den gesamten Vortriebsabschnitt sind nur geringe vorauseilende Setzungen zu verzeichnen. Nichts desto trotz zeigen die Werte der Effizienz und auch die Gesamtsetzungen deutliche Variationen auf. Zu Beginn des Abschnitts wird eine Effizienz von etwa 94 % erzielt, die maximalen Setzungen erreichen Werte von etwa 15 mm. Im weiteren Verlauf des Vortriebs ist eine Abnahme der Effizienz auf 90 % und auch eine Setzungszunahme auf über 25 mm zu verzeichnen. Auf den nachfolgenden 100 m verbessert sich kurzzeitig

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Bild 5. Fallbeispiel: a) Geologischer Längsschnitt des untersuchten Abschnitts; b) gemessene Stützdrücke auf Firstniveau; c) Längssetzungsmulde über der Tunnelachse und berechnete Effizienz entlang des untersuchten Abschnitts Fig. 5. Case study: a) geological profile of the analysed section; b) measured face support pressure at crown level; c) longitudinal settlement trough over tunnel axis and calculated efficiency

der Vortrieb mit Werten für die Effizienz von 94 bis 95 % und Endsetzungen kleiner 20 mm, jedoch ist gegen Ende des Vortriebsabschnitts eine deutliche Abnahme der Effizienz auf Werte < 90 % einhergehend mit einer Zunahme der Endsetzungen auf bis zu 35 mm zu verzeichnen. Die konstant geringen vorauseilenden Setzungen lassen auf eine gut abgestimmte Stützung der Ortsbrust mittels Erdbrei schließen. Die Schwankungen der Effizienz und auch der Gesamtsetzungen deuten auf eine unzureichende Stützung des Steuerspalts in Verbindung mit Schwierigkeiten bei der Ringspaltinjektion hin.

3.3

Korrelation zwischen Effizienz und Volume Loss

Um einen Vergleich der Effizienz des Vortriebs mit dem Volume Loss zu erstellen, wurde auf eine Vielzahl von Messdaten zurückgegriffen, die beim Bau der L9 aus verschiedenen Vortriebsabschnitten sowohl mit Bohrdurchmessern von 9,4 m als auch mit 12 m gewonnen wurden. Die untersuchten Beispiele entstammen Schildfahrten

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durch zum Teil locker gelagerte Sande, normalkonsolidierte sandige Schluffe mit eingelagerten Kiesen bis hin zu leicht überkonsolidierten tonigen Schluffen. Auf einigen Abschnitten erfolgten die Vortriebe mit aktiver Steuerspaltstützung, wohingegen andere Abschnitte ohne aktive Steuerspaltstützung ausgeführt wurden. Die Ergebnisse dieser Analysen sind in Bild 6 dargestellt, wobei Resultate aus Vortrieben ohne aktive Steuerspaltinjektion grau hinterlegt sind. Die ausgewerteten Daten bestätigen die Abhängigkeit zwischen Volume Loss und Effizienz. Je größer die Effizienz ist, desto niedriger ist der Volume Loss, wohingegen bei niedriger Effizienz ein größerer Volume Loss auftritt. Deutlich wird der Einfluss der aktiven Steuerspaltinjektion. Während bei aktiver Steuerspaltinjektion eine Effizienz größer 95 % und ein Volume Loss von 0,5 % und kleiner erzielt wird, weisen die Vortriebe ohne Steuerspaltinjektion deutlich schlechtere Resultate auf. Ohne systematische Stützung des Steuerspalts schließt sich der Ringraum um den Schild und führt da-

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Bild 6. Korrelation zwischen Effizienz und Volume Loss für Vortriebe mit 9,4 und 12 m Durchmesser verdeutlicht den Einfluss der Steuerspaltinjektion Fig. 6. Correlation between efficiency and volume loss for advances with 9.4 and 12 m diameter indicating the influence of shield gap injections

durch zu einer unzureichenden Verpressung des verbleibenden Ringspalts mit entsprechend geringerem Mörtelvolumen. Der Einfluss dieses Zusammenhangs wird in Bild 7 auf Grundlage von Daten der Vortriebe mit 12 m Durchmesser verdeutlicht. Neben Effizienz und Volume Loss nach Abklingen der Setzungen ist der Anteil des Volume Loss aus den vorauseilenden Setzungen aufgetragen. Wird diesem Anteil der theoretische Betrag aus Schildkonizität hinzuaddiert, lassen sich die Vortriebe identifizieren, bei denen sich der Steuerspalt geschlossen hat. Die vorgestellten Daten zeigen, dass bei Vortrieben ohne aktive Druckkontrolle im Steuerspalt, die diesem entsprechende Konvergenz erreicht oder überschritten wird.

Bei einer aktiver Stützung im Steuerspalt wird die Schildkonvergenz nicht überschritten und es wird ein insgesamt kleiner Volume Loss sowie auch eine große Effizienz erzielt. Beim Bau der Linie 9 gelten als Richtwerte für einen erfolgreichen Vortrieb eine Effizienz >95 % und eine Volume Loss < 0,5 %. Aus Bild 7 wird weiterhin ersichtlich, dass mit guter Ortsbruststützung und demzufolge relativ geringen vorauseilenden Setzungen teilweise noch relativ hohe Endwerte für den Volume Loss festgestellt werden. Dies bedeutet, dass zum Erreichen niedriger Setzungen sowohl eine adäquate Stützung der Ortsbrust als auch eine aktive Kontrolle der Drücke im Steuerspalt notwendig sind. Die vorauseilenden Setzungen sind vor-

Bild 7. Ohne aktive Stützung des Steuerspalts überschreiten die Konvergenzen die Konizität des EPB-Schilds; dargestellt sind Daten VS(t) und VS(c) aus Vortrieben mit Durchmesser 12 m Fig. 7. Without active support of the shield gap, the ground convergence exceeds the conicity of the EPB shield; data of VS(t) and VS(c) for 12 m EPB tunnelling

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wiegend abhängig von der Stützung der Ortsbrust, wohingegen geringe Gesamtsetzungen nur mit einer zusätzlichen Stützung des Steuerspalts und einer vollständigen Mörtelinjektion im Ringspalt zu erzielen sind. Wenn die Geländeoberfläche mit einer von der Vortriebsgeschwindigkeit abhängigen hohen Frequenz topographisch gemessen wird, kann die Berechnung der Effizienz zur Bewertung der Steuerparameter der EPB herangezogen werden. Bei manuell durchgeführten Messungen ist dies nur in Fällen mit ausreichend dichtem Messnetz und hohem Personaleinsatz im Schichtbetrieb möglich. Unter Verwendung automatisierter prismenloser topographischer Kontrolle der Oberfläche [14] ist eine hohe Messfrequenz einfach zu erreichen. Eine prismenlose topographische Kontrolle der Oberfläche wurde auf mehreren Probeabschnitten der L9 erfolgreich getestet.

Zusammenfassung und Ausblick

Tunnelvortriebe in dichtbesiedelten Stadtgebieten erfordern einen hohen Qualitätsstandard, um Setzungen und den Einfluss auf benachbarte Bauwerke zu minimieren. Um dieses Ziel zu erreichen, ist für Tunnelvortriebe des Projekts Linie 9 eine detaillierte Planung mit Grenzwerten für die wichtigsten Vortriebsparameter Abschnittsweise ausgeführt und den gemessenen Werten entsprechend angepasst worden. Eine umfangreiche Analyse der Vortriebsparameter und der baubegleitenden Vermessung zeigen den maßgebenden Einfluss der aktiven Druckkontrolle entlang eines EPB-Schilds auf Bewegungen im Gelände auf. Zur qualitativen Bewertung des Vortriebs wird im vorliegenden Artikel ein einfaches Kriterium vorgestellt. Ein Vortrieb mit Volume Loss kleiner als 0,5 % und einer Effizienz größer als 95 % ist nur bei aktiver Steuerspaltinjektion zu erzielen. Wird eine aktive Druckkontrolle im Steuerspalt vernachlässigt, resultiert dies in einer erheblichen Zunahme des Volume Loss und der damit verknüpften Setzungen im Baugrund und von Gebäuden. Bei einer konsequenten Planung, Ausführung, Kontrolle und Optimierung des Vortriebs ist Tunnelbau in dichtbesiedelten Stadtgebieten mit geringen Einflüssen auf die Umgebung möglich. Mit voranschreitender Automatisierung der Datenanalysen der EPB-Schilde in Kombination mit automatisierten Monitoringsystemen können in Zukunft Risiken besser kontrolliert und weiter eingeschränkt werden. Die systematische Datenanalyse und das intensive Monitoringprogramm sind wegweisend beim Bau der Linie 9 in Barcelona.

[2] Jubany, J.: Las dificultades de un subsuelo muy heterogéneo. In Laia Libros (Hrsg.): L9/L10 – El Metro de la Innovación. S. 54–59. Barcelona, 2010. [3] Emeriault, F., Kastner, R.: Tunnelling with earth pressured balance tunnel boring machines: observations and modelling. Aula Paymacotas – Jornada técnica: Túneles con EPB: Simulación y Control de la Tuneladora. Barcelona 2008. [4] Sugiyama, T., Nomoto, T., Nomoto, N., Mair, R.J., Bolton, M.D., Soga, K.: Compensation grouting at the Docklands Light Railway Lewisham Extension Project. In Kusakabe, Fujita, Miyazaki (Hrsg.): Geotechnical Aspects of Underground Construction in Soft Ground. S. 319–324. Rotterdam: Balkema, 2000. [5] Anagnostou, G., Kovári, K. (1996). Face Stability Conditions with Earth-Pressure-Balanced Shields. Tunnelling and Underground Space Technology 11 (1996), Nr. 2, S. 165–173. [6] Vermeer, P.A., Ruse, N.M.: Die Stabilität der Tunnelortsbrust in homogenem Baugrund. geotechnik 24 (2001), Nr. 3, S. 186– 193. [7] Vermeer, P.A., Ruse, N.M., Marcher, T.: Tunnel heading stability in drained ground. Felsbau, Nr. 6/2002, S. 8–18. [8] Ruse, N.M.: Räumliche Betrachtung der Standsicherheit der Ortsbrust beim Tunnelvorrieb. Dissertation, Universität Stuttgart, 2004. [9] Babendererde, S., Holzhäuser, J.: Compressed air support on Hydroshields. World Tunnelling 12 (1999), No 9, S. 419–423. [10] Maidl, B., Maidl, U., Ruse, N.M.: Erfahrungen mit der FEM-Simulation im Rahmen des Prozesscontrollings beim Schildvortrieb. Bauingenieur 80 (2005), S. 337–342. [11] Schwarz, H.: Linea 9 Metro Barcelona. Excavación con tuneladoras de gran diámetro. Jornada Técnica de AETOS/UPC. Barcelona, 2009. [12] Peck, R.B.: Deep excavations and tunnelling in soft ground. Proc. 7th Int. Conf. On Soil Mechanics and Foundation Engineering. Mexico 1969, Vol. IV (State of the Art), S. 225–290. [13] Mair, R.J., Taylor, R.N.: Bored tunnelling in the urban environment. Proc. 14th Int. Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Hamburg. Vol. 4, 2353–2385. Rotterdam: Balkema, 1997. [14] Tamagnan, D., Beth, M.: Monitoring of surface deformation with robotic total stations using reflectorless measurements. Geotechnical Instrumentation News, September 2011, S. 21– 24. Autoren: Dr.-Ing., Dipl.-Geol. Nico Michael Ruse, nruse@gisa.cat Dipl.-Ing. Henning Schwarz, hschwarz@gisa.cat GISA – Gestió d’Infraestructures S.A.U., Dels Vergòs, 36–42, 08017 Barcelona, Spanien

Literatur [1] Boté, R., Schwarz, H., Comulada, M.: Erfahrungsstand im Tunnelvortrieb mit zwei 12 m Schilden für die U-Bahn Linie 9 in Barcelona. Bauingenieur 79 (2004), Nr. 6, S. 253–263.

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Eingereicht zur Begutachtung: 15. Juni 2011 Angenommen zur Publikation: 3. Dezember 2011

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Engineering a better solutions

Fachthemen Henning Lesemann Norbert Vogt

DOI: 10.1002/gete.201100016

Untersuchungen zur hydraulischen Stützung mit Polymerlösungen Polymere Lösungen stellen eine technisch und wirtschaftlich interessante Alternative zu den bislang üblicherweise verwendeten Bentonitsuspensionen für die hydraulische Stützung von Bohrlöchern und Schlitzen dar und werden im Ausland seit Jahren zunehmend eingesetzt. Die in Frage kommenden Polymerlösungen weisen im Gegensatz zu Bentonitsuspensionen praktisch keine Fließgrenze auf, weshalb sich das Eindring- und Stützverhalten wesentlich unterscheidet und die bekannten Nachweise der Schlitzstabilität nicht anwendbar sind. Durch ein Forschungsvorhaben am Zentrum Geotechnik der Technischen Universität München sollten die Kenntnisse über das Verfahren und dessen Anwendbarkeit erweitert und dokumentiert werden, um die Planung und den sicheren und verantwortungsvollen Einsatz in der Praxis zu erleichtern. Hierzu wurden die theoretischen Grundlagen zur Strömung solcher nicht-newtonscher Fluide im Lockergestein aufbereitet und Möglichkeiten der Modellierung diskutiert. In Laborversuchen wurden das Strömungsverhalten der Lösungen und die Parameterbestimmung für die Modelle untersucht. In Feldversuchen wurden fünf Bohrpfähle polymergestützt und ein Vergleichspfahl bentonitgestützt hergestellt und dabei auch weitere baupraktische Fragestellungen untersucht. Außerdem wurden Hinweise zum Nachweisverfahren gegeben und die Umweltverträglichkeit des Verfahrens betrachtet. Investigations into hydraulic support using polymeric solutions Polymer solutions turn out to be a technically and economically promising alternative to the so far commonly used bentonite suspensions for the hydraulic support of boreholes or diaphragm wall trenches and have been used increasingly abroad. As a consequence of the almost non-existent yield strengths of the applicable polymer solutions, their flow and support characteristics differ considerably from those of bentonite suspensions and established stability analyses cannot be adopted. A research project at the Zentrum Geotechnik, Technische Universität München, was carried out to improve and document the knowledge of this method and its applicability. Therefore, basic principles of the flow of such non-Newtonian fluids in soil were recapitulated and options for modelling were discussed. The flow behaviour of the polymeric solutions and the determination of model parameters were studied in laboratory tests. In field tests, five bored piles were completed under polymeric support and one reference pile under bentonite support. In the course of these tests, further issues of relevance for construction practice were investigated. Finally, details of the stability analyses were specified and the environmental compatibility of the construction method was examined.

Einleitung

Die hydraulische Stützung mittels einer Stützflüssigkeit ist ein Verfahren, mit dem Bohrlöcher oder Schlitze bei der Herstellung von Bohrpfählen bzw. Schlitzwänden in nicht standsicheren Böden temporär gesichert werden können. Als Stützflüssigkeiten werden insbesondere Bentonitsuspensionen seit langem erfolgreich eingesetzt [1] [2] [3]. Vornehmlich in den USA und in Asien, aber zunehmend auch im europäischen Ausland werden seit einigen Jahren alternativ polymere Stützflüssigkeiten verwendet [4] [5] [6] [7]. Polymere bestehen aus Makromolekülen, deren Molekülaufbau durch wiederholte Aneinanderreihung bestimmter Strukutureinheiten bzw. -bausteine beschrieben werden kann [8]. Nach ihrer Herstellung lassen sich Biopolymere, halb-synthetische Polymere (durch Umwandlung makromolekularer Naturstoffe) und voll-synthetische Polymere unterscheiden. Die polymeren Stützflüssigkeiten sind kolloidale Lösungen, d.h. die gelösten Teilchen (Polymermoleküle) sind viel größer als die Lösungsmittelteilchen (Wassermoleküle). Hergestellt werden diese Lösungen durch Mischen der als Pulver, Granulat, Emulsion oder in wässriger Lösung verfügbaren Polymere mit Wasser. Der wichtigste Unterschied zwischen polymeren Stützflüssigkeiten und Bentonitsuspensionen im Hinblick auf das Stützverhalten besteht darin, dass die polymeren Stützflüssigkeiten i.d.R. über keine oder nur eine sehr geringe Fließgrenze verfügen und somit theoretisch unendlich weit in den Baugrund eindringen. Das Bemessungskonzept nach DIN 4126 [9] bzw. E DIN 4126 [10] für die Stützung mit Bentonitsuspensionen (Standsicherheitsnachweise des Einzelkornversagens bzw. des Abgleitens auf Gleitflächen jeweils für den Zeitpunkt „t gegen unendlich“) ist daher ohne Erweiterungen nicht anwendbar, da sich eine Standsicherheit in keinem Fall nachweisen ließe. Steinhoff [11] leitete in seiner Arbeit daher einen zeitabhängigen Standsicherheitsnachweis ab. Dieser basiert darauf, dass auch durch die auf das Korngerüst dynamisch übertragenen Schubkräfte (Strömungsmassenkräfte) eine hydraulische Stützung erfolgt, die jedoch mit zunehmender Standzeit des Bohrlochs oder des Schlitzes geringer wird, da der innerhalb eines kritischen Gleitkörpers übertragene Anteil der Stützkraft (Gleitflächennachweis) bzw. der hydraulische Gradient (Einzelkornnachweis) mit zu-

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nehmender Eindringung der Stützflüssigkeit abnehmen. Wesentliche Grundlage für diese Art der Nachweisführung ist daher ein hinreichend abgesichertes Modell zum Strömungsverhalten der Stützflüssigkeit. Die Hauptvorteile der Verwendung von Polymerlösungen liegen im vereinfachten Bauablauf und – zumindest im Ausland – in den geringeren Entsorgungskosten. Die Polymerlösungen erfordern kein hochtouriges Anmischen und keine Quellzeit sowie normalerweise als Konsequenz aus der fehlenden Fließgrenze nach ihrer Verwendung als Stützflüssigkeit auch keine aufwändige Separierung, sondern nur einfache Absetzbecken. Diese Vereinfachungen reduzieren auch den innerstädtisch häufig kritischen Platzbedarf für die Baustelleneinrichtung. Die geringeren Entsorgungskosten werden in ausländischen Veröffentlichungen vielfach genannt, da die relevanten Polymere meist als ökotoxikologisch unbedenklich angesehen werden. Ein Vorteil der Polymerstützung ist jedenfalls, dass die Konsistenz des Bodenaushubs für eine Entsorgung günstiger ist als die von mit Bentonitsuspension vermischtem Boden. Die genannten Vorteile führen dazu, dass sich trotz der verhältnismäßig hohen Stoffkosten für Polymere auch ein wirtschaftlicher Vorteil ergeben kann. Die Fülle der Projektbeispiele im Ausland, bei denen Polymere der Verwendung von Bentonit vorgezogen wurden, lassen ebenfalls wirtschaftliche Anreize vermuten. Allerdings existierte mit [11] bislang nur eine einzige wissenschaftliche Arbeit aus dem Bereich des Bauingenieurwesens, in der die Polymereindringung in den Baugrund genauer untersucht wurde. Andere Forschungsvorhaben hatten ihre Schwerpunkte bei der Tragfähigkeit polymergestützt hergestellter Pfähle [7] oder dem Sedimentationsverhalten von Bodenpartikeln in der Stützflüssigkeit [12] und behandelten die Stützwirkung höchstens qualitativ und am Rande. In der Praxis blieb daher nur, das Verfahren nach Erfahrungswerten (häufig von Herstellerfirmen) zu planen oder im Vorfeld einer Baumaßnahme Versuchsschlitze bzw. -bohrlöcher auszuführen. In Deutschland wurden polymere Lösungen bei der Herstellung von Bohrpfählen oder Schlitzwänden bislang praktisch nicht eingesetzt. Durch ein Forschungsvorhaben am Zentrum Geotechnik [13] sollten die Kenntnisse über das Verfahren und dessen Anwendbarkeit in Abhängigkeit von vorliegenden Randbedingungen erweitert und dokumentiert werden, um die Planung und den sicheren und verantwortungsvollen Einsatz in der Praxis zu erleichtern. Hierzu wurden theoretische Grundlagen recherchiert und numerische Modellierungen sowie Labor- und Feldversuche durchgeführt. Während die Laborversuche ausschließlich auf die rheologischen Eigenschaften, das Strömungsverhalten und die Stützwirkung polymerer Stützflüssigkeiten ausgerichtet waren, sollten durch die Feldversuche darüber hinaus auch weitere baupraktische Fragestellungen beantwortet werden. Die Feldversuche umfassten die Herstellung von sechs großmaßstäblichen Versuchspfählen, die nach dem Aushärten probebelastet und später oberflächennah freigelegt wurden. Die für das Verfahren in Frage kommenden Polymerprodukte werden in Deutschland teilweise bereits als Additive zu Bentonitsuspensionen oder in anderen Einsatzgebieten, z.B. für Brunnenbohrungen oder Hydroschild-

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anwendungen, auch in Reinform eingesetzt. Dennoch wurde für die hier untersuchte Anwendung bei der Herstellung von Bohrpfählen und Schlitzwänden ein Nachweis der Umweltverträglichkeit gefordert. Aus diesem Grund wurden im Rahmen der Forschung auch umweltrelevante Aspekte des Verfahrens behandelt. U.a. wurde durch ein Beweissicherungsprogramm die Grundwasserbeeinflussung während und nach der Herstellung der Versuchspfähle untersucht.

Theoretische Grundlagen

Polymere Lösungen zählen im Regelfall nicht zu den newtonschen Fluiden. Das bedeutet, dass sie nicht über eine konstante Viskosität verfügen, sondern die Viskosität zumindest eine Funktion der Scherrate ist. Diese Abhängigkeit kann vereinfachend erklärt werden durch die Tatsache, dass sich bei höheren Scherraten die Polymerketten zunehmend parallel ausrichten und so der innere Widerstand gegen die Scherverformung abnimmt [14] [11]. η = f(γ· ) mit: η γ·

(1)

(dynamische) Viskosität eines Fluids [Pa·s] Scherrate (oder Geschwindigkeitsgradient) [1/s]

Die Beziehung zwischen Scherrate und Viskosität wird mittels rheologischer Modelle beschrieben. Über die scherratenabhängige Viskosität hinaus können Polymerlösungen weitere komplexe, nicht-newtonsche Eigenschaften, z.B. visko-elastische Eigenschaften, aufweisen. Diese Fälle werden hier nicht betrachtet, einige Anmerkungen hierzu finden sich in [13]. Das Strömungsverhalten nicht-newtonscher Fluide in porösen Medien wird häufig aufbauend auf Ersatzmodellen des realen Porenraums, sogenannten Porenraummodellen (Bild 1) beschrieben. Diese bestehen aus idealisierten, geometrischen Grundformen, für die sich Beziehungen zwischen einem anliegenden Potenzialgradienten und der Strömungsgeschwindigkeit in Abhängigkeit von den Fluideigenschaften analytisch herleiten lassen. Die einfachste Grundform ist eine gerade Kapillare mit konstantem Radius R und der Länge l, an der ein Dif-

Bild 1. Porenraummodelle, nach [18] Fig. 1. Pore space models, from [18]

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Tabelle 1. Rheologische Modelle und zugehörige Gleichungen für Kapillarströmungen Table 1. Rheological models and related equations for capillary flow Modell

Viskositätsfunktion

Newton

η(γ· ) = konstant

Ostwald-de Waele (oder „power law“)

η(γ· ) = K · γ· m–1

Ellis

η γ =

Durchfluss q durch eine Kapillare q=

π ⋅ Δp ⋅ R 4 8 ⋅ η⋅ l

1/m π ⋅ m ⋅ R(3⋅m+1)/m ⎛ Δp ⎞ ⋅⎜ ⎟ 3⋅ m +1 ⎝2 ⋅ K ⋅ l⎠

⎡ α−1⎤ π ⋅ R 4 ⋅ Δp ⎢ 4 ⎛ Δp ⋅ R ⎞ ⎥ ⎜⎜ ⎟⎟ ⋅ 1+ 8 ⋅ η0 ⋅ l ⎢ α + 3 ⎝ 2 ⋅ τ1/2 ⋅ l ⎠ ⎥ ⎣ ⎦

(Modellparameter: K und m)

()

η0 α−1

⎛ τ γ ⎞ ⎟ 1+ ⎜ ⎜ τ1/2 ⎟ ⎝ ⎠

()

η0 ⎛ γ ⋅ η γ 1+ ⎜ ⎜ τ1/2 ⎝

α−1

( ) ⎞⎟ ⎟ ⎠

(Modellparameter: η0, τ1/2 und α) Herschel-Bulkley

η(γ ) = η→∞

τH + K H ⋅ γ mH −1 γ

für τ > τH

für τ < τH

π ⋅ R3 ⋅ τ W − τH 3 ⋅ τW

(

mit τ W =

ferenzdruck Δp anliegt. Für solche Kapillaren ist in Tabelle 1 für einige bekannte rheologische Modelle der Durchfluss q in Abhängigkeit vom Druckgradienten Δp/l angegeben (siehe [14] [15] [16]). Durch Kombination der in Tabelle 1 angegebenen Durchflussbeziehungen (für jeweils eine Kapillare) mit den zuvor genannten Porenraummodellen lässt sich das Strömungsverhalten im Porenraum des Bodens modellieren. Im einfachsten Fall besteht dieses Porenraummodell aus einer Anzahl N gerader Kapillaren mit dem konstanten Radius R (Modell (a) in Bild 1). Soll das Modell den gleichen Porenanteil n und die gleiche Durchlässigkeit k in Bezug auf newtonsche Fluide besitzen wie das repräsentierte poröse Medium, lassen sich R und N eindeutig ableiten (γW = Wichte und ηW = Viskosität von Wasser bei 10 °C, A = durchströmte Fläche):

8 ⋅ ηW ⋅ k n ⋅ γW n2 ⋅ γW n⋅A = ⋅A 2 8 ⋅ π ⋅ ηW ⋅ k π⋅R

(2)

(3)

Das Porenraummodell lässt sich in vielfacher Weise weiterentwickeln. In einigen Veröffentlichungen wird vorgeschlagen, je ein Drittel der Kapillaren in jeder der drei kartesischen Koordinatenrichtungen anzuordnen, um eine Durchlässigkeit in alle Koordinatenrichtungen zu erlauben. Der Porenanteil des Kapillarmodells soll dabei weiterhin dem des realen Systems entsprechen. Für dieses modifizierte Gleichungssystem ermittelt sich (vgl. [13]):

R 3D =

24 ⋅ ηW ⋅ k n ⋅ γW

⎡ ⎤ ⎢ τ − τ 2 2⋅τ ⋅ τ − τ ⎥ 2 τ H H W H H ⎥ ⋅⎢ W + + ⎢ 1 ⎥ 1 1 +2 + 1⎥ ⎢ m +3 m m ⎣ ⎦ H H H

(Modellparameter: KH, mH und τH)

(

K1H/mH

(4)

N3D =

)

(

)

Δp ⋅ R (Wandschubspannung) 2⋅l

n2 ⋅ γW 1 3⋅ n⋅ A = ⋅A 2 72 ⋅ π ⋅ ηW ⋅ k π ⋅ R 3D

(5)

Das so definierte Porenraummodell soll nachfolgend zugrunde gelegt werden. Für dieses Modell lässt sich etwa für ein Ostwald-de Waele-Fluid (vgl. Tabelle 1) eine geschlossene Lösung für die Eindringlänge l einer aus einem unendlich langen Schlitz in den benachbarten Baugrund abströmenden Polymerlösung der Wichte γF (Bild 2) in Abhängigkeit von der Zeit t ableiten. Der Grundgedanke der Herleitung (ausführlich beschrieben in [11] für das Porenraummodell (a) aus Bild 1) ist, dass für ein inkompressibel angenommenes Fluid das innerhalb eines Zeitinkrements dt eingedrungene Fluidvolumen dem zusätzlich aufgefüllten Porenvolumen entsprechen muss. Der Durchfluss des Fluids durch die Fläche A ergibt sich als Produkt des Durchflusses durch eine Einzelkapillare und der Anzahl N3D an Kapillaren senkrecht zu dieser Fläche. Die Potenzialdifferenz (als Differenz zwischen dem Stützflüssigkeitspotenzial im Schlitz und dem ggf. vorhandenen Grundwasserpotenzial am Ende der Eindringstrecke) ist dabei konstant. Das Porenvolumen ergibt sich aus dem Porenanteil des Bodens n, der durchströmten Fläche A und dem Inkrement der Eindringlänge dl. ⎛ ⋅m+1)/m (m + 1) ⋅ n ⋅ γ W ⋅ R(3 3D l = ⎜⎜ ⎜ 72 ⋅ ηW ⋅ k ⋅ (3 ⋅ m + 1) ⎝

⎞ ⎛ Δu ⋅ γ ⎞1/m ⎟ m+1 F⎟ ⋅ ⎜⎜ ⋅ t ⎟ ⎟⎟ ⎝ 2⋅K ⎠ ⎠

(6)

Eine analoge Beziehung lässt sich auch für den radialsymmetrischen Fall (Bohrloch) herleiten. Während Gleichung (6) nur eine horizontale Bewegung des Fluids berücksichtigt, ist im realen System grundsätzlich auch eine vertikale Komponente der Geschwindigkeit vorhanden.

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blen Polymerkonzentration infolge Adsorption und Vermischung der Polymerlösung mit Grundwasser oder des Einflusses teilgesättigter Verhältnisse bei der Polymereindringung oberhalb des Grundwasserspiegels behandelt, die in dem vereinfachten Modell keine Berücksichtigung finden. Von praktischer Bedeutung ist außerdem eine mögliche Durchlässigkeitsreduktion entlang der Eindringlänge durch die Filtration von zuvor in die Stützflüssigkeit eingetragenen Bodenkörnern. Auf diesen Punkt wird im Zusammenhang mit den Feldversuchen nochmals eingegangen. Bild 2. System bei ebener Eindringung (unendlich langer Schlitz) Fig. 2. Penetration in planar system (infinitely long trench)

Allerdings konnte durch numerische Untersuchungen gezeigt werden, dass der aus dieser Vereinfachung resultierende Fehler vernachlässigbar klein ist [13]. Aufgrund der Abhängigkeit der Viskosität von der Scherrate und damit zugleich vom Potenzialgradienten zeigen die betrachteten Flüssigkeiten in vertikalen Porenkanälen eine wesentlich höhere Viskosität als bei horizontal gerichteter Strömung (hinsichtlich der Wirkung vergleichbar mit einer stark anisotropen Durchlässigkeit). Für andere rheologische Modelle als das Ostwald-de Waele-Modell ist eine analoge Herleitung deutlich komplexer oder analytisch nicht möglich. In diesen Fällen kann aber die Eindringlänge für einen vorgegebenen Zeitpunkt durch numerische Integration ermittelt werden. In [13] wird erläutert, welchen Einfluss die Wahl des Porenraummodells auf die Beziehung zwischen Potenzialgradient und Fließgeschwindigkeit hat. Es lassen sich beliebig viele Porenraummodelle definieren, die in Bezug auf newtonsche Fluide gleichwertig sind, für nichtnewtonsche Fluide jedoch zu voneinander abweichenden Ergebnissen führen. Für das Aufstellen komplexerer Porenraummodelle mit dem Ziel einer erweiterten Gültigkeit werden aber zusätzlich zum Durchlässigkeitsbeiwert und dem Porenanteil des Bodens weitere Modellparameter benötigt, die in der Praxis entweder aus der Korngrößenverteilung abgeleitet oder als empirische Werte vorgegeben werden müssten. Aus diesem Grund wird das gewählte einfache Porenraummodell mit einheitlichen geraden Kapillaren für den betrachteten Anwendungsfall zunächst als zielführender angesehen. Ergänzend werden in [13] auch Fragestellungen hinsichtlich des Einflusses einer über die Eindringlänge varia-

Laborversuche

Anhand von Laborversuchen wurden insbesondere die rheologischen Eigenschaften und das Strömungsverhalten von Polymerlösungen untersucht. Dabei wurden vier marktübliche Produkte eingesetzt, von denen drei von der Firma Süd-Chemie AG und eines von der US-amerikanischen Firma KB International LLC zur Verfügung gestellt wurden (Tabelle 2). Den Schwerpunkt der Laborversuche bildeten 1DStrömungsversuche (Bild 3), in denen der zeitliche Verlauf der Eindringung von Polymerlösungen in eine Bodensäule unter definierten Randbedingungen gemessen wurde. Mit der gewählten Versuchstechnik und durch die Ver-

Tabelle 2. Untersuchte Produkte Table 2. Tested products Stoffname

Kurzbezeichnung

Produktname

Polyacrylamid (anionisch)

PAA

SC MUD P

Carboxymethylcellulose

CMC

SC VIS HV P

Xanthan

XAN

SC X GUM

Vinyl Polymer

VYP

KB SlurryShield FGP

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Bild 3. Prinzipskizze Versuchsstand für 1D-Strömungsversuche Fig. 3. Sketch of test rig for 1D flow tests

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Bild 4. Verlauf der Eindringung unter Standardbedingungen Fig. 4. Penetration under standard conditions

Bild 5. Versuchsergebnis (exemplarisch), Gegenrechnung und „In-situ-Parameter“ Fig. 5. Test result (example), model calculation and “in-situ parameters”

wendung eng gestufter Versuchssande ließen sich bei drei der vier Produkte Ergebnisse mit geringer Streuung erreichen (Bild 4). Variiert wurden die Polymerprodukte und -konzentrationen sowie der Versuchsboden (Lieferkörnungen 0,1 – 0,5 mm, 0,6 – 1,2 mm und 1,0 – 2,5 mm) und die vorgegebene Potenzialdifferenz (Δu von 1 m, 2 m und 4 m). Die gemessenen Eindringkurven wurden anhand des Ostwald-de Waele-Modells nachgerechnet. Die Modellparameter waren hierzu durch Regression anhand von Messwerten aus Viskosimetermessungen gewonnen worden. Eine Auswertung auf der Grundlage weiterer Modelle wie des Ellis- oder des Herschel-Bulkley-Modells wäre mit den in Tabelle 1 angegebenen Beziehungen möglich gewesen,

allerdings gaben die Viskosimetermessungen im untersuchten Scherratenbereich keine Hinweise auf ein diesen Modellen entsprechendes rheologisches Verhalten. Bei der Auswertung zeigten sich relativ große Abweichungen zwischen gemessenen und berechneten Eindringkurven (Bild 5). Als Ursachen kamen die Vereinfachung des realen Porenraums durch das gewählte Porenraummodell und insbesondere die Diskrepanz zwischen dem bei den Viskosimetermessungen berücksichtigten und dem im Boden relevanten Bereich wesentlich geringerer Scherraten in Frage. Durch die Verwendung von Modellparametern, die durch Anpassung von berechneten Eindringkurven an die gemessenen abgeleitet wurden („In-situ-Parameter“), ließen sich bei der Übertragung auf

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Bild 6. Variation der Potenzialdifferenz (exemplarisch) Fig. 6. Variation of potential head difference (example)

|Bild 7. Untersuchungen hinsichtlich einer „Polymermembran“ Fig. 7. Investigations concerning a “polymer membrane”

andere Versuchssande oder Potenzialdifferenzen (Bild 6) hingegen sehr gute Vorhersagen erreichen. In den Versuchen wurde auch der Potenzialverlauf über die Eindringlänge gemessen (Bild 7) und auf diese Weise die Wirkung einer teilweise von Herstellern beschriebenen „Polymermembran“ untersucht. Bei einem der Polymerprodukte war eine leichte Tendenz hierzu erkennbar, bei einem weiteren wurde in einzelnen Versuchen ein stark nicht-linearer Potenzialverlauf als Indiz für eine existierende „Membran“ festgestellt, während in anderen Versuchen mit dem gleichen Produkt ein nahezu linearer Verlauf zu beobachten war. Eine visuelle Prüfung der Eindringzone (= Oberseite der Bodensäule, vgl. Foto

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in Bild 7) nach Versuchsende ließ anhand der offenbar erhöhten Viskosität der angetroffenen Polymerlösung eine Konzentrationszunahme vermuten. Eine „Membran“ war jedoch nicht erkennbar und eine abschließende Aussage zu dieser Fragestellung daher nicht möglich.

Feldversuche

In Feldversuchen wurden insgesamt sechs Pfähle mit einer Länge von 10 m und einem Durchmesser von ca. 0,6 m hergestellt, probebelastet und später oberflächennah freigelegt. Bei fünf Pfählen wurde das Bohrloch mit einer Polymerlösung gestützt, in einem Fall

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Tabelle 3. Übersicht zur Herstellung der Versuchspfähle Table 3. Summary of construction of test piles Bezeichnung

Pfahltyp

Zugpfahl

Druckpfahl

Zugpfahl

Produkt

PAA

Bentonit (Tixoton)

XAN

CMC

XAN

Konzentration

6 g/l

2 g/l

50 g/l

2 g/l

4 g/l

Grundwasser

ca. 2,0 m unter GOK

Bild 8. Messung und Gegenrechnung des Stützflüssigkeitsverlusts für Pfahl P 4 Fig. 8. Measured and predicted fluid loss for pile P 4

kam vergleichend eine Bentonitsuspension zum Einsatz (Tabelle 3). Mit den Feldversuchen konnte u.a. demonstriert werden, dass das Verfahren auch in grobkörnigen, stark durchlässigen Böden grundsätzlich einsetzbar ist. Die rheologischen Eigenschaften der vor Ort angemischten Polymerlösungen waren ungünstiger als bei vergleichbaren unter Laborbedingungen angemischten Polymerlösungen. Dies hätte jedoch bei Bedarf durch eine etwas höhere Konzentration kompensiert werden können. Beim flüssigkeitsgestützten Bohren fiel auf, dass die Verluste an Stützflüssigkeit geringer waren, als dies anhand von Vergleichsrechnungen zu erwarten gewesen wäre (Bild 8). Die Vergleichsrechnungen wurden mit dem Ostwald-de WaeleModell durchgeführt. Die Modellparameter waren zuvor in ergänzenden 1D-Strömungsversuchen an Bodenmaterial aus der Baugrunderkundung ermittelt worden (In-situParameter), so dass sich eine bestmögliche Prognosegenauigkeit erwarten ließ. Die geringeren tatsächlich bestimmten Verluste wurden vor allem auf die günstige Wirkung der Filtration von in den Stützflüssigkeiten eingeschlossenen Bodenpartikeln in die Bohrlochumgebung zurückgeführt (vgl. Abschnitt 2). Ein übermäßiger Nachfall von Boden bzw. ein tatsächliches Standsicherheitsproblem war ausgehend von Vordimensionierungen nicht erwartet worden und wurde bei keinem der Pfähle beobachtet und auch in UltraschallBohrlochvermessungen nicht festgestellt. Die beiden un-

ter Verwendung von Xanthan (XAN) als Stützflüssigkeit hergestellten Bohrlöcher konnten im oberen Bereich mit dem Verfahren nicht vermessen werden, was auf den hohen Gehalt an eingeschlossenen Luftblasen zurückgeführt wurde. Unerwartete Probleme traten beim Betonieren des zuerst hergestellten Pfahls P 1 auf, der erst im dritten Anlauf und, nachdem die Polymerlösung im Bohrloch gegen Wasser ausgetauscht worden war, erfolgreich abgeschlossen werden konnte. Ein Zusammenhang mit der bei diesem Bohrloch verwendeten hochdosierten Polyacrylamidlösung ist nicht auszuschließen. Die weiteren Bohrlöcher konnten planmäßig betoniert werden. In den Pfahlprobebelastungen wurden generell hohe Tragfähigkeiten beobachtet. Von den beiden Druckpfählen zeigte der unter Bentonitsuspension hergestellte Pfahl P 3 ein etwas besseres Tragverhalten als der polymergestützt hergestellte Pfahl P 4. Allerdings wies Pfahl P 4 eine Fehlstelle zwischen Pfahlschaft und Pfahlkopferweiterung auf, die vermutlich nicht auf die Polymerstützung zurückzuführen war. Bei beiden Pfählen fiel der äußerst geringe Anteil des Spitzendrucks bis zum Erreichen der maximal vorgegebenen Last auf. Die Grenze der Tragfähigkeit war jeweils noch nicht erreicht. Die Zugpfähle, die durchgehend polymergestützt hergestellt worden waren, zeigten ein verhältnismäßig einheitliches Tragverhalten. Eine detaillierte Beschreibung der Probebelastungen enthält [13].

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Bild 10. Standsicherheitsnachweis bei Polymerstützung Fig. 10. Stability analysis for polymeric support Bild 9. Fotos von Pfahl P 3 (Bentonit) und Pfahl P 5 (Polymer) Fig. 9. Photos of pile P 3 (bentonite) and pile P 5 (polymer)

Beim Freilegen bis etwa 2 m unter Gelände zeigten die Pfähle mit Ausnahme der Fehlstelle bei Pfahl P 4 (vgl. Anmerkung zuvor) eine gute Qualität mit wenig Überprofil und einer sehr guten Verzahnung zum umgebenden Boden (Bild 9). Polymerlösung konnte nur noch bei einem der Pfähle (P 1) und auch hier nur sehr vereinzelt und unmittelbar am Pfahl festgestellt werden.

Nachweisführung

Da die Eindringung polymerer Stützflüssigkeiten in den Baugrund aufgrund der fehlenden Fließgrenze theoretisch nie zum Stillstand kommt, können die bekannten Standsicherheitsnachweise anders als bei Bentonitsuspensionen nicht für den fiktiven Zeitpunkt „t → ∞“ geführt werden. Stattdessen ist eine unter baubetrieblichen Gesichtspunkten erforderliche Standzeit des Bohrlochs oder Schlitzes vorzugeben und die Eindringung der Stützflüssigkeit innerhalb dieses Zeitraums zu ermitteln. Die Eindringung lässt sich basierend auf den in Abschnitt 2 angegebenen Beziehungen näherungsweise bestimmen und kann später anhand der beobachteten Stützflüssigkeitsverluste überprüft werden. Auf diese Weise ist eine Nachweisführung in Analogie zu DIN 4126 [9] bzw. E DIN 4126 [10] grundsätzlich möglich. Auf einige verfahrensbedingte Besonderheiten in der Nachweisführung wird in [13] eingegangen. So kann etwa die wirksame Stützkraft nicht wie im Fall der Bentonitstützung über das Flächenverhältnis des im Bruchkörper liegenden Eindringbereichs zum Gesamteindringbereich abgeleitet werden (vgl. [9] [10]), sondern muss bedingt durch den über die Tiefe z veränderlichen hydraulischen Gradienten i durch Integration von γF · i berechnet werden. Die Integration ist oberhalb von z = zSP über die Länge l(z), unterhalb von zSP jedoch über b(z) vorzunehmen (Bild 10). Eine weitere Besonderheit betrifft den Potenzialverlauf über die Eindringlänge im Fall der Bohrlochstützung. Während sich bei Bentonitstützung auch bei (stagnierter) radialsymmetrischer Eindringung ein über die Eindringlänge linearer Potenzialverlauf bzw. ein konstanter hy-

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draulischer Gradient (Stagnationsgradient) einstellt, liegt bei fortschreitender Polymereindringung ein nichtlinearer Potenzialverlauf vor. Durch Berücksichtigung dieser Nichtlinearität reduzieren sich die Ausnutzungsgrade in den Standsicherheitsnachweisen ggf. erheblich. In Bild 11 wird in Abhängigkeit vom Ostwald-de Waele-Parameter m die gegenüber dem linearen Potenzialverlauf wirksame Erhöhung des hydraulischen Gradienten exemplarisch für ein Bohrloch mit einem Radius von 0,3 m aufgezeigt. Wird (je nach Korngrößenverteilung des anstehenden Bodens) beispielsweise angenommen, dass der mittlere hydraulische Gradient über die ersten 10 cm Eindringlänge für den Einzelkornnachweis anzusetzen ist, so ist dieser für ein Ostwald-de Waele-Fluid mit m = 0,6 um ca. 50 % höher als der Stagnationsgradient einer bei gleicher Eindringlänge gerade stagnierten Bentonitsuspension.

Umweltaspekte

Umweltrelevante Teilaspekte des beschriebenen Verfahrens sind insbesondere die Eindringung der Polymerlösungen in den Baugrund, die Verwertung des mit Polymerlösung vermischten Bodenaushubs und die Entsorgung der Restpolymerlösungen nach Abschluss einer Baumaßnahme. Hier soll nur auf den ersten Punkt eingegangen werden. In Abstimmung mit dem Deutschen Institut für Bautechnik (DIBt) war zunächst festgehalten worden, dass eine Bewertung der Produkte gemäß des DIBt-Merkblatts „Grundsätze zur Bewertung der Auswirkungen von Bauprodukten auf Boden und Grundwasser“ [17] erfolgen sollte. Hierzu wurden insbesondere ökotoxikologische Untersuchungen durchgeführt, in denen einer Vorgabe des DIBt folgend jeweils die unverdünnte Stützflüssigkeit als Eluat angesehen wurde. Im Rahmen der Feldversuche wurde ein Grundwasserbeweissicherungsprogramm durchgeführt, das aus folgenden Maßnahmen bestand: − Erfassung der Stützflüssigkeitsverluste je Bohrloch (Flüssigkeitsvolumen mit bekannter Polymerkonzentration), − Grundwasserbeprobungen in drei Grundwassermessstellen im unmittelbaren Abstrombereich der Pfähle sowie in einer Referenzmessstelle oberstrom,

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Bild 11. Einfluss des Exponenten m auf den Potenzialverlauf bei Radialsymmetrie Fig. 11. Influence of exponent m on the potential head curve in the case of radial symmetry

− Freilegen der Pfähle bis unter den verrohrten Bereich und Untersuchung auf möglicherweise verbliebene Polymerlösung in diesem Bereich. In vorab durchgeführten Analysen war ermittelt worden, dass der TOC (gesamter organischer Kohlenstoffgehalt) in [mg/kg] der in den Feldversuchen eingesetzten Polymerlösungen je nach Produkt etwa das 300- bis 400-fache der Polymerkonzentration in [g/l] betrug. Hiermit waren eine überschlägige Ermittlung der Polymerkonzentration in einer Grundwasserprobe und ein Rückschluss auf entsprechende Verdünnungsfaktoren auch ohne Kenntnis des jeweils ursächlichen Polymertyps möglich. In Wasserproben aus den Grundwassermessstellen im unmittelbaren Abstrombereich der Versuchsbohrlöcher wurden nur temporär und – verglichen mit den Werten der unverdünnten Polymerlösungen – eher geringfügig erhöhte TOC-Werte bestimmt (Bild 12). Der TOC-Spitzenwert wurde mit 31,8 mg/l in der Grundwassermessstelle GWM 2 gemessen, die in Grundwasserfließrichtung 3 m (Achse – Achse) hinter dem am Vortag hergestellten Pfahl P 1 lag. Verglichen mit dem TOC der bei diesem Pfahl eingesetzten Stützflüssigkeit in ihrer Einsatzkonzentration entspricht dies einer ca. 75-fachen Verdünnung. Ursächlich hierfür ist nach eigener Einschätzung, dass sich das während der Bohrlochherstellung aufgrund des Überdrucks im Bohrloch in die Bohrlochumgebung eingedrungene Stützflüssigkeitsvolumen nach Herstellung des Pfahls nur noch infolge des allgemeinen Grundwassergradienten advektiv fortbewegt. Angesichts der hohen Viskosität der unverdünnten Stützflüssigkeiten erfolgt ein solcher advektiver Transport jedoch mit äußerst geringen Geschwindigkeiten. Maßgebend werden stattdessen eine Vermischung der wasserlöslichen Polymerlösung an ihrem Rand mit dem vorbeiströmenden Grundwasser und ein sukzessiver Abtrag des in den Boden eingedrungenen

Polymervolumens in stark verdünnter Konzentration. Vor diesem Hintergrund erscheint die Festlegung, die Stützflüssigkeiten in ihrer Einsatzkonzentration als maßgebendes Eluat anzusehen, verhältnismäßig strikt.

Zusammenfassung und Ausblick

Das Verfahren der Polymerstützung kann unter bestimmten Randbedingungen eine wirtschaftlich und technisch interessante Alternative zur Stützung mit Bentonitsuspensionen sein. Ein rechnerischer Standsicherheitsnachweis kann auch für Stützflüssigkeiten geführt werden, die wie die hier betrachteten Polymerlösungen über keine nennenswerte Fließgrenze verfügen. In diesem Fall ist jedoch der zeitliche Eindringverlauf in die Schlitz- bzw. Bohrlochumgebung zu berücksichtigen. Ein entsprechendes Modell wurde in der vorgestellten Forschung einschließlich der enthaltenen Vereinfachungen sorgfältig dokumentiert und durch Laborversuche abgesichert. Im Zuge der Laborversuche erwies sich die Anwendung von „In-situParametern“ (aus 1D-Strömungsversuchen abgeleiteten rheologischen Modellparametern, vgl. Abschnitt 3) als besonders geeignet, um die Eindringverläufe auch unter geänderten Randbedingungen rechnerisch zuverlässig zu ermitteln. Die Bestimmung dieser Modellparameter mittels Viskosimetermessungen war hingegen problematisch, da für die betrachteten Porenströmungen sehr kleine Scherratenbereiche maßgebend sind. Durch die Feldversuche konnte nachgewiesen werden, dass das Verfahren selbst in einem stark durchlässigen Baugrund anwendbar ist. Dennoch wird empfohlen, einen baupraktischen Einsatz bis zum Vorliegen hinreichender Erfahrungen auf mäßig durchlässige Baugrundverhältnisse zu beschränken und das Verfahren vorzugsweise für die Bohrpfahlherstellung einzusetzen. Weiterhin ist eine wissenschaftliche Begleitung sinnvoll, insbesonde-

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Bild 12. TOC-Messungen Grundwasser Fig. 12. TOC testing of groundwater

re die Durchführung von 1D-Strömungsversuchen zur Bestimmung von „In-situ-Parametern“ für die maßgebende Kombination Boden-Polymerlösung im Vorfeld eines Bauprojekts. Der rechnerische Nachweis erlaubt dann eine zuverlässige Vordimensionierung der Ausführungsparameter. Außerdem sollte noch der mögliche Einfluss der Polymerlösungen auf die Betonqualität und den Verbund zwischen Beton und Bewehrung überprüft werden. Für die Realisierung zukünftiger Projekte wäre zudem ein einheitliches und verbindliches Bewertungskonzept zur Umweltverträglichkeit äußerst hilfreich. Hierfür können die in Abstimmung mit dem DIBt getroffenen Vorüberlegungen sowie die Ergebnisse der Grundwasserbeweissicherung als Grundlage dienen. Aus bodenmechanischer Sicht wäre eine detaillierte Untersuchung der Durchlässigkeitsreduktion in der Bohrlochumgebung durch Filtration sowie ggf. Polymermembranwirkung und die Ableitung eines diese Effekte berücksichtigenden Rechenmodells interessant. Hierbei wären die rheologischen Eigenschaften der Stützflüssigkeit, Baugrundeigenschaften und sonstige Randbedingungen wie Geometrie, Bohrwerkzeug und planmäßige Standzeit zu berücksichtigen. Um die im Forschungsbericht dargestellten Modellierungsansätze abzusichern, wäre die Erfassung zukünftiger Projektdaten (Polymerprodukt und -konzentration, Baugrundverhältnisse, Eindringlängen bzw. Stützflüssigkeits-

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verluste etc.) geeignet. Aus Sicht der Autoren wäre außerdem die Berücksichtigung polymerer Stützflüssigkeiten in einer zukünftigen Neuauflage der DIN 4126 wünschenswert.

Literatur [1] Triantafyllidis, T.: Planung und Bauausführung im Spezialtiefbau, Teil 1: Schlitz- und Dichtwandtechnik. Berlin: Ernst & Sohn, 2004. [2] Walz, B.: Grundlagen der Flüssigkeitsstützung von Erdwänden (1989). Aus: Vorträge und Einzelveröffentlichungen 1989 bis 1991. Bergische Universität Gesamthochschule Wuppertal, Bericht-Nr. 9, 1991. [3] Weiß, F.: Die Standsicherheit flüssigkeitsgestützter Erdwände. Bauingenieur-Praxis, Heft 70 (1967). [4] Brown, D. et al.: The Effect Of Drilling Fluid On Axial Capacity, Cape Fear River, NC. 27th Annual Conference of the Deep Foundations Institute, San Diego, 2002. [5] Bustamante, M., Boato, R.: Les polymères: Application au forage des pieux de grands diamètres. Proc. 16th ICSMGE, Osaka, 2005. [6] Heizmann, A. et al.: Gründungsarbeiten des Golden Ears Projektes in Vancouver, Bohrpfahlherstellung in ungewohnten Dimensionen. In DGGT (Hrsg): Vorträge der Baugrundtagung 2008 in Dortmund, S. 45–52. Essen: VGE, 2008. [7] Majano, R.E., O’Neill, M.W.: Effect of Mineral and Polymer Slurries on Perimeter Load Transfer in Drilled Shafts. Report

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to the International Association of Foundation Drilling, University of Houston, 1993. [8] Benedix, R.: Bauchemie – Einführung in die Chemie für Bauingenieure, 2. Auflage. Stuttgart, Leipzig, Wiesbaden: B.G. Teubner, 2003. [9] DIN 4126: Ortbeton-Schlitzwände – Konstruktion und Ausführung. Berlin: Beuth, 1986. [10] E DIN 4126: Nachweis der Standsicherheit von Schlitzwänden (zurückgezogener Entwurf von 2004). [11] Steinhoff, J.: Standsicherheitsbetrachtungen für polymergestützte Erdwände. Bergische Universität Gesamthochschule Wuppertal, Bericht-Nr. 13, 1993. [12] Kheng, H.Y.: Rheological and Physico-Chemical Properties of Palygorskite and Anionic Polyacrylamide Polymer Slurries used in Drilled Shaft Construction. Ph.D. Dissertation, University of Florida, 1989. [13] Lesemann, H.: Anwendung polymerer Stützflüssigkeiten bei der Herstellung von Bohrpfählen und Schlitzwänden. Dissertation, Zentrum Geotechnik, Technische Universität München, 2010. [14] Sorbie, K.S.: Polymer-improved oil recovery. Glasgow und London: Blackie and Son Ltd, 1991. [15] Balhoff, M.: Modelling the Flow of Non-Newtonian Fluids in Packed Beds at the Porescale. Louisiana State University, 2005. [16] Chhabra, R.P.: Bubbles, drops and particles in non-Newtonian fluids. Boca Raton: Taylor & Francis Group, 2007. [17] DIBt: Grundsätze zur Bewertung der Auswirkungen von Bauprodukten auf Boden und Grundwasser, Teil I. Deutsches Institut für Bautechnik, Berlin, 2009.

[18] Bear, J.: Dynamics of Fluids in Porous Media. New York: Dover Publ., 1988.

Fördervermerk Das vorgestellte Forschungsvorhaben wurde mit Mitteln der Forschungsinitiative Zukunft Bau des Bundesamtes für Bauwesen und Raumordnung sowie durch die Bilfinger Berger AG und die Süd-Chemie AG gefördert. Den Forschungspartnern sei an dieser Stelle nochmals für ihre Unterstützung gedankt.

Autoren Dr.-Ing. Henning Lesemann, EDR GmbH, Dillwächterstraße 5, 80686 München, h.lesemann@edr.de Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, Zentrum Geotechnik, Technische Universität München, Baumbachstraße 7, 81245 München, vogt@bv.tum.de

Eingereicht zur Begutachtung: 15. August 2011 Angenommen zur Publikation: 11. November 2011

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Fachthemen Robert Hofmann Michael Mölk

DOI: 10.1002/gete.201100021

Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme Für die Bemessung von Steinschlagschutzdämmen gibt es derzeit keine dem Stand der Technik entsprechenden und in der Praxis anwendbaren Methoden. Häufig werden für Steinschlagschutzprojekte mit hohen Bemessungsenergien Steinschlagschutzdämme errichtet, nachdem die mittels Eignungstests nachgewiesene Energieaufnahmekapazität von Steinschlagschutznetzen derzeit auf 8.000 kJ beschränkt ist. Der erdstatische Nachweis einer dynamischen Einwirkung auf Dammbauwerke ist mit statischen Methoden derzeit nicht möglich, da geeignete Methoden zur Ermittlung einer statischen Ersatzkraft fehlen. Die bestehenden empirischen Ansätze zur Ermittlung von statischen Ersatzkräften bei Steinschlagbelastungen bauen auf Impaktversuchen in Dämpfungsschichten über biegesteifen Stahlbetonkonstruktionen auf und können nicht auf reine Erdbauwerke übertragen werden. Um einen praxistauglichen Bemessungsansatz für solche Erdbauwerke zu erstellen, die teilweise großen dynamischen Belastungen ausgesetzt sind, wurden Modellversuche an Dämmen verschiedener Bautypen und Dammgeometrien im Maßstab 1:33 durchgeführt. Dabei konnten die durch den dynamischen Stoß verursachten Bruchkörper bei verschiedenen Lastfällen bestimmt werden. Basierend auf den Ergebnissen der Modellversuche wird eine Methode entwickelt, mit der in Abhängigkeit von geometrischen Parametern eines Entwurfsdamms unter Berücksichtigung verschiedener Bautypen (Erddämme und bewehrte Erde) eine statische Ersatzkraft ermittelt werden kann. Mit dieser statischen Ersatzkraft kann in weiterer Folge mit klassischen Nachweisverfahren ein Tragfähigkeitsnachweis für einen konkreten Lastfall eines Bemessungs-Steinschlagereignisses (Bemessungssituation BS 3 gemäß EC 7 – ÖNORM B 1997-1-1) geführt werden. Design proposal for rock fall embankments. At the time being there are no state of the art methods to be applied in the design of rock fall embankments. As rock fall net-fences have a restricted energy absorption capacity, currently being certified up to 8,000 kJ, rock fall protection for higher design energies is often realized by the construction of an embankment. The prediction of the behaviour of rock fall embankments for dynamic impacts by standard geotechnical methods is not possible due to the lack of methods to determine an equivalent static force. Existing approaches to provide static equivalent forces are based on tests on damping layers overlaying stiff reinforced concrete structures such as galleries and cannot be transferred to structures consisting of soil only. To provide a code of practice for the design of rock fall embankments subjected to highly dynamic loading, model-tests on embankments of various construction types and geometries were carried out in a scale of 1:33. With these model tests it was possible to describe the geometry of

the body of failure induced by the dynamic impact for different loading cases. Based on the results of the model tests a method to determine a static equivalent force dependency on the geometry of the embankment and different types of construction was developed. With this static equivalent force the proof of ultimate limit state (design situation DS 3 according to EC 7 – ÖNORM B 1997-1-1) can be performed with standard methods of soil mechanics.

Einführung

Im Zuge der Planung von Steinschlagschutzmaßnahmen wird die Ermittlung der Einwirkung nach der Erhebung der Naturraumparameter mittels Steinschlagsimulationen durchgeführt. Das Ergebnis dieser Modellierungen sind die maßgeblichen charakteristischen Einwirkungen auf das Schutzbauwerk an einem konkreten Standort. Neben Steinschlagschutznetzen werden auch häufig Steinschlagschutzdämme errichtet. Steinschlagschutzdämme werden in jenen Fällen bevorzugt gebaut, in denen die Hanggeometrie und der zur Verfügung stehende Platz ein solches Bauwerk zulassen. Gegenüber Steinschlagschutznetzen, deren Energieaufnahmefähigkeit derzeit mit 8.000 kJ begrenzt ist, weisen Dämme vor allem Vorteile in Hinblick auf Lebensdauer, Baukosten und – abhängig von der Konstruktion – Energieaufnahmefähigkeit auf. In der Vergangenheit wurden bei hohen Designenergien häufig Schutzdämme errichtet und unterstellt, dass bei entsprechender Ausführung der Dämme eine ausreichende Tragfähigkeit für diese Lastfälle gegeben sein würde. Tatsächlich wurde im Wirkungsbereich der Wildbach- und Lawinenverbauung noch kein Versagen eines Steinschlagschutzdamms aufgrund eines Steinschlagereignisses dokumentiert. In Gebieten mit hoher Steinschlaggefährdung hat der Bau von Schutzdämmen zunehmend an Bedeutung gewonnen. Derzeit gibt es für Dämme keine geeigneten Bemessungsmodelle, um eine geotechnische Nachweisführung betreffend der Standsicherheit für derartige Konstruktionen durchzuführen. Daher wurden 1g-Modellversuche durchgeführt, um Versagenskörper bei stoßartigen Belastungen abzubilden und daraus ein Bemessungsmodell zu erstellen. Ziel der Modellversuche war die Untersuchung der Auswirkungen von Steinschlägen auf geschüttete Erddämme unterschiedlicher Bautypen. Zu diesem Zweck wurde auf einen geschütteten Damm eine Stahlkugel (Durchmes-

R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

ser 8 cm, Masse 2 kg) geschossen. Die Beschleunigung der Stahlkugel erfolgte dabei über eine Schussbahn aus PVCRohren. Dadurch wurden Geschwindigkeiten bis 6 m/s erzielt. Bei jedem Impakt wurden die Eindringtiefe der Stahlkugel, ihre Geschwindigkeit, die Verschiebungen in der Umgebung des Einschlags mit Modellextensometern und die Verschiebung der Dammkrone gemessen. Insgesamt wurden 116 Versuche mit unterschiedlichen Konstruktionen (Erddämme, bewehrte Erddämme, Dämme mit Steinschlichtungen und Dämme mit Dämpfungselementen), Dammgeometrien, Einschlagwinkeln, Freiborden und Energien durchgeführt. Bei allen Versuchen blieben die Dammlänge und die Dammhöhe unverändert. Es erfolgte eine Variation der Böschungsneigungen βBERG und βTAL, der Dammkronenbreiten, der Einschlaghöhe der Kugel (in Böschungsrichtung gemessen vom untersten Punkt der Kugel bis zur Dammkrone) sowie der Geschwindigkeit der Kugel. Ergänzt wurden die Versuchsserien durch Modelldämme mit bergseitig angeordneten Steinschlichtungen und Dämpfungselementen sowie Geokunststoffen. Die Geokunststoffe wurden von der Naue GmbH & Co. KG im Modellmaßstab gefertigt und geliefert. Im Dammkörper wurden Extensometer eingebaut, mit denen die plastischen Verschiebungen des Dammkörpers gemessen wurde. Ebenso wurde die Eindringtiefe der Kugel bei allen Stößen gemessen. Aus diesen Messungen konnten die Versagenskörper in Abhängigkeit von der Dammgeometrie, Dammkonstruktion und der Energie beschrieben und ein Vorschlag für ein Bemessungsmodell sowie für die geotechnische Nachweisführung erarbeitet werden.

Bisherige Vorgangsweise bei der Bemessung

Aufgrund von weitgehend fehlenden Bemessungsgrundlagen für dynamische Einwirkungen auf reine Erdbauwerke wurde in den letzten 15 Jahren häufig auf Dimensionierungsansätze aus dem Bau von Steinschlagschutzgalerien zurückgegriffen. Die hierfür erforderlichen Parameter wurden im Zuge von Modell- und seltener auch 1:1-Versuchen seit den späten 1990er Jahren hauptsächlich in der Schweiz, Österreich, Italien und Frankreich erarbeitet [4] [5] [9] [10] [12] ]14] [15]. Teilweise wurden numerische Berechnungen durchgeführt [14] [16]. Im Unterschied zu Steinschlagschutzdämmen besteht die Konstruktion einer Steinschlaggalerie aus einer biegesteifen Stahlbetonkonstruktion, die von einer dämpfenden Einschüttung aus verschiedenen Materialien mit unterschiedlicher Stärke überlagert wird. Damit sind die hierfür vorliegenden Bemessungsansätze, z. B. [3], nur sehr bedingt für die Dimensionierung von Steinschlagschutzdämmen geeignet, die meist reine Erdbauwerke oder Erdbauwerke mit Stützkonstruktionen für Steilböschungen (bewehrte Erde, Steinschlichtungen) sind (Bild 1). Im Zuge der Erarbeitung der Österreichischen Norm-Regel ONR 24810: Technischer Steinschlagschutz [1] wurden von der Wildbach- und Lawinenverbauung und der NAUE GmbH & Co. KG Modellversuche zur Bereitstellung von Bemessungsgrundlagen für Steinschlagschutzdämme beauftragt und vom Frühjahr bis Herbst 2011 durchgeführt [7] [8].

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Bild 1. Unterschiedliche Bautypen von Schutzdämmen, Beispiele aus dem Bezirk Imst (oben) und dem Bezirk Schwaz (unten) Fig. 1. Different types of protection embankments; examples from the district of Imst (top) and the district of Schwaz (bottom)

Typische Konstruktionen der Schutzdämme

Im Zuge der Planung von Steinschlagschutzbauwerken ist neben dem Nachweis des Grenzzustands der Tragfähigkeit (GEO) für die Bemessungssituation 1 (BS 1: Standsicherheit ohne Steinschlag-Einwirkung) sicherzustellen, dass ein Überrollen oder Überspringen des Dammbauwerks durch die Sturzblöcke nicht möglich ist (Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit) und andererseits die Dammkonstruktion in Hinblick auf die auftretenden Designenergien eine ausreichende Tragfähigkeit für die Bemessungssituation 3 (BS 3: Steinschlag-Bemessungseinwirkung) aufweist. Bei ausreichenden Platzverhältnissen und entsprechend günstiger Hangneigung werden möglichst breite Fallböden bergseits der Dämme vorgesehen, um einerseits die Sprunghöhe und Energie der Blöcke zu verringern und andererseits eine Räumung des Damms nach einem Ereignisfall zu ermöglichen. In vielen Fällen sind jedoch aufgrund beengter Platzverhältnisse oder relativ steiler Einhänge breitere Vorfelder bergseits der Dämme nicht baubar. Ein weiteres Hindernis für ausreichend breite Fallböden ist häufig die fehlende Bereitschaft von Grundeigentümern, die erforderlichen Flächen bereitzustellen. Aus diesen Gründen ist in den meisten Fällen ein direkter Impakt in die bergseitige Dammböschung als Bemessungslastfall anzusetzen, während bei ausreichend breiten Vorfeldern „Rollen“ als dominierende Bewegungsform der Bemessungsblöcke zu unterstellen wäre. In den meisten Fällen wird die bergseitige Böschung von Steinschlagschutzdämmen mit einer Böschungsnei-

R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

gung ausgeführt, die mit reinen Erddämmen nicht ausreichend standsicher herstellbar bzw. rechnerisch nicht nachweisbar sind. Durch die häufig in ausreichender Menge vorliegenden Blöcke im Auslaufbereich von Sturzprozessen werden die Steilböschungen meist in Form von Steinschlichtungen ausgeführt. In einigen seltenen Fällen wurden auch Dämpfungsschüttungen an der bergseitigen Böschung aufgebracht, um einerseits eine günstige Lastverteilung auf den Dammkörper selbst zu erreichen und andererseits ein Überrollen des Damms zu verhindern [13]. Für springende Blöcke ist in diesem Fall jedoch eine ausreichende Dammhöhe vorzusehen. Damit ergibt sich, dass bei ausreichend langen Fallböden auch flachere Dammböschungen mit einer Dämpfungsschicht als Dammkonstruktion sinnvoll sein können. In den letzten Jahren wurden auch verschiedene andere Steilböschungsformen im Zuge von 1:1-Versuchen getestet. Dabei wurden u.a. schlanke Bewehrte-Erde Bauwerke und mit verschiedenen Materialen gefüllte Drahtkörbe in Sandwichbauweise untersucht [9] [10] [14]. Die geometrischen Grundlagen der bei den Modellversuchen untersuchten Bautypen stammen aus typischen Dammgeometrien, wie sie in der Vergangenheit seitens der Wildbach- und Lawinenverbauung errichtet wurden. Die im Bild 1 dargestellten Dammkonstruktionen entsprechen bestehenden Dammkonstruktionen in Westösterreich. Häufig stellt auch die Materialgewinnung für das Dammschüttmaterial eine maßgebliche Rahmenbedingung für die Planung des Bauwerks dar. Daher wird oft für die Materialgewinnung und die Schaffung eines Fallbodens ein Hanganschnitt bergseits des Fallbodens errichtet. Hierbei ist bei der Planung insbesondere darauf zu achten, dass durch einen steilen Hangabschnitt (Anschnittsböschung) keine ungünstige Geometrie in Hinblick auf an der oberen Böschungskante abspringende Blöcke geschaffen wird. Die jeweiligen Geometrien von Anschnitt, Fallboden und Damm sollten im Zuge von Steinschlagsimulationen dahingehend untersucht werden, ob ein Überspringen der Dämme möglich ist. Um bei den Modellversuchen einen relativ ungünstigen Fall für den Impakt in die bergseitige Dammböschung abzubilden, wurde als Impaktvektor des Sturzblocks ein Winkel von 10° bis 25° flacher als die Normale auf die Böschung gewählt. Durch die bei steilen Böschungen geringeren Dammquerschnitte wird damit der daraus resultierende tendenziell geringere Widerstand des Bauwerks durch einen ungünstigeren Kraftvektor verstärkt. Grundsätzlich kann im Rahmen von Steinschlagsimulationen mit verschiedenen zweidimensionalen Modellen die statistische Verteilung der Impaktwinkel aller modellierten Sturzblöcke auf die bergseitige Dammböschung dargestellt werden. Im Sinne einer erforderlichen Vereinfachung der Modellparameter wurde jedoch vorerst bei den Modellversuchen auf eine Variation der Trefferwinkel weitgehend verzichtet und ein tendenziell ungünstiger Winkel gewählt.

4 4.1

Modellversuche Zielsetzung

Die Versuche dienen als Experimentalmodellversuche, und die Fragestellung ist beschränkt auf die Form des

durch einen dynamischen Stoß verursachten Bruchkörpers in Dämmen. Bei den Modellversuchen wurde zur Abbildung einer der Praxis entsprechenden Energie der geometrische Maßstab von 1:33 gewählt. Aufgabenstellung dieser qualitativen Modellversuche war es, den Versagensmechanismus durch Steinschlag an Erddämmen im Labor mit Modelldämmen abzubilden. Ziel war, die derzeit übliche Bemessung von Dammbauwerken zu überprüfen und gegebenenfalls zu verbessern. Zugunsten der Bautypenvielfalt und zum Nachweis der Reproduktion bereits ermittelter Ergebnisse wurden die Versuche aus Kostengründen mit möglichst geringem Messaufwand durchgeführt. Daher wurden keine Kraft-, Impuls- oder Spannungsmessungen bzw. Verschiebungsmessungen während des Impakts durchgeführt. Bei den Modellversuchen wurde angenommen, dass die Dilatationsvorgänge in der Gleitfuge abgeschlossen sind. Außerdem wurde angenommen, dass der Winkel der Restscherfestigkeit maßgebend ist. Damit kann nach den Modellgesetzen von einer mechanischen Äquivalenz zwischen Modell und Großausführung ausgegangen werden [18].

4.2

Versuche

Bei den ausgeführten Modellversuchen ergab sich aufgrund der Versuchsanordnung eine in Bezug auf ihr Verhältnis zur Translationsenergie tendenziell zu geringe Rotationsenergie des Impaktkörpers im Vergleich zu in Naturexperimenten beobachteten Verhältnissen [17]. Daher bilden die Modellversuche hinsichtlich des Überspringens ein günstigeres Ergebnis als in der Natur gegeben ab. Zur Abklärung dieses Sachverhalts sind weitere Modellversuche geplant. Die Kugelführung in einem PVC-Rohr ermöglichte eine exakte Einstellung des Einschlagwinkels und der Geschwindigkeit des Geschosses. Die Querschnittsabmessungen der Modelldämme wurden variiert. Zum Nachweis der Reproduzierbarkeit der Versuchsergebnisse wurden Wiederholungsversuche durchgeführt. In Tabelle 1 sind die Modellparameter für den Maßstab 1:33 angegeben. Beim Real-Model wurde Fein- bis Grobsand verwendet. Bei den Modellversuchen war die Aufgabe, mit einfacher Messtechnik die Größe und Form des von der Kugel erzeugten Bruchkörpers zu erfassen.

4.2.1 Versuchsstand und Modelldämme Der Modelldamm wurde zur seitlichen Stützung in einer Konstruktion aus Holzplatten errichtet (Bild 2). Es wurden verschiedene Böschungsneigungen βBERG (4:5, 50°, 60° und 70°) und βTAL (2:3, 50°, 60° und 70°) und Dammkronenbreiten (b1 = 2,5 cm, b2 = 5,0 cm, b3 = 10 cm und b4 = 20 cm) untersucht und die Einschlaghöhe der Kugel (in Böschungsrichtung gemessen vom untersten Punkt der Kugel bis zur Dammkrone h1 = 8 cm, h2 = 16 cm, h3 = 12 cm und h4 = 20 cm) variiert. Die modelltechnische Simulation des Steinschlags wurde mit einer Kugel aus Wälzlager-Stahl mit einem Durchmesser von 8 cm und einer Masse von 2 kg durchgeführt. Sie wurde mit drei Geschwindigkeiten v1 = 4,5 m/s, v2 = 3,5 m/s, v3 = 6,0 m/s auf den Damm geschossen. Mit dem Maßstabsfaktor 1:33 umgerechnet, ergeben

geotechnik 35 (2012), Heft 1

R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

Tabelle 1. Umrechnung der Modellparameter für Maßstab M = 1:33 Table 1. Conversion of model parameters for a scale of 1:33. Geometrische Größen

Zeichen

1g-Modellstand

Einheit

Maßstabsfaktor

Prototyp

Einheit

Dammhöhe

0,5

λ = 33

16,5

Dammlänge

1,0

λ = 33

Kronenbreite

0,025 – 0,2

λ = 33

0,83 – 6,6

Kugeldurchmesser

0,08

λ = 33

2,64

Kugelgewicht

Kugelgeschwindigkeit

Energie

Stoßdauer

4,5; 3,5; 6,0 20,25; 12,25; 36

m/s

kg λ0,5 λ4

= 5,74

= 1.185.921

25,8; 20,1; 34,4

m/s

24,0; 14,5; 42,7

–

λ0,5 = 5,74

Tabelle 2. Eigenschaften der Geokunststoffe (md = Produktionsrichtung, cmd = quer zur Produktionsrichtung) Table 2. Properties of geosynthetics (md = machine direction, cmd = cross machine direction) Größe Masse pro Flächeneinheit Schichtdicke Zugfestigkeit md Dehnung md Zugfestigkeit cmd

Bild 2. Versuchsstand Fig. 2. Test rig

Dehnung cmd

Einheit

GGR_LS

GTX_A

Geogitter

Vlies

g/cm2

0,24

0,25

kN/m

0,25

0,36

kN/m

0,14

0,09

sich daraus in der Natur v1 = 25,8 m/s, v2 = 20,1 m/s, v3 = 34,4 m/s. Aus verschiedenen 1:1-Versuchen in der Natur wurden maximale Geschwindigkeiten von bis zu 30 m/s nachgewiesen, damit liegen die gewählten Modell-Impaktgeschwindigkeiten in einem realistischen Bereich [6] [17]. Die Dokumentation erfolgte mit einer digitalen Hochgeschwindigkeitskamera. Beschleunigt wurde die Kugel mit einer Schussbahn aus PVC-Rohren. Die Aufprallwinkel α von der Normalen auf die Dammfläche nach unten wurden von 0 bis 25° variiert. Zwei Versuche erfolgten mit einem Aufprallwinkel von 90° auf die Dammfläche. Die plastischen Verschiebungen des Dammkörpers sowie die Eindringtiefe δ der Kugel wurden nach jedem Impakt mit mehreren Modellextensometern in zwei Horizonten gemessen (Bild 3). Die verschiedenen Bautypen für die Modellversuche sind in Bild 4 dargestellt.

4.2.2 Modelldämme mit Geokunststoffen Bei diesen Versuchen erfolgte eine Bewehrung des Modelldamms mit Geokunststoffen GGR_LS und GTX-A der Firma Naue (Bild 5). Um die Modellgesetze zu erfüllen, wurden diese Geokunststoffe der Naue GmbH & Co. KG im Modellmaßstab hergestellt (Tabelle 2). Bild 3. Lage der Extensometer im Querschnitt (oben) und im Grundriss (unten) Fig. 3. Position of extensometers in cross-section (top) und plan view (bottom)

geotechnik 35 (2012), Heft 1

4.2.3 Modelldämme mit Steinschlichtungen Bei einigen Versuchen wurde an der bergseitigen Dammfläche eine Steinschlichtung aus Kantkörnern (Bild 6) ein-

=8 h1

cm b =5,0cm 2

Extensometer ao, a1, a2, a3

Extensometer bo

b1=2,5cm

6 =1

Extensometer ao, a1, a2, a3

Extensometer bo

25 .0 0°

R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

a 0 a1

hd =50cm

b) b=4,5cm ,0°

Extensometer ao, a1, a2, a3

Extensometer bo

R h

b1=2,5cm

a0 a1

ha b0

Extensometer ao, a1, a2, a3

=20°

hd =50cm

=10°

Extensometer bo 70 "Bergseite"

"Talseite"

Bild 4. a) Erddamm, b) bewehrter Damm, c) Damm mit Steinschlichtung (Böschungsneigung 50°), d) Damm mit Dämpfungsschicht Fig. 4. a) Earth embankment, reinforced embankment, embankment with riprap (slope angle 50°), d) embankment with damping layer

Bild 5. Modelldamm mit Geokunststoff Fig. 5. Model embankment with geosyntetic

gebaut. Dazu wurden an der bergseitigen Dammoberfläche im Bereich des Impakts die Kieskörner geschlichtet und die Zwischenräume anschließend mit Dammmaterial ausgefüllt. Bei einem dieser Versuche wurde auch die Dammkrone mit einer Steinschlichtung versehen.

4.2.4 Versuchsboden Der Versuchsboden wurde vor dem Einbau mit optimalem Wassergehalt angemischt und in weiterer Folge händisch geschüttet, verteilt und lagenweise mit einem Belastungsgewicht (15 kg) verdichtet. Um eine gleichmäßige Verdichtung zu erreichen, wurde der Versuchsboden in 5 bis 10 cm starken Lagen eingebaut. Außerdem erfolgte eine Überprofilierung des Damms. Daraus wurde dann die jeweilige Dammgeometrie herausgeschnitten. Dies war erforderlich, um die Verdichtung auch in den Randbereichen zu gewährleisten.

Bild 6. Modelldamm mit Steinschlichtung Fig. 6. Model embankment with riprap

Als Versuchsmaterial diente ein Fein- bis Mittelsand mit geringem Schluffanteil (Bild 7). Der Einbau erfolgte mit nahezu 100 % der einfachen Proctordichte von ρpr − 1,68 g/cm3 und einem optimalen Wassergehalt von 14 %. Die Kennwerte des Versuchsbodens sind Tabelle 3 zu entnehmen. Dieses Material wurde gewählt, da es für

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R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme aktivierte Dammfläche Aa

=10°

=20°

Extensometer ao, a1, a2, a3 Extensometer bo

"Bergseite"

"Talseite"

Bild 7. Körnungslinien des Versuchsbodens Fig. 7. Grain size distribution of the test soil

Bild 8. Modelldamm Fig. 8. Model embankment

die Großausführung einem sandigen Kies entspricht und der Einfluss der Kohäsion im Modellversuch vernachlässigbar ist.

von einer mechanischen Äquivalenz zwischen Modell und Großausführung ausgegangen werden. Aus den Beobachtungen der aktivierten Bruchkörper aus den 1g-Modellversuchen ist es möglich, Bemessungsansätze für das Design von realen Dämmen abzuleiten. Mithilfe der dimensionslosen Darstellung der Versuchsergebnisse wurden Diagramme erstellt, um eine Übertragung der Ergebnisse auf die Großausführung zu ermöglichen [7] [8]. Für die Auswertung wurde ein aktivierter Erdkörper im Bereich der Dammkrone definiert (Bild 8). Weiterhin wurde die bezogene Energie E* eingeführt und in Beziehung zur dimensionslosen Größe δ/b dargestellt, wobei δ die Eindringtiefe der Kugel in den Damm und b die Kronenbreite sind (Bild 9). Es gilt:

4.2.5 Mögliche Beeinflussung der Versuchsergebnisse Der Impakt wurde bei den Modellversuchen durch eine Kugel idealisiert. In weiteren Versuchen ist geplant, den Einfluss des Kugeldurchmesser und der Rotation zu untersuchen. Der Anteil der Rotationsenergie kann bei der Großausführung einen Anteil von rund 15% haben und die Streuung der Blockdurchmesser ist in der Natur relativ groß. Mithilfe von Vergleichsversuchen wurde bewiesen, dass die Extensometer im Dammkörper auf Form und Deformationen des Bruchkörpers keinen bzw. vernachlässigbaren Einfluss haben. Zusammengefasst ließ sich feststellen, dass eine relativ gute Reproduzierbarkeit der Ergebnisse der einzelnen Modellversuche möglich war.

4.3 Versuchsergebnisse 4.3.1 Auswertung der Versuche Bei den Modellversuchen wurden Größe und Form des von der Kugel erzeugten Bruchkörpers erfasst. Bei den Versuchen waren die Dilatationsvorgänge in der Gleitfuge abgeschlossen und der Winkel der Restscherfestigkeit wurde immer erreicht. Damit kann nach den Modellgesetzen

Tabelle 3. Kennwerte des Versuchsbodens Table 3. Parameter of test soil Bezeichnung

Wert

Anteil Sand [%]

Anteil Schluff [%]

Korndichte [g/cm3]

2,68

Proctordichte [g/cm3]

1,68

optimaler Wassergehalt [%]

lockerste Lagerung

[g/cm3]

1,07

dichteste Lagerung

[g/cm3]

1,68

Reibungswinkel [°]

38,2

Restscherwinkel [°]

37,3

geotechnik 35 (2012), Heft 1

E* = E/(γ × Aa × D × ha)

(1)

E = m v2/2

(2)

γ=ρ×g

(3)

Aa = (b+c)/2 × ha

(4)

mit E* bezogene Energie [–], m Masse der Kugel [kg], v Geschwindigkeit der Kugel [m/s], ρ Dichte des Bodens [kg/m3], g Erdbeschleunigung [m/s2], D Kugeldurchmesser [m], ha aktivierte Höhe [m], b Kronenbreite [m], A aktivierte Fläche [m2]. Die Bilder 9 und 10 zeigen dimensionslose Darstellungen der Versuchsergebnisse. In Bild 9 ist die bezogene Energie E* über die auf die Dammkronenbreite bezogene Eindringtiefe aufgetragen. Bild 10 zeigt die dimensionslose Darstellung der Deformationen bei den Extensometern a0 und b0. Die oberen Extensometer (a0, a1, a2, a3) wurden in der Höhe des Mittelpunkts der Kugel in der Dammachse und ein Extensometer (b0) auf Höhe der Unterkante der Kugel in der Dammachse angeordnet. In den Auswertungen sind die Einzelereignisse des ersten Stoßes angegeben. Bei den Modellversuchen selbst wurden zusätzlich Mehrfachstöße auf den gleichen Trefferpunkt durchgeführt.

R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

Bild 9. Dimensionslose Darstellung der Versuchsergebnisse zur Eindringtiefe: reine Erddämme (oben) und Erdämme mit Steinschlichtung (unten) Fig. 9. Dimensionless illustration of the test results for penetration depth: pure earth embankments (top) and earth embankments with riprap (bottom)

4.3.2 Erkenntnisse aus den Versuchen an reinen Erddämmen − Der Vergleich der beiden Diagramme in Bild 10 zeigt, wie die Deformationen vom untersten Punkt der Kugel nach oben hin stark zunehmen. Generell kann aus den Beobachtungen der Modellversuche angegeben werden, dass ein Freibord von zumindest einem 2,0-fachen Kugeldurchmesser D erforderlich ist, damit die Kugel beim ersten Stoß nicht über die Dammkrone springt. − Der aktivierte Dammkörper erreicht eine maximale Breite des fünf- bis sechsfachen Kugeldurchmessers. Diese aktivierte Breite der plastischen Verformung wurde mit mehreren Extensometern und der optischen Auswertung mit der Hochgeschwindigkeitskamera ermittelt. Für die Ermittlung der bezogenen Energie E* wurde vereinfacht ein mit einer horizontalen Ebene begrenzter Bruchkörper angenommen (vgl. Bild 8). − Da bei den Versuchen zusätzlich immer mehrere Stöße auf die gleiche Stelle ausgeführt wurden, konnte festgestellt werden, dass die Bruchflächen ab dem zweiten Stoß sich zunehmend nach oben ausbildeten. In den Auswertungen sind jedoch nur die Ergebnisse nach dem ersten Stoß berücksichtigt. − Die Aufnahmen der Hochgeschwindigkeitskamera zeigen deutlich, dass es zu nicht unerheblichen elastischen Deformationen während der Stoßdauer kommt. Diese elastischen Verformungen wurden in den obigen Auswertungen noch nicht berücksichtigt.

Bild 10. Dimensionslose Darstellung der Versuchsergebnisse zu den Deformationen des Dammkörpers: auf Höhe des Mittelpunktes der Kugel a0/b (oben) und in Höhe der Unterkante der Kugel, b0/b (unten) Fig. 10. Dimensionless illustration of the test results of deformation of the earth embankment: at the height of the center of the ball a0/b (top) and the level with the lower edge of the ball b0/b (bottom)

− Bei den Dämmen mit einer Böschungsneigung von 70° konnte mit einem Freibord von zumindest dem einfachen Kugeldurchmesser D kein Überspringen festgestellt werden. Jedoch wiesen diese Dämme nach dem ersten Stoß bereits deutliche Schäden im Bereich des Impakts auf. Diese Schäden waren wesentlich größer als bei vergleichbaren Modellversuchen mit einer Böschungsneigung von 4:5 (= 38,7°).

4.3.3 Erkenntnisse aus den Versuchen an Dämmen mit Steinschlichtung Ergänzend zu den Angaben bei reinen Erddämmen wurden bei Dämmen mit Steinschlichtungen folgende Beobachtungen gemacht: − Bei einer Böschungsneigung ≥ 50° ist ein Freibord von zumindest dem einfachem Kugeldurchmesser D erforderlich, damit die Kugel beim ersten Stoß nicht über die Dammkrone springt. − Die Höhenlage der Kugel bleibt nach dem Impakt nahezu unverändert. Bei reinen Erddämmen und bei bewehrten Konstruktionen dagegen springt oder rollt die Kugel in Richtung Krone.

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4.3.4 Erkenntnisse aus den Versuchen an Dämmen mit Geokunststoffen − Die Modellversuche mit den Geokunststoffen ergaben durchwegs eine deutliche größere Querverteilung (Einflussbreite) der Verschiebungen aus dem Impakt als bei reinen Erddämmen. Nach den Messungen und den Bildern aus der Hochgeschwindigkeitskamera entspricht die Einflussbreite mindestens dem acht- bis neunfachen Kugeldurchmesser. − Es wurden auch sehr schlanke Konstruktionen mit bergund talseitigen Böschungsneigungen von 70° bzw. 60° untersucht. Hier konnte ein noch auffälligeres elastisches Verhalten als bei reinen Erddämmen beobachtet werden. − Das Modellgitter wurde beim Impaktpunkt immer beschädigt. − Gleichzeitig ist jedoch ein deutlich größerer Freibord erforderlich als bei Erddämmen mit Steinschlichtungen. Auf der sicheren Seite liegt ein Freibord bei GeogitterKonstruktionen vom 1,5-fachen Kugeldurchmesser. Bei den Versuchen ergab sich teilweise eine Zerstörung bzw. starke Verschiebung der Dammkrone nach oben. Zusätzlich konnte ein „Wandern“ der Kugel in Richtung Dammkrone beobachtet werden.

4.3.5 Erkenntnisse aus allen Modellversuchen − Der Dammkörper wird im Bereich des Impakts stark verdichtet, und gleichzeitig wird die Dammkrone nach oben verschoben. − Je schlanker die Konstruktion ist, umso größer ist der Bruchkörper auf der talseitigen Böschung des Damms. Deshalb sollten die Geogitter zumindest im schlanken oberen Dammbereich auch auf der talseitigen Böschung ausgeführt werden, um ein örtliches Versagen möglichst zu verhindern. − Mit Geogitter bewehrte Dämme zeigen ein deutlich ausgeprägteres elasto-plastisches Verhalten als reine Erddämme (Bild 11). Dieser Umstand dürfte auf die positiven dynamischen Dämpfungseigenschaften des bewehrten Erdkörpers im Vergleich mit reinen Erddämmen bzw. Erddämmen mit Steinschlichtungen zurückzuführen sein. Dies führt im Allgemeinen zu einer geringeren statischen Ersatzkraft bei den bewehrten Konstruktionen bei gleichzeitiger größerer Querverteilung.

5 5.1

Vorschlag für die Bemessung von Steinschlagschutzdämmen Allgemeines

Aus den 1g-Modellversuchen wurde ein charakteristischer Versagenskörper für die verschiedenen Konstruktionen abgeleitet. Ein wesentlicher und konsistenter Parameter war die aktivierte Breite des Erddamms in Querrichtung des Stoßes. Diese wurde mittels Modellextensometer und aus den Auswertungen mit der Hochgeschwindigkeitskamera bestimmt. Das Grundkonzept des vorgeschlagenen Bemessungskonzeptes ist es, aus der bezogenen Größe E* eine dimensionslose Beziehung zwischen Eindringtiefe und Kronenbreite (δ/b) abzuleiten [11]. Mit der daraus abgeschätzten Eindringtiefe in Abhängigkeit der Dammgeometrie, dem Blockdurchmesser und dem Dammschüttma-

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Bild 11. Vergleich der verschiedenen Konstruktionen Fig. 11. Comparison of different construction types

terial wird aus den kinematischen Grundgleichungen (6) bis (8) eine statische Ersatzkraft abgeschätzt.

5.2

Kinematische Grundgleichungen

Eine Abschätzung der statischen Ersatzkraft erfolgt über die Gleichung (5) unter der Annahme eines zunächst linear ansteigenden und dann linear abfallenden Kraftverlaufes und eines linear abfallenden Geschwindigkeitsverlaufes nach [4] (Bild 12). Die Eindringtiefe δ wird über die dimensionslosen Diagramme (Bild 9) ermittelt. Diese statische Ersatzkraft wird in weiterer Folge auf die mitwirkende/aktivierte Dammbreite verteilt. Die Kontrolle der Größe der statischen Ersatzkraft wird mit Hilfe der Gleichung (6) durchgeführt. Dabei wird die Dauer der Stoßzeit abgeschätzt und die statische Ersatzkraft ermittelt (Bild 13). Die Gleichung (7) verbindet die Bremszeit Δt, die Eindringtiefe δ sowie die Geschwindigkeit v, und mit der Gleichung (8) kann ebenfalls die statische Ersatzkraft F abgeschätzt werden. In den Gleichungen sind a die Verzögerung und m die Masse des Körpers. F = v2 m/δ

(5)

F = 2 v m/Δt

(6)

Δt = 2 δ/v

(7)

δ = (0,8 bis 0,85) m v2/F

(8)

Aus den Modellversuchen können auf Basis der Bilder mit der Hochgeschwindigkeitskamera folgende Impaktzeiten abgeschätzt werden: − Dämme ohne konstruktive Elemente: 0,05 bis 0,15 s, − Dämme mit Geokunststoff bewehrt: 0,10 bis 0,20 s.

5.3

Aktivierter Bruchkörper

Quer zur Stoßrichtung ergibt sich die Größe des aktivierten Bruchkörpers in Abhängigkeit von der Art der Dammkonstruktion. Während bei unbewehrten Dämmen (Dämme mit und ohne Steinschlagschlichtung) eine Breite des Bruchkörpers von zumindest dem fünf- bis sechsfachen Blockdurchmesser angegeben werden kann, erhöht sich

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Bild 12. Annahmen für die Auswertungen (a = Verzögerung) Fig. 12. Assumptions for the evaluations (a = deceleration)

1,5

0kN/m

=4,2

Rd =54

2xD

Geogitter

Gd= 515kN/m

10° Fd =489

6,0

Gd= 515kN/m

kN/m

Zd=40

Cd =114

45 kN/m

ϕd Qd Bild 13. Geschätzte Impaktzeiten Fig. 13. Estimated impact times

Zd=40 Cd =114 kN/m

Bild 14. System bewehrter Erddamm und Kräfteplan Fig. 14. Reinforced embankment and force diagramm

diese Breite bei bewehrten Konstruktionen auf mindestens den acht- bis neunfachen Blockdurchmesser. In Impaktrichtung wird für die Ermittlung der aktivierten Fläche Aa eine horizontale Ebene angesetzt und mit der Gleichung (1) die bezogene Energie E* ermittelt. Bei mehrfachen Stößen auf die gleiche Stelle zeigte sich bei reinen Erddämmen eine nach oben logarithmisch ausbeißende Bruchkörperform in Stoßrichtung.

5.4

Bodenphysikalische Kennwerte

Rückrechnungen mit statischen Berechnungen von durch Steinschlag beanspruchten Schutzdämmen zeigen, dass zumindest der rechnerische Grenzgleichgewichtszustand nur mit deutlich höheren Bodenkennwerten möglich ist, als diese bei statischen Nachweisführungen üblicherweise verwendet werden. Aus diesem Grund werden im Zuge dieser angewandten Forschungsarbeit derzeit dynamische und statische Triaxialversuche und Rahmenscherversuche mit unterschiedlicher Schergeschwindigkeit durchgeführt, weil Grund zur Annahme besteht, dass die Festigkeiten bei kurzen Belastungen höher sind als bei länger dauernden, sofern keine Porenwasserdrücke aktiviert werden. Die Ergebnisse werden demnächst veröffentlicht.

5.5

Freibord

Als Freibord wird hier der Abstand Oberkante des Blocks bis zur Oberkante des Dammkörpers gemessen in Böschungsrichtung definiert. Die Modellversuche zeigen unter den gewählten Randbedingungen (Stoßrichtung und Rotation der Kugel) ein erforderliches Freibord für reine Erddämme, mit einer bergseitigen Dammneigung von steiler als 4:5, von zumindest dem zweifachen Kugeldurchmesser. Eine Steinschlichtung und eine Dammneigung von zumindest 50° reduzieren das Freibord auf den einfachen Kugeldurchmesser. Bei Dämmen mit Geokunststoffbewehrung ist jedoch auch bei einer Dammneigung von 70° ein Freibord von zumindest dem 1,5-fachen Kugeldurchmesser erforderlich. Bei einem geringeren Freibord kann es immer zu einem Überspringen der Konstruktion kommen. Zur weiteren Abklärung dieses Sachverhalts sind ergänzende Modellversuche geplant.

5.6

Bemessungsbeispiel

Die Kronenbreite für den bewehrten Damm wird mit 1,5 m angenommen. Die Böschungsneigungen sind bergseits 70° bzw. talseitig 45°, und als Blockgröße wurde ein

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Tabelle 4. Charakteristische Bodenkennwerte aus Triaxialversuchen für Kies Table 4. Typical parameters for gravel Dammschüttmaterial Wichte

Kies

(kN/m3)

22,0

Reibungswinkel (°)

45,8

Kohäsion(kN/m2)

12,7

Tabelle 5. Teilsicherheitsbeiwert γEkin und Höhenfaktor α—1 für Bauwerkshöhe in Abhängigkeit der Schadensklasse CC1 bis CC3 Table 5. Partial safety factor γEkin and height factor α—1 for structure heights depending on damage classes CC1 to CC3

γEkin α— 1

CC 1

CC 2

CC 3

1,0

1,05

1,15

1,05

1,1

1,3

Durchmesser von 2,12 m angenommen (Bild 14). Das Freibord hat den 1,5fachen Blockdurchmesser zu betragen. Mit den geometrischen Randbedingungen und einer Bemessungs-Energie von 4.000 kJ ergibt sich eine bezogene Energie von E*= 0,72. Aus dem unteren Diagramm in Bild 9 kann somit eine auf die Kronenbreite bezogene Eindringtiefe von δ/b = 0,65 abgelesen werden. Mit der Kronenbreite von 1,5 m ergibt sich eine Eindringtiefe von δ = 0,98 m. Die statische Ersatzkraft kann nach Gleichung (4) mit 8,291 kN abgeschätzt werden. Da für Geogitter bewehrte Konstruktionen eine Lastverteilung (Breite des plastisch verformten Dammkörpers) von 8·D angenommen werden kann, ergibt sich eine statische Ersatzkraft von 489 kN/m. Mit den charakteristischen Kennwerten gemäß Tabelle 4 und dem Ansatz einer Zugkraft Zk = 40 kN/m für die Geogitter ergibt sich eine maximale charakteristische statische Ersatzkraft von 540 kN/m und somit ein Ausnutzungsgrad der Konstruktion (Ed = Ek · 1,0 und Rd = Rk · 1,0) von μ = Ed/Rd = 489/540 = 0,92 (vgl. Bild 14). Mit der numerischen Berechnung (Programm FLAC) ergibt sich eine globale Sicherheit von η = 1,05 (Bild 15). Umgerechnet nach Eurocode 7 und der ÖNORM B 19971-1 ergibt sich unter Verwendung der Teilsicherheiten γE = 1,0 und γϕ = γc = 1,0 ein Ausnutzungsgrad von μ = 0,95. Trotz unterschiedlicher Rechenverfahren ergeben sich ähnliche Ausnutzungsgrade.

Schlussfolgerungen

Anlass dieser angewandten Forschungsarbeit war, dass in der Vergangenheit eine Vielzahl von Schutzdämmen gegen Steinschlag errichtet wurde, für die keine befriedigenden Bemessungsverfahren vorlagen. Zusätzlich konnten bei Schäden die Sicherheit der Konstruktionen nur ungenügend rückgerechnet werden. Da Siedlungsräume und Infrastrukturbauten zunehmend in steinschlaggefährdeten Gebieten liegen, wurde ein pragmatischer Lösungsansatz gesucht. Die Beobachtungen an durch Steinschlag beanspruchten Dammkonstruktionen zeigen, dass für ei-

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Bild 15. Verschiebungen und Gleitflächen im Dammkörper nach Belastung durch die statische Ersatzkraft, ermittelt mit FLAC [19] Fig. 15. Displacements and sliding planes in the embankment after static compensation load applied; calculated with FLAC [19]

nen rechnerischen Nachweis des Grenzzustands der Tragfähigkeit die charakteristischen dynamischen Bodenkennwerte höher sein müssen als die gebräuchlichen statischen Kennwerte. Zusätzlich muss der durch den Stoß aktivierte Dammkörper aufgrund von elasto-plastischer Querverteilung erheblich größer sein, als bisher angenommen. Beide Vermutungen konnten durch Labor- und Modellversuche bestätigt werden. Als unerwartetes Ergebnis stellte sich das erforderliche Freibord der verschiedenen Bautypen heraus. Dieses muss deutlich größer sein, als bisher angenommen wurde. Während bei reinen Erddämmen der einfache Blockdurchmesser ausreichend ist, muss bei Geogitter bewehrten Dämmen ein Zuschlag vom 0,5-fachen Blockdurchmesser im Vergleich zu reinen Erddämmen (mit Steilböschung) erfolgen. Als Nachweis für den Grenzgleichgewichtszustand der Tragfähigkeit (GEO) für die Bemessungssituation mit der maßgebenden Einwirkung aus Steinschlag dürfen gemäß ON-Regel 24810 (Entwurf) [1] die Teilsicherheitsbeiwerte für die Einwirkungen γE = 1,05 bis 1,15 (Tabelle 5, Gleichung (8)) und gemäß ÖNORM B 1997-1-1 [2] die Teilsicherheitsbeiwerte für die Widerstände γγ = γϕ = γc = 1,0 bei Verwendung des Nachweisverfahrens 3 gesetzt werden. Dies entspricht für den Nachweis Steinschlag der Bemessungssituation BS 3 nach ÖNORM B 1997-1-1 [2]. Diese geringen Teilsicherheiten sind damit begründet, dass mit dem vorgeschlagenen Bemessungsmodell die Standsicherheit von Schutzdämmen nach Steinschlagereignissen mit höheren Teilsicherheiten nicht nachgewiesen werden können, obwohl nach der Beobachtungsmethode eine ausreichende Standsicherheit abgeleitet werden kann. Zudem wird ein örtliches Versagen der Dammkonstruktion zugelassen. Bei den Modellversuchen konnte ein örtliches Totalversagen des Damms (Durchschuss) von reinen Erddämmen mit den Neigungen bergseitig 4:5 und talseitig 2:3 nur nach wiederholtem Beschuss der gleichen Position erreicht werden. Außer Diskussion steht, dass der Nachweis des Grenzzustands der Gebrauchstauglichkeit für die Bemessungssituation Steinschlag BS 3 nicht erforderlich ist. Für Erddämme mit Steinschlichtungen ergibt sich bei gleicher bezogener Energie E* ein geringeres dimensionsloses Verhältnis von Eindringtiefe zu Kronenbreite als bei reinen Erddämmen.

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Tabelle 6. Vergleich der 1:1-Versuche mit dem Bemessungsvorschlag Table 6. Comparison of the 1:1-tests with the design proposal Quelle

Bauart

Beobachtungen aus 1:1-Versuchen

Ermittlung nach Bild 11

Energie

Kronenbreite

Eindringtiefe

Bezogene Eindringtiefe

Eindringtiefe

[kJ]

b [m]

δ [m]

[–]

δ/b [–]

δ [m]

Peila et al. [14]

Erddamm und Gabionen

2.500

0,9

0,6

9,85

0,75 – 0,88

0,68 – 0,80

Peila et al. [14]

Erddamm und Gabionen

4.500

0,9

0,95 – 1,10

20,8

1,00 – 1,20

0,90 – 1,08

Beobachtung Schutzdamm im Bezirk Imst (vgl. Bild 1, oben)

Erddamm und Steine

2.700

0,50 – 0,60

7,5

0,40 – 0,70

Lambert et al. [10]

Gabionen

2.000

0,70 – 0,80

3,6

0,20 – 0,40

0,60 – 1,20

Ed = Ek × γEkin

(9)

Die erforderliche Höhe der Konstruktion ergibt sich zu — Hd = Hk × α 1

(10)

Dabei sind die Teilsicherheitsbeiwerte γEkin und die Hö— in der Tabelle 5 zu entnehmen. henfaktoren α 1 Um den Bemessungsvorschlag auf seine Anwendbarkeit zu überprüfen, wird eine Evaluierung von bestehenden Schutzdämmen und den beobachteten Schäden durch Steinschlag durchzuführen sein. Das bedeutet, dass nach einem Ereignis zumindest die Blockgröße und die Eindringtiefe zu dokumentieren sind. Im Anschluss muss mit einem Steinschlagsimulationsprogramm eine Rückrechnung der Geschwindigkeit erfolgen. Dadurch können neue Beobachtungsergebnisse in den dimensionslosen Diagrammen eingetragen werden. Erst nach einer Überprüfung der Diagramme durch Beobachtungen an Großausführung sollten die Diagramme für die Bemessung von Dämmen eingesetzt werden. Das Diagramm in Bild 11 konnte zumindest durch die 1:1 Versuche von Peila et al. [14], Lambert et al. [10] und den Beobachtungen bei einem Schutzdamm in Tirol (vgl. Bild 1, oben) bestätigt werden. Die Vergleiche der Beobachtungen an den Großausführungen mit den Ergebnissen bei Anwendung des Bemessungsvorschlags sind in Tabelle 6 zusammengestellt. Daraus lässt sich eine sehr gute Übereinstimmung erkennen. Derzeit werden Modellversuche mit einem kleineren Kugeldurchmesser, mit einer geringeren dimensionslosen Energie E* und mit höherer Rotationsenergie durchgeführt. Diese Versuche sollen mögliche Modelleinflüsse durch den Kugeldurchmesser beschreiben, das dimensionslose Bemessungsdiagramm für reine Erddämme nach unten erweitern und die Angabe konstruktiver Vorgaben für die Dammkonstruktion bei einem Anteil der Rotationsenergie von etwa 15 % ermöglichen. Literatur [1] Österreichischen Norm-Regel ONR 24810 Technischer Steinschlagschutz: Entwurf: Grundlagen, Primärsicherung, Netze, Dämme, Galerien. In Vorbereitung, Erscheinungstermin voraussichtlich 2012.

[2] ÖNORM B 1997-1-1 Eurocode 7 – Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln – Nationale Festlegungen zu ÖNORM EN 1997-1 und nationale Ergänzungen. [3] ASTRA, Bundesamt für Straßen, SBB: Einwirkungen infolge Steinschlags auf Schutzgalerien – Richtlinie. Eidgenössisches Departement für Umwelt, Verkehr, Energie und Kommunikation. Bern, 2008.. [4] Blovsky, S.: Bewehrungsmöglichkeiten mit Geokunststoffen. Dissertation. Technische Universität Wien , 2002. [5] Blovsky, S.: Modellversuche an Schutzdämmen gegen Steinschlag und Felssturz. ÖIAZ – Österreichische Ingenieur- und Architektenzeitschrift 148 (2003), S. 146–151. [6] Berger, F.: Réalisation d’un test d’étalonnage des modèles de trajectographie en utilisant des données provenant d’expérimentations grandeur nature. Rapport de synthèse Département Gestion des Territoires. CEMAGREF, Unité de recherche Ecosystèmes Paysages Montagnards (Grenoble), 2003. [7] Hofmann, R.: Bericht über Modellversuche mit Steinschlagschutzdämmen ausgeführt vom Jänner bis April 2011. Forsttechnischer Dienst für Wildbach- und Lawinenverbauung. Unveröffentlicht. 2011. [8] Hofmann, R.: Bericht über Modellversuche mit Steinschlagschutzdämmen mit Geokunststoffen der Firma Naue ausgeführt vom Juni bis Oktober 2011. Unveröffentlicht. 2011. [9] Labiouse, V., Heidenreich, B.: Half-scale experimental study of rockfall impacts on sandy slopes. Nat. Hazards Earth Syst. Sci. 9 (2009), pp. 1981–1993. [10] Lambert, S., Heymann, A., Gotteland, P.: Real-scale experimental assessement of cellular rockfall protection structures. Proceedings interdisciplinary workshop on rockfall protection – ROCEXS. Innsbruck, 2011. [11] Mölk, M., Hofmann, R: The Austrian Standard ONR 24810: Design of rock-fall protection measures – partial factor of safety-approach and best practice for the design of rock-fall embankments. Proceedings interdisciplinary workshop on rockfall protection – ROCEXS, Innsbruck 2011. [12] Montani-Stoffel, S.: Sollicitation dynamique de la couverture des galeries de protection lors de chutes de blocs. Dissertation EPF Lausanne, 1998. [13] Ploner, A., Sönser, T., Tropper, W.: Planung von optimierten Steinschlag- und Felssturz-Schutzmaßnahmen. Felsbau 18 (2000), S. 7-11. [14] Peila, D., Oggeri, C., Castiglia, C.: Ground reinforced embankments for rockfall protection: design and evaluation of full scale tests. Landslides 4 (2007), pp. 255–265.

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R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

[15] Pichler, B., Hellmich, C., Mang, H.: Impact of rocks onto gravel – design and evaluation experiments. International Journal of Impact Engineering 31 (2005), pp. 559–578. [16] Plassiard, J.P., Donze, F.V.: Optimizing the design of rockfall embankments with a Discrete Element Method. Engineering Structures 32 (2010), pp. 3817–3826. [17] Smith, D.D., Duffy, J.D.: Field tests and evaluation of rockfall restraining nets. – California Department of Transportation, Report No. CA/TL – 90/05, Final Report, Sacramento 1990. [18] Walz, B.: Bodenmechanische Modelltechnik als Mittel zur Bemessung von Grundbauwerken. Universität-GH Wuppertal Fachbereich Bautechnik, Bericht 1, 1982. [19] Itasca Consulting Group Inc.: FLAC, Fast Lagrangian Analysis of Continua, version 5.0, user’s guide, 2005.

Autoren Priv. Doz. Dipl.-Ing. Dr.techn. Robert Hofmann Ziviltechnikerbüro Dr. Hofmann Hochstraße 17/2 A-2380 Perchtoldsdorf Österreich hofmann.geotechnik@aon.at Mag. Michael Mölk Geologische Stelle des Forsttechnischen Dienstes für Wildbach- und Lawinenverbauung Liebeneggstrasse 11 A-6020 Innsbruck Österreich michael.moelk@die-wildbach.at

Danksagung Das Forschungsvorhaben wurde nur möglich durch die Unterstützung der Geologischen Stelle des Forsttechnischen Dienstes der Wildbach und Lawinenverbauung, der Firma Naue Geokunststoffe und der Österreichischen Gesellschaft für Geomechanik. Für diese Förderungen möchten sich die Autoren besonders bedanken.

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Eingereicht zur Begutachtung: 20. Oktober 2011 Angenommen zur Publikation: 10. Januar 2012

Fachthemen Georgios Anagnostou

DOI: 10.1002/gete.201100024

The contribution of horizontal arching to tunnel face stability The article revisits the classic problem of tunnel face stability with special emphasis on the effect of horizontal stresses. These are important for shear resistance and thus also for the equilibrium of the potentially unstable body in front of the tunnel face, but they also present the difficulty of static indeterminacy. Starting from the computational model of Anagnostou and Kovári [1], an alternative model is presented, which is based on the so-called method of slices, and is consistent with silo theory, but does not need an a priori assumption as to the distribution of horizontal stress. In addition, a simple design equation for estimating support pressure under this model is presented and the results of comparative analyses concerning the average stresses in the wedge and the effects of shear resistance at the lateral slip surfaces are shown. The analytical results obtained by the method of slices agree very well with published results of numerical analyses and physical tests. Beitrag der räumlichen Tragwirkung zur Stabilität der Tunnelbrust. Der vorliegende Artikel untersucht das klassische Problem der Stabilität der Ortsbrust unter besonderer Beachtung der Horizontalspannungen. Letztere sind zwar sehr wichtig für den Gleitwiderstand und somit auch für die Stabilität von potenziellen Bruchkörpern, können aber nicht allein aufgrund von Gleichgewichtsbetrachtungen ermittelt werden. Im Beitrag wird eine Berechnungsmethode vorgestellt, die das Berechnungsmodell nach Anagnostou und Kovári [1] insofern verbessert, dass sie keine a priori Annahme über die Verteilung der Spannungen im keilförmigen Bruchkörper vor der Ortsbrust benötigt und auf konsistente Weise das Gleichgewicht im Keil und im darüber liegenden prismatischen Bruchkörper analysiert. Basierend auf der Lamellenmethode wird eine einfache Bemessungsformel aufgestellt und der Einfluss der horizontalen Verspannung auf den erforderlichen Stützdruck der Ortsbrust aufgezeigt. Die Modellprognosen stimmen mit veröffentlichten Ergebnissen von numerischen Spannungsanalysen sowie mit Versuchsresultaten gut überein.

Introduction

In contrast to long excavations, where the relevant shear stresses τ are mobilized only at the inclined slip surface and the stability problem is practically two-dimensional (Figure 1a), the load bearing action of the ground ahead of the tunnel face is three-dimensional. This can best be illustrated by considering the failure model of a potentially unstable wedge at the face (Figure 1b): The shear stresses τs developing at the two vertical slip surfaces contribute to

the stability of the wedge; the term horizontal arching can justifiably be used in this context because the direction of the shear and normal stresses acting upon the lateral boundaries of the wedge show that the principal stress trajectories must be oriented as indicated by the dashed lines in Figure 1b. There are many publications dealing with theoretical and experimental investigations into tunnel face stability. Recent reviews may be found, for example, in Idinger et al. [2], Mollon et al. [3] and Perazzelli and Anagnostou [4]. The present paper analyses the contribution of horizontal arching to stability on the basis of the computational model of Anagnostou and Kovári [1], which was developed in the context of slurry shield tunnelling and is widely used in engineering practice. The model approximates the tunnel face by a rectangle (of height H and width B) and considers a failure mechanism that consists of a wedge at the face and an overlying prism up to the soil surface (depth of cover h, Figure 2).

Fig. 1. a) Cross section and horizontal plan of a long pit under plane strain conditions; b) longitudinal and horizontal section of a tunnel Bild 1. a) Querschnitt und Grundriss einer langen Baugrube im ebenen Verformungszustand, b) Längsschnitt und Horizontalschnitt eines Tunnels

G. Anagnostou · The contribution of horizontal arching to tunnel face stability

tance at the vertical slip surfaces) is linearly proportional to the vertical stresses σz, i.e. (1)

σy = λ σz

where λ is a constant (the so-called lateral stress coefficient), and, (ii), that the vertical stress σz changes linearly with depth. This assumption was also made in the German specifications for slurry wall design [6] and was made by Anagnostou and Kovári [1] in their computational model: Fig. 2. Failure mechanism Bild 2. Bruchmechanismus

Fig. 3. Assumption of Anagnostou and Kovári [1] concerning the vertical stress distribution (solid line) as well as alternative formulations discussed by Broere [7] (dashed lines) Bild 3. Annahme von Anagnostou und Kovári [1] über die Verteilung der Vertikalspannung (durchzogene Linie) sowie alternative Annahmen nach Broere [7] (gestrichelte Linien)

Fig. 4. Forces acting upon an infinitesimal slice Bild 4. Kräfte auf einer infinitesimalen Lamelle

The central problem of horizontal arching is associated with the estimation of shear resistance at the vertical slip surfaces of the wedge (τs in Figure 1): The frictional part of the shear resistance depends on the horizontal stress σy, which nevertheless cannot be derived from the equilibrium conditions (it is statically indeterminate). This problem is due to the spatial geometry of the failure mechanism and it also arises in stability analyses of slurry wall trenches or excavations with large depth to width ratios. In order to overcome this difficulty in the analysis of deep excavations, Walz and Pulsfort [5] assumed, (i), that the horizontal stress σy (which governs the frictional resis-

σ z(z) = σ z(H)

⎛ z z⎞ + γH ⎜1 − ⎟ H ⎝ H⎠

(2)

where γ denotes the unit weight of the soil. The stress σz(H) at the top boundary of the wedge is obtained by applying silo theory to the overlying prism. The solid line in Figure 3 represents the stress distribution under this assumption, while the dashed lines show alternative formulations discussed by Broere [7]: Line 1 disregards arching effects in respect of the wedge, line 2 assumes that arching in respect of the wedge can also be approximated by the classic silo equation (in spite of its non-constant horizontal cross-section) and line 3 represents a compromise between model 1 and 2. The advantage of all these approaches is their simplicity. The disadvantage, however, is the a priori nature of the assumption concerning the vertical stress σz and the lack of consistency regarding the analysis of the prismatic body, which faces exactly the same problem, but solves it in a different way, i.e. on the basis of Janssen’s silo theory [8]. A more consistent way of calculating the frictional part of the shear resistance at the lateral slip surfaces of the wedge is to proceed by analogy with silo theory, i.e. to keep the assumption of proportionality between horizontal and vertical stress (Equation 1), but, in order to calculate the distribution of the vertical stresses σz inside the wedge, to consider the equilibrium of an infinitesimally thin slice (Figure 4). Walz and Prager [9] first proposed such an approach for the stability assessment of slurry walls. This so-called method of slices eliminates the need for an a priori assumption as to the distribution of the vertical stress and makes it possible to analyse cases with non-uniform face support and heterogeneous ground consisting of horizontal layers. The method of slices also makes it possible to estimate on a more consistent basis (similarly to silo theory) the vertical stresses within the wedge. It should be noted that the stresses (σy, σz) within the wedge are important not only with respect to the frictional resistance at the vertical slip surfaces but also with respect to the pull-out resistance of the bolts which may be installed in order to stabilise the face (a high confining stress increases the strength of the bond between bolts and soil). The paper in hand analyses tunnel face stability using the method of slices (Section 2), discusses the results of comparative analyses concerning the stresses in the wedge (Section 3) and their effects on the required support pressure (Sections 4 to 6), and proposes a simple design equation (Section 7).

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2 2.1

where dA denotes the area of the lateral boundary of the infinitesimal slice:

Computational model Outline

In the mechanism under consideration (see Figure 2), failure will occur if the load exerted by the prism upon the wedge exceeds the force which can be sustained by the wedge at its upper boundary taking into account the shear strength and the own weight of the ground. At limit equilibrium the prism load is equal to the bearing capacity of the wedge. The prism load is calculated on the basis of silo theory (Section 2.2), while the bearing capacity of the wedge is calculated by considering the equilibrium of an infinitesimal slice (Section 2.3). Both the load of the prism and the bearing capacity of wedge depend on the inclination of the inclined slip plane. The critical value of the angle ω (see Figure 2), i.e. the value that maximizes the support pressure, will be determined iteratively.

2.2

Assuming that the ground is homogeneous and obeys the Mohr-Coulomb failure condition with cohesion c and angle of internal friction φ, the vertical force at the wedgeprism interface reads as follows:

(3)

B H tan ω 2 B + H tan ω

(

)

The support force is dS = s B dz

where s denotes the support pressure. According to the Mohr-Coulomb criterion, the shear resistance dT of the inclined slip surface is connected to the normal force dN: B dz c + dN tan φ cos ω

dT =

(

(4)

dTs = 2 c tan ω z dz + 2 λ tan φ

(5)

Bearing capacity of the wedge

Consider the equilibrium of an infinitesimal slice (see Figure 4). In the plane of movement, the following forces act upon the slice: Its weight dG; the “supporting” force V(z) exerted by the underlying ground; the “loading” force V(z) + dV exerted by the overlying ground; the forces dN and dT at the inclined slip surface; the shear force dTs at the two vertical slip surfaces; and the supporting force dS. The equilibrium conditions parallel and perpendicular to the sliding direction read as follows: dTs + dT + dS sin ω = (dV + dG)cos ω

(6)

dN = (dV + dG)sin ω + dS cos ω

(7)

dV z −ΛV =M +P dz B

(8)

V dz B

(14)

(15)

2 λ tan φ cos ω − sin ω tan φ

(16)

M = Mc B2c − M γ B3γ

(17)

P = Pc B2c + Ps B2 s

(18)

Λ tan ω λ tan φ

(19)

Mc =

(20)

M γ = tan ω Pc =

Λ 2 λ tan φ cos ω

(

)

Ps = tan φ + ω

The slice weight is

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(13)

Due to equations (7), (8), (10), (11) and (14), the equilibrium condition in the sliding direction (Equation 6) becomes:

Λ=

(12)

V Bz tan ω

σz =

ccr = R γ

dG = γ B dA

)

where λσz represents the horizontal normal stress (Equation 1). Taking into account equation (9) and that the vertical stress

where

2.2

(11)

dTs = 2 dA c + λ σ z tan φ

Equation (3) ensures that the load exerted by the prism will be set equal to zero (rather than becoming negative) if the cohesion exceeds the critical value: (if σ surf = 0)

(10)

we obtain:

where σsurf denotes the surface load and R is equal to the ratio of the volume of the prism to its circumferential area: R=

(9)

The shear resistance of the two lateral slip surfaces reads as follows:

Prism loading

⎧⎪ ⎛ h⎞ h⎫ −λ tanφ −λ tanφ ⎪ Rγ − c ⎜ R⎟+ σ R⎬ Vsilo = min ⎨0, 1−e e surf ⎟ λ tanφ ⎜⎝ ⎪⎭ ⎪⎩ ⎠ BH tan ω

dA= z tan ω dz .

(21) (22)

Equation (15) is a differential equation for the vertical force V(z). Assuming a homogeneous ground and uniform support pressure distribution, the coefficients Λ, Μ and Ρ do not depend on the co-ordinate z and the solution to

equation (15) for the boundary condition V(0) = 0 reads as follows: (23) V(z) = Cs(ξ)B2s + Cc(ξ)B2c − C γ(ξ)B3 γ where ξ is the normalized z co-ordinate, z ξ= H

)

ΛH/B ξ

(24)

(25)

⎛B h c σ surf ⎞ ⎟ = f7 ⎜⎜ , λ, φ, ω, , , H γH γH ⎟⎠ ⎝H

Cs(ξ) =

C v(ξ) − 1 Ps Λ

(26)

Cc(ξ) =

C v(ξ) − 1 F (ξ) Pc + 2 Mc Λ Λ

(27)

C γ(ξ) =

F(ξ) M Λ2 γ

(28)

F(ξ) = C v(ξ) − 1 −

ΛH ξ B

(29)

The bearing capacity of the wedge is obtained from equation (23) with z = H: V(H) = Cs(1)B2s + Cc(1)B2c − C γ(1)B3 γ

(30)

The coefficients Cs, Cc and Cγ express the effect of support pressure, cohesion and unit weight, respectively, on the bearing capacity of the wedge.

2.4

Vsilo σ z(H) 1 = = γH γH BH tan ω ⎧ ⎪⎪ min ⎨0, ⎪ ⎪⎩

and Cs, Cc and Cγ are dimensionless functions of ξ: C v(ξ) = e(

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Support pressure

At limit equilibrium the load exerted by the prism is equal to the bearing capacity of the wedge:

R c − H γH λ tanφ

(31)

(36)

It can easily be verified that with increasing depth of cover h the exponential term in equation (3) decreases rapidly to zero with the consequence that the silo pressure and the necessary face support pressure become practically independent of the depth of cover (quantitative examples are given in Section 4). With the exception of very shallow tunnels, and provided that the cohesion is lower than Rγ (i.e. that the prism needs support in order to be stable), both the expression (36) for the silo loading and the expression (32) for the support pressure become considerably simpler for large values of h: σ z(H) c R = f81 − f81 γH H γH

(37)

Where 1 λ tanφ

(38)

s c =f −f γH 51 52 γH

(39)

f81 = and

where

V(H) = Vsilo

⎫ ⎛ h⎞ h⎪ , −λ tanφ −λ tanφ ⎪ σ ⎜1 − e R ⎟ + surf e R⎬ ⎜ ⎟ γH ⎪ ⎝ ⎠ ⎪⎭

f51 = f1 + f3f81

⎞ ⎛B R = f ⎜ , λ, φ, ω⎟ H 51 ⎝ H ⎠

(40)

As V(H) depends linearly on s (Equation 30), equation (31) represents a linear equation for the support pressure s. Its solution reads as follows:

⎞ ⎛B f52 = f2 + f3f81 = f52 ⎜ , λ, φ, ω⎟ H ⎠ ⎝

σ (H) s c = f1 − f2 + f3 z γH γH γH

It can readily be verified that for λ = 1 equation (41) simplifies to:

(32)

where

f52 = −

f1 =

⎞ ⎛B B C γ(1) = f ⎜ , λ, φ, ω⎟ H Cs(1) 1 ⎝ H ⎠

(33)

f2 =

⎞ ⎛B Cc(1) = f ⎜ , λ, φ, ω⎟ Cs(1) 2 ⎝ H ⎠

(34)

f3 =

⎞ ⎛B tan ω = f3 ⎜ , λ, φ, ω⎟ , B ⎠ ⎝H C (1) H s

and, according to equation (3),

(35)

(41)

1 tan φ

(42)

It is remarkable that this result is identical to the numerical results by Vermeer and Ruse [10] and Vermeer et al. [11] (note that f52 = ds/dc). As mentioned by Ruse [12], the relationship (42) is theoretically founded and close to the equation ds/dc = 0.5π cotφ proposed by Krause [13] on the basis of a completely different failure mechanism (the sliding of a semi-spherical body at the face).

2.5

Distribution of the vertical stress

From equations (13), (23) and (32) we obtain the average vertical stress σz of the wedge slice at elevation z:

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σ z(z) =

B Cs(ξ)s + Cc(ξ)c − C γ(ξ)B γ = H ξ tan ω

σ z,av,lin = (43)

= f11 σ z(H) + f12 Hγ − f13 c where f11 =

f12

1 Cs(ξ) ξ Cs(1)

(B / H) =

f13 =

(44)

C (ξ)⎞ B/H⎛ ⎜⎜f11Cc(1) − c ⎟⎟ tan ω ⎝ ξ ⎠

(45)

(46)

At the wedge foot, the nominators and the denominators of these equations become equal to zero. The stress can be computed by applying L’Hôpital’s rule:

2.6

( )

(54)

Note that, although the stress distribution of equation (2) is linear, the average vertical stress according to equation (54) corresponds to the stress prevailing at elevation z = 2H/3 rather than to the stress at the tunnel axis. This is due to the larger contribution of the upper part of the wedge.

⎛ C (ξ)⎞ ⎜f11C γ(1) − γ ⎟ tan ω ⎜⎝ ξ ⎟⎠

σ z(0) =

2 1 σ H + Hγ . 3 z 3

1 dV(z) Pc c + Ps s lim = B tan ω z→0 dz tan ω

(47)

Frictional resistance of the vertical slip surfaces

As an overall measure for the frictional resistance, the average frictional stress τav,φ may be considered. According to Coulomb and equation (1), τ av,φ = λ tan φ σ z,av

(48)

where σz,av is the average vertical stress. The latter can be calculated via integration over the lateral wedge boundary:

Comparative calculations concerning stress distribution

The linear approximation under equation (2) has been examined by Walz and Pulsfort [5] in the context of slurry wall stability. In this paper, the results of comparative calculations for the problem of tunnel face stability will be discussed. Consider a tunnel with width B = 10 m, height H = 10 m and cover h > H in a homogeneous ground with γ = 20 kN/m3. Figure 5 shows the vertical stress σz over the face height z obtained using the method of slices (Equation 43, solid lines) or assuming the linear distribution of equation (2) (dashed lines) for three sets of shear strength parameters: cohesionless soil with φ = 25° or 35° and cohesive soil with φ = 25° and c = 20 kPa. In both models, the stress at the upper boundary of the wedge is equal to the silo pressure. The latter was calculated assuming the coefficient of lateral stress λ = 0.8. This value is supported by the results of trap-door tests by Melix [14], which indicate that λ is between 0.8 and 1.0, which is slightly lower than the value of 1 suggested by Terzaghi and Jelinek [15]. The computation of the vertical stress σz using the method of slices also necessitates an assumption concerning the coefficient λ for the wedge. On account of

∫ σ zz tan ω dz σ z,av =

0 H

∫ z tan ω dz

2 = H2

∫ σ zz dz 0

(49)

= f21 s + f22c − f23Hγ where f21 =

(

tan φ + ω tan ω

(50)

f22 =

⎞ 1 ⎛ Λ f25 ⎜⎜ + f25 − 1⎟⎟ λ tan φ ⎝ 2 sin ω ⎠

(51)

f23 =

B f −1 ΛH 25

(52)

(

f25 = 2

)

⎞ B ⎛ B ΛH/B e − 1 − 1⎟ ⎜ ΛH ⎝ ΛH ⎠

(

)

(53)

For comparison, the average vertical stress in the case of a linear distribution according to equation (2) reads as follows:

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Fig. 5. Distribution of vertical stress σz over the height of the tunnel face for a wedge with ω = 30° (other parameters: γ = 20 kN/m3, B = H = 10 m, h > H, λ = 0.80) Bild 5. Verteilung der Vertikalspannung σz über die Ortsbrusthöhe für einen Keil mit ω = 30° (sonstige Parameter: γ = 20 kN/m3, B = H = 10 m, h > H, λ = 0,80)

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Fig. 7. a) Ratio of the average vertical stresses σz,av/σz,av,lin and, b), necessary support pressure s according to the method of slices as a function of cohesion c for diferent values of the friction angle φ and of the angle ω (other parameters: γ = 20 kN/m3, B = H = 10 m, h > H, λ = 0.80) Bild 7. a) Verhältnis der mittleren Vertikalspannungen σz,av/σz,av,lin und, b), erforderlicher Stützdruck s nach der Lamellenmethode in Abhängigkeit der Kohäsion c für verschiedene Werte des Reibungwinkels φ und des Winkels ω (sonstige Parameter: γ = 20 kN/m3, B = H = 10 m, h > H, λ = 0,80)

Fig. 6. Support pressure s as a function of the angle ω for the parameters of Figure 5 and (a) φ = 25° and c = 0; (b) φ = 35° and c = 0 kPa; (c) φ = 25° and c = 20 kPa Bild 6. Stützdruck s in Abhängigkeit des Winkels ω für die Parameter des Bildes 5 und (a) φ = 25°, c = 0; (b) φ = 35°, c = 0 kPa; (c) φ = 25°, c = 20 kPa

the similarity of this model to the silo theory, the same value of λ = 0.8 was assumed for the wedge and the prism. According to the equations in Section 2.5, the vertical stress distribution depends essentially on the angle ω, while this parameter has a minor effect when assuming the simplified linear distribution of equation (2) (it affects only the silo load Vsilo). Figure 5 was obtained for ω = 30°. In

addition to each line, the diagram also shows the value of the average vertical stress (calculated on the basis of Eqs. 49 and 54). It can easily be seen that the assumption of equation (2) leads to vertical stresses that are considerably higher than the stresses obtained using the method of slices. This is particularly true in the case of the higher strength soils (φ = 35° or c = 20 kPa), because the lateral shear resistance does not allow the stress to increase with depth in the method of slices, while the linear stress distribution of equation (2) does not explicitly consider the shear strength of the ground. Due to the higher vertical stress in the simplified model, the lateral frictional resistance will also be higher than with the method of slices. The simplified model thus predicts a lower support pressure. This is clearly illustrated by the diagrams of Figure 6, which present the neces-

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sary support pressure as a function of the angle ω for the three sets of shear strength parameters of Figure 5. The thick solid curves were calculated for λ = 0.8 using the method of slices (Equation 32), while the other curves were obtained assuming the distribution of equation (2) with λ = 0.8 for the prism and different values λw of this coefficient for the wedge. Making the same assumption as in the method of slices (i.e. λw = λ = 0.8), the simplified model leads to a lower support pressure. In order to obtain the same frictional resistance (and consequently the same support pressure), the simplified model of equation (2) should be applied in combination with a lower coefficient λw at the lateral wedge planes. In fact, Figure 6a shows that when reducing the λw-value according to the ratio of the average vertical stresses of Figure 5 (i.e., taking λw = λ σz,av/σz,av,lin = 0.8 x 112/132 = 0.68) the simplified model agrees well with the method of slices. Similar remarks apply to the case of a higher friction angle (Figure 6b) or of a cohesive ground (Figure 6c), the main difference being that horizontal arching is more pronounced in these cases and consequently the difference between the two models is bigger. In the case of φ = 35° (Figure 6b), the simplified model predicts about the same support pressure if the λw-value is taken to be 0.55. The reduction factor λw/λ = 0.55/0.80 = 0.69 agrees well with the ratio of the average stresses (σz,av/σz,av,lin = 74/110 = 0.67 according to Figure 5). This is true also for the cohesive ground (according to Figures 5 and 6c, σz,av/σz,av,lin = 58/96 = 0.60 and λw/λ = 0.49/0.80 = 0.61, respectively). Figure 7a shows the results of a parametric study concerning the ratio of the average vertical stresses of the two models, which at the same time represents the reduction factor to be applied to the λw-value of the simplified model. The diagram shows the stress ratio as a function of the cohesion for different values of the friction angle and of the angle ω. For the parameter combinations of wedges needing support (i.e. parameter combinations leading to positive values of support pressure, Figure 7b), the reduction factor amounts to 0.50 – 0.85. Taking λw as equal to 0.5λ (as suggested by Anagnostou and Kovári [1]) therefore represents a reasonably conservative assumption. As mentioned above, the same is true with regard to a λ-value of 0.8.

Comparative calculations concerning support pressure

Figure 8 shows the effect of the depth of cover h on the support pressure s. It can readily be seen that, with the exception of soils of very low friction angle, the support pressure has practically reached its maximum value already at a depth of h = H. In the remaining part of the present paper all calculations assume that the depth of cover is larger than this (h > H), which in practical terms means that the overburden amounts at least to one tunnel diameter. Figure 9 shows the normalized support pressure s/γD (for the most unfavourable angle ω) as a function of the normalized cohesion c/γD for different friction angles φ and for λ = 0.8 or 1. The diagram applies to a circular tunnel face of diameter D. It was calculated by means of equation (39) considering a quadratic cross section of equal area (H = B = 0.886 D). Figure 10 compares (for a

Fig. 8. Normalized support pressure s/γH as a function of the normalized depth of cover h/H for a granular soil (c = 0) and a circular tunnel (B/H=1) Bild 8. Normierter Stützdruck s/γH in Abhängigkeit der normierten Überlagerungshöhe h/H für einen rolligen Boden (c = 0) und einen kreisförmigen Tunnelquerschnitt (B/H=1)

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Fig. 9. Normalized support pressure s/γD as a function of the normalised cohesion c/γD for φ = 15 – 35° and λ = 0.8 or 1.0 according to the method of slices (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π ) Bild 9. Normierter Stützdruck s/γD in Abhängigkeit der normierten Kohäsion c/γD für φ = 15 – 35° und λ = 0,8 bzw. 1,0 nach der Lamellenmethode (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π )

specific value of the friction angle) the results obtained using the method of slices with the predictions under the model of Anagnostou and Kovári [1] and with the results of Krause [13] and Vermeer et al. [11]. As mentioned above, the method of Anagnostou and Kovári [1] assumes the simplified distribution of equation (2) with a reduced lateral pressure coefficient for the wedge (λw = 0.5 λ). The results of Vermeer et al. [11] are based upon three-dimen-

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Fig. 10. Normalized support pressure s/γD as a function of the normalised cohesion c/γD for φ = 25° according to different methods (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π ) Bild 10. Normierter Stützdruck s/γD in Abhängigkeit der normierten Kohäsion c/γD für φ = 25° nach verschiedenen Berechnungsmethoden (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π )

sional numerical stress analyses and can be summarised as follows: s c = N γ − Nc γD γD

Fig. 11. Gradient ds/dc as a function of the friction angle φ according to different computational models (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π ). Remark: The results after Vermeer et al. [11] are practically identical with the results after the method of slides for λ = 1.0 Bild 11. Gradient ds/dc in Abhängigkeit des Reibungswinkels φ nach verschiedenen Berechnungsmethoden (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π ). Bemerkung: Die Ergebnisse nach Vermeer et al. [11] sind praktisch identisch mit den Ergebnissen nach der Lamellenmethode für λ = 1.0

(55)

where Nγ =

1 − 0.05 9 tan φ

Nc =

1 tan φ

(for φ ≥ 20°, h > H)

(for φ ≥ 20°, h > 2H)

(56) (57)

Equation (56) is based upon the results of a comprehensive parametric study, while equation (57) is, as mentioned above, theoretically founded [12] and was also confirmed by the numerical results of Vermeer et al. [11]. Krause [13] investigated a semi-spherical failure mechanism and proposed the following coefficients: Nγ =

1 9 tan φ

(58)

Nc =

π 2 tan φ

(59)

As observed by Vermeer et al. [11], the method of Anagnostou and Kovári [1] leads to slightly higher support pressures than the numerical analyses. This is true particularly for λ = 0.8 and to a lesser degree also for λ = 1.0. The method of slices leads to support pressures which are much closer to the numerical predictions of Vermeer et al. [11], and for λ = 1.0 the difference is irrelevant. These results indicate that the reason for the differences from the numerical results is the simplified way of considering horizontal arching in the model of Anagnostou and Kovári [1] [16].

Fig. 12. Normalized support pressure s/γD of a granular material (c = 0) as a function of the friction angle φ according to different computational models (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π ) Bild 12. Normierter Stützdruck s/γD für einen rolligen Boden (c = 0) in Abhängigkeit des Reibungswinkels φ nach verschiedenen Berechnungsmethoden (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π )

Due to the linearity of the relationship between support pressure s and cohesion c (Figure 9), the results of the method of slides can be expressed in terms of only

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G. Anagnostou · The contribution of horizontal arching to tunnel face stability

Fig. 14. Normalized support pressure s/γH as a function of the normalized width B/H (c = 0, φ = 25°, h > H) Bild 14. Normierter Stützdruck s/γH in Abhängigkeit der normierten Tunnebreite B/H (c = 0, φ = 25°, h > H)

Fig. 13. Normalized support pressure s/γD of a granular material (c = 0) as a function of the friction angle φ (part of Figure 12): Comparison of the method of slides with experimental data and other computational models (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π ) Bild 13. Normierter Stützdruck s/γD für einen rolligen Boden (c = 0) in Abhängigkeit des Reibungswinkels φ (Ausschnitt des Bildes 12): Vergleich der Lamellenmethode mit Versuchsergebnissen und anderen Berechnungsmethoden (h > H, B/H = 1, D = 2H/√ ⎯π )

two parameters – the normalised support pressure of a cohesionless soil and the gradient of the s(c) line (cf. Equation 3 in [16] as well as Eqs. 39 and 55). Figures 11 and 12 show these parameters in the function of the friction angle φ and compare the different models. The results obtained by the method of slices with λ = 1.0 agree very well with the numerical results over the entire parameter range. The gradient ds/dc is exactly equal to cotφ (Equation 42).

Comparison with experimental data

The computational predictions of the method of slides also agree very well with published results of small-scale centrifuge- [2] [17] [18] or 1g-model tests [19] [20] for tunnels in cohesionless sand. Figure 13 shows the part of Figure 12 for which test data are available (φ -range of 30 to 42º). The marked rectangles show the range of experimental values. The thick solid line was obtained using the method of slides. The lines according to Vermeer et al. [11]

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and Krause [13] were calculated with equations (62) and (64), respectively. The computational results using the models of Leca and Dormieux [21] and Kolymbas [22] have been obtained from Kirsch [19].

Shape of tunnel cross-section

The enormous influence of horizontal arching can best be illustrated by plotting the necessary support pressure over the width B of the tunnel face. Figure 14 shows that the narrower the face, the lower will be the necessary support pressure. Horizontal arching and the contribution of lateral shear resistance are more pronounced if the face is narrow. As indicated by the lower curves of Figure 14, a reduction in width (by partial excavation and vertical subdivision of the tunnel cross section; see inset of Figure 14) may be sufficient for stabilizing the face, provided that the ground exhibits some cohesion. In terms of stability, the effect of reducing width is therefore similar to that of reducing the height of the tunnel face. Moreover, comparative calculations show that if the cross section area is kept constant, the ratio B/H has little influence on the necessary support pressure: Figure 15 shows the support pressure s (normalized by the diameter D of a circle having the same area as the face) as a function of the friction angle for a cohesionless ground (as mentioned above, the effect of cohesion on support pressure is given by ds/dc=cotφ). The curves apply to markedly different width to height ratios B/H but are nevertheless very close together. Consequently, the square tunnel cross-section model is reasonably precise for practical purposes, even for non-circular tunnel cross sections.

G. Anagnostou · The contribution of horizontal arching to tunnel face stability

to results similar to those of the method of slices or numerical analyses, provided that it is applied in combination with a lower coefficient of lateral stress λw. The assumptions of λ = 0.8 and λw = 0.4 (suggested in [1] and underlying the nomograms [16]) are reasonably conservative. The method of slices does not require an assumption concerning the vertical stress σz because the latter results from the equilibrium equations of the infinitesimal slices in exactly the same way as in silo theory. For λ = 1.0, i.e. the value suggested in Terzaghi and Jelinek [15], the method of slices leads to results that are almost identical to those of spatial stress analyses, confirming the numerical and theoretical predictions of Vermeer and Ruse [10] regarding the effects of cohesion and tunnel shape, and also agreeing well with the experimental data.

Fig. 15. Normalized support pressure s/γD of a granular material (c = 0) as a function of the friction angle φ for different values of the normalized width B/H (h > H, D = 2H/√ ⎯π ) Bild 15. Normierter Stützdruck s/γD für einen rolligen Boden (c = 0) in Abhängigkeit des Reibungwinkels φ für verschiedene Werte der normierten Bandbreite B/H (h > H, D = 2H/√ ⎯π )

References

Design equation

In conclusion, the method of slices when applied with λ = 1.0 (Terzaghi’s initial assumption) leads to predictions that agree well with numerical and experimental results. It can be verified readily that, for λ = 1.0 and h > H (a tunnel that is not too shallow), the coefficient f51 using the method of slices (Equation 40) can be approximated with sufficient accuracy by the following equation: f51 =

s ≅ 0.05cot φ1.75 γD

(60)

Inserting equations (60) and (42) into (39) leads to a simple formula, which can be used for estimating the support pressure: s = 0.05( cot φ)1.75 γD − cot φ c

(61)

If the tunnel cross-section is non-circular, equation (61) can be applied by considering the equivalent diameter D = 2 AT / π

(62)

where AT denotes the cross-sectional area of the tunnel.

Conclusions

The safety against failure of the 3D mechanism under consideration (the wedge and prism model) depends essentially on the frictional resistance at the lateral shear plane of the wedge and thus on the horizontal stresses. Following silo theory, the horizontal stresses can be handled as a constant percentage of the respective vertical stresses. The simplified model suggested by [6] necessitates, however, an additional assumption concerning the vertical stress σz. Comparative calculations show that this model leads

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Author Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou Professur für Untertagbau ETH Zürich 8093 Zürich Switzerland georg.anagnostou@igt.baug.ethz.ch

Submitted for review: 9. November 2011 Accepted for publication: 25. January 2012

Berichte Bernd Schuppener Volker Eitner Wolf-Rüdiger Linder Thomas Richter Franz-Reinhard Ruppert Jens Zurborg

DOI: 10.1002/gete.201200001

Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen Im Juli 2012 sollen die Eurocodes bauaufsichtlich eingeführt werden. Das ist Anlass, die wesentlichen Neuerungen in den beiden Teilen des Eurocodes 7: Entwurf, Bemessung und Berechnung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln (EC 7-1) und Teil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds (EC7-2) sowie in den beiden Ergänzungsnormen DIN 1054:2010-12 und DIN 4020:2010-12 vorzustellen. Da die Einführung des EC 7-1 eine Reihe von Anpassungen bei den geotechnischen Berechnungsnormen erforderlich machte und darüber hinaus schon seit Jahren die Herstellungsnormen des Grundbaus auf europäischer Ebene weiterentwickelt werden, wird ebenfalls über den Stand dieser Normen und die weitere Normungsarbeit berichtet. State of the German and European geotechnical standards In July 2012 the Eurocodes will officially be implemented by the German authorities. For this reason the most important innovations of both parts of Eurocode 7: Geotechnical design – Part 1: General rules (EC 7-1) and Part 2: Ground investigation and testing (EC7-2) will be presented as well as the supplementary rules of DIN 1054:2010-12 und DIN 4020:2010-12. The implementation of EC 7-1 necessitated some adjustments in the standards for geotechnical calculations and as the standards for execution of special geotechnical works have been developed very significantly in the past years they are also included in the report.

Einleitung

Nach einer Entwicklungsarbeit von über 30 Jahren an den Eurocodes konnten im Jahr 2011 die Normen-Handbücher für die beiden Teile des Eurocodes 7 vorgelegt werden, in denen jeweils der Eurocode-Text und die ergänzenden deutschen Regelungen der DIN 1054 und der DIN 4020 für den Anwender zusammengefasst sind. Parallel zu den Arbeiten an Eurocodes der Geotechnik wurden auch europäische Ausführungsnormen für den Spezialtiefbau erarbeitet und in Deutschland die nationale Bemessungsnorm der Geotechnik vom Global- auf das Teilsicherheitskonzept umgestellt. Dies erforderte auch eine Fortschreibung der geotechnischen Berechnungsnormen. Im Folgenden soll daher ein Überblick über die vielen Normungsprojekte des Fachbereichs Geotechnik im Normausschuss Bau im DIN und die weitere Normungsarbeit gegeben werden. Im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen ist zurJahrmitte 2012 die bauaufsichtliche Einführung eines umfangreichen Eurocode-Pakets angekündigt worden. Im letzten Kapitel wird für die Geotechnik ein Überblick gegeben.

Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik 2.1 EC 7-1 – Teil 1: Allgemeine Regeln (EC 7-1) und DIN 1054 2.1.1 Allgemeines Seit 2004 liegt der Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln (deutsch DIN EN 1997-1) (EC 7-1) vor. Der EC 7-1 ist eine so genannte Regenschirmnorm, hier werden − Begriffe definiert, − die zu führenden Grenzzustandsnachweise beschrieben und festgelegt, − drei Nachweisverfahren mit dem Teilsicherheitskonzept zur Wahl gestellt und − in informativen Anhängen erdstatische Berechnungsmodelle für Standsicherheitsberechnungen angegeben (siehe dazu Abschnitt 3). Mit dem EC 7-1 allein ist eine Bemessung in der Geotechnik nicht möglich. Vielmehr müssen die national zu bestimmenden Parameter wie z. B. die Zahlenwerte der Teilsicherheitsbeiwerte, eins der drei optionalen Nachweisverfahren, sowie die geotechnischen Berechnungsverfahren von den Mitgliedsstaaten des Europäischen Komitees für Normung (CEN) festgelegt werden. Es konnten auch die über den EC 7-1 hinausgehenden speziellen deutschen Erfahrungen der DIN 1054 erhalten bleiben, soweit sie dem EC 7-1 nicht widersprechen. Dazu musste sie überarbeitet werden, indem alle Regelungen gestrichen wurden, die schon im EC 7-1 enthalten sind. Einzelheiten über die dabei zu beachtenden Regeln sind bei Schuppener und Ruppert [1] dargestellt. Die so überarbeitete DIN 1054:2010-12 mit dem neuen Titel „Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-1“ stellt keine Konkurrenz mehr zum Eurocode dar. Sie ist eine nationale Ergänzung zum EC 7-1. Nach dieser Überarbeitung gibt es seit Ende 2010 für Bemessungsaufgaben in der Geotechnik drei Normen: − den EC 7-1 (DIN EN 1997-1), − die DIN 1054:2010-12 „Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-1“ und − den Nationalen Anhang zu Eurocode 7-1 (DIN EN 19971/NA). Die Aufteilung in drei Normen ist alles andere als anwenderfreundlich, denn der Nutzer muss bei der Arbeit immer alle drei Dokumente im Auge haben. Deshalb hat sich der

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Tabelle 1. Gegenüberstellung der Abkürzungen der Grenzzustände der Tragfähigkeit in der DIN 1054:2005-1 und in dem Handbuch EC 7-1 Table 1. Comparison of the abbreviations for the ultimate limit states in DIN 1054:2005-1 and in the manual EC 7-1 DIN 1054:2005-01

Handbuch EC 7-1

Benennung

Abkürzung

Benennung

Abkürzung

Verlust der Lagesicherheit

GZ 1A

Verlust der Lagesicherheit/Kippen

EQU

Aufschwimmen

UPL

Hydraulischer Grundbruch

HYD

Versagen oder große Verformungen des Tragwerks oder seiner Teile

STR

Versagen oder sehr große Verformung des Baugrunds

GEO-2

Versagen von Bauwerken und Bauteilen durch GZ 1B Bruch im Bauwerk oder im stützenden Baugrund

Grenzzustand des Verlusts der Gesamtstandsicherheit

GZ 1C

zuständige Ausschuss dazu entschlossen, alle drei Normen im „Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Band 1: Allgemeine Regeln“ [2] (Handbuch EC 7-1) zusammenzufassen. Der Kern des Handbuchs ist der EC 71, in den die ergänzenden deutschen Regelungen der DIN 1054 und die Hinweise und Erläuterungen des Nationalen Anhangs hinter den entsprechenden Textstellen des EC 71 eingefügt wurden. Das Handbuch ist im Juni 2011 beim Beuth Verlag erschienen. Die Basis der europäischen Baunormen stellen der Eurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung (2010) (DIN EN 1990) und Eurocode 1: Einwirkungen auf Bauwerke (DIN EN 1991) mit mehreren Teilen und Anhängen dar. Sie sind Grundlage für die Bemessung im gesamten Bauwesen Europas. Auf diese beiden Grundnormen beziehen sich alle anderen acht Eurocodes mit insgesamt 58 Teilen. Die nationalen Anhänge stellen die Verbindung zwischen den Eurocodes und den nationalen Normen her, z. B. zu der neuen DIN 1054:2010-12, der DIN 4084 „Gelände- und Böschungsbruchberechnung“, der EAU oder der EAB. Es versteht sich, dass auch alle anderen nationalen geotechnischen Normen und Regelwerke dem Eurocode angepasst werden müssen. In der Regel sind das keine technischen Änderungen sondern in erster Linie Anpassungen an die Nomenklatur und die Form der Standsicherheitsnachweise. Im Folgenden werden die wichtigsten Neuerungen des Handbuchs EC 7-1 gegenüber der DIN 1054:2005-01 bei der geotechnischen Bemessung beschrieben. Weitere Einzelheiten und Erläuterungen dazu enthält der Kommentar zum Handbuch EC 7-1 [19].

2.1.2 Bemessungssituationen Zur bewährten Tradition in der geotechnischen Bemessung gehört die Verwendung von Lastfällen. Das, was mit diesem Begriff in der Geotechnik gemeint ist, entspricht in der Terminologie der Eurocodes der Bemessungssituation. Im Handbuch EC 7-1 wird daher unterschieden zwischen:

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GEO-3

− der ständigen Bemessungssituation BS-P (P für englisch „permanent“), die dem früheren Lastfall 1 entspricht, − der vorübergehenden Bemessungssituation BS-T („T“ steht für englisch transient = vorübergehend), die dem Lastfall 2 entspricht und sich auf zeitlich begrenzte Zustände bezieht, − der außergewöhnlichen Bemessungssituation BS-A, die dem früheren Lastfall 3 entspricht.

2.1.3 Grenzzustände Mit den Eurocodes ist in den deutschen Normen das Konzept der Grenzzustände und Teilsicherheiten übernommen worden. Die Eurocodes unterscheiden Grenzzustände, weil die verwendeten Teilsicherheitsbeiwerte und z. T. auch die Nachweisverfahren unterschiedlich sind. Eine Gegenüberstellung der Abkürzungen der Grenzzustände der alten DIN 1054:2005-01 und des Handbuchs EC 7-1 findet sich in Tabelle 1. Beim Grenzzustand GEO unterscheidet die DIN 1054:2010-12 zwischen dem Nachweisverfahren − GEO-2, bei dem die Bemessungswerte Ed und Rd der Beanspruchungen und Widerstände durch die Beaufschlagung ihrer charakteristischen Werte und mit den zugehörigen Teilsicherheitsbeiwerten ermittelt werden: Ed = Ek · γE Rd = Rk/γR und dem Verfahren − GEO-3, bei dem die Bemessungswerte der Einwirkungen und Widerstände des Baugrunds mit Bemessungswerten ϕ′d und c′d der Bodenkenngrößen ermittelt werden (tan ϕ′d = (tan ϕ′k)/γϕ, c′d = c′k/γc): Ed = E (tan ϕ′d, c′d) Rd = R (tan ϕ′d, c′d) Das Nachweisverfahren GEO-2 entspricht dem Nachweisverfahren 2 des EC 7-1. Die DIN 1054:2010-12 schreibt es bei der Erddruckermittlung von Stützwänden, beim Tragfähigkeitsnachweis von Gründungen (Grundbruch und Gleiten) sowie bei Ankern und Pfählen vor. Das Nach-

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weisverfahren GEO-3 entspricht dem Nachweisverfahren 3 des EC 7-1 und der Fellenius-Regel der DIN 4084 „Gelände- und Böschungsbruchberechnung“. Die DIN 1054:2010-12 schreibt es beim Nachweis der Böschungsund Geländebruchsicherheit vor. Es gibt kein Nachweisverfahren GEO-1, weil das Nachweisverfahren 1 des EC 7-1 in Deutschland nicht angewendet wird.

2.1.4 Teilsicherheitsbeiwerte Deutschland hat eine mehr als 70-jährige Tradition von Normen in der Geotechnik. Die erste Ausgabe der DIN 1054 wurde 1934 mit dem Titel „Richtlinie für die zulässige Belastung des Baugrunds im Hochbau“ veröffentlicht. Seitdem wurden die geotechnischen Normen laufend optimiert. Das Sicherheitsniveau des bisherigen globalen Sicherheitskonzepts hat sich bewährt und die gewählten Sicherheitsbeiwerte haben einen sicheren und wirtschaftlichen geotechnischen Entwurf ermöglicht. Bei der Umstellung auf den Eurocode wurde daher bei der Wahl der Nachweisverfahren und der Festlegung der Teilsicherheitsbeiwerte in der Regel von dem Grundsatz ausgegangen, dass das bewährte Sicherheitsniveau des globalen Sicherheitskonzepts erhalten bleiben muss. Die Nachweisverfahren und die Teilsicherheitsbeiwerte waren daher so auszuwählen, dass eine Bemessung mit Teilsicherheitsbeiwerten auf Grundlage des EC 7-1 etwa zu den gleichen Abmessungen führt wie eine Gründungsbemessung nach den Normen des globalen Sicherheitskonzepts. Um das Sicherheitsniveau im Nachweisverfahren GEO-2 aufrechtzuerhalten, muss die Beziehung: γR · γG/Q ≈ ηglobal

(1)

erfüllt sein, wobei γR der Teilsicherheitsbeiwert für den Widerstand des Baugrunds, γG/Q ein gewichteter mittlerer Teilsicherheitsbeiwert für die Beanspruchungen aus ständigen und veränderlichen Einwirkungen und ηglobal der bisherige globale Sicherheitsbeiwert ist. Da Einigung bestand, für die ständigen und veränderlichen Einwirkungen im gesamten konstruktiven Ingenieurbau – also auch in der Geotechnik – die gleichen Teilsicherheitsbeiwerte zu verwenden, kann man aus Gleichung (1) bei bekanntem globalen Sicherheitsbeiwert ηglobal den Teilsicherheitsbeiwert γR für den Widerstand des Baugrunds ermitteln: γR ≈ ηglobal/γG/Q

(2)

Für den Grundbruchnachweis forderte die alte DIN 1054:1976-10 zum Beispiel für den Lastfall 1 eine globale Sicherheit von ηglobal = 2,0. Mit einem gewichteten Mittelwert von γG,Q = 1,40 für die Teilsicherheitsbeiwerte von γG = 1,35 und γQ = 1,50 für die ständigen und veränderlichen Einwirkungen ergibt sich dann ein Teilsicherheitsbeiwert für den Grundbruchwiderstand von γR,v ≈ 1,40. In entsprechender Weise sind die im Handbuch EC 7-1 angegebenen Teilsicherheitsbeiwerte für die drei Bemessungssituationen festgelegt worden. Bei Lichte betrachtet ist also das Teilsicherheitskonzept weiterhin ein globales, de-

terministisches Sicherheitskonzept, dessen Sicherheitsniveau auf Erfahrungen beruht. Mit dem Teilsicherheitskonzept wurde zwar in den Eurocodes ein einheitliches Format für die Nachweise zur Bemessung im konstruktiven Ingenieurbau für unterschiedliche Bauarten und Baumaterialien eingeführt. Ein einheitliches Sicherheitsniveau im Sinne einer einheitlichen Versagenswahrscheinlichkeit wurde dabei nicht erreicht [3] [4]. Beim Nachweisverfahren GEO-2 werden die gleichen Teilsicherheitsbeiwerte verwendet, die auch im Anhang A des EC 7-1 empfohlen werden. Allerdings muss – mit Ausnahme von Zugpfahlgruppen – nicht zwischen günstig und ungünstig wirkenden ständigen Einwirkungen unterschieden werden, weil sie als ungünstig wirkende Einwirkungen immer maßgebend sind, siehe [5]. Die hier geschilderte Festlegung der Teilsicherheitsbeiwerte war mit einem längeren Diskussionsprozess verbunden. So empfiehlt der Eurocode Grundlagen der Tragwerksplanung die Teilsicherheitsbeiwerte in der außergewöhnlichen Bemessungssituation zu 1,0 zu setzen, dem der Ausschuss nach eingehender Beratung nicht gefolgt ist, weil das Sicherheitsniveau dann gegenüber dem Globalsicherheitskonzept abgesenkt worden wäre. In manchen Fällen mussten auch neue Erkenntnisse und Bewertungen verarbeitet werden, z. B. bei der Prüfung von Ankern. Dieser Prozess ist auch noch nicht zum Abschluss gekommen, denn zurzeit wird eine Änderung A1 beraten, die neben kleinen Ergänzungen eine Erhöhung der Sicherheit bei Zugpfählen zum Ziel hat.

2.1.4 Kombinationsregeln Mit den Kombinationsregeln wird der sehr geringen Wahrscheinlichkeit Rechnung getragen, dass die möglichen veränderlichen Einwirkungen wie Verkehrslasten, Wind und Schnee alle gleichzeitig in voller Größe wirken. Bei mehr als einer veränderlichen Einwirkung wird daher nur eine Einwirkung, die Leiteinwirkung, voll berücksichtigt, während alle weiteren Einwirkungen als Begleiteinwirkungen mit einem Kombinationsbeiwert ψ0 kleiner als 1 multipliziert werden. Soweit nicht offensichtlich ist, welche Kombination für die Bemessung maßgebend ist, sind auch bei geotechnischen Standsicherheitsnachweisen so viele Rechendurchgänge erforderlich, wie es veränderliche Einwirkungen gibt.

2.1.5 Charakteristische Werte Für den charakteristischen Wert fordert der EC 7-1 in 2.4.5.2: „(2)P Der charakteristische Wert einer geotechnischen Kenngröße ist als eine vorsichtige Schätzung desjenigen Wertes festzulegen, der im Grenzzustand wirkt.“ Im EC 7-1 wurde zum ersten Mal der Versuch gemacht, zu quantifizieren, wie vorsichtig ein Gutachter bei der Festlegung von charakteristischen Werten sein sollte (2.4.5.2): „(11) Falls statistische Verfahren benutzt werden, sollte der charakteristische Wert so abgeleitet werden, dass für den betrachteten Grenzzustand die rechnerische Wahrscheinlichkeit für einen ungünstigeren Wert nicht größer als 5 % ist.

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ANMERKUNG In diesem Zusammenhang entspricht der vorsichtig gewählte Mittelwert einem Mittelwert mit einem 95 %-igen Vertrauensbereich für einen begrenzten Satz von Werten der geotechnischen Kenngröße. Ist dagegen örtliches Versagen angezeigt, entspricht eine vorsichtige Wahl dem einer 5 %-Fraktile zuzuordnenden unteren Wert.“ Die Umsetzung dieser Regelungen wird z. B. in [3] und [6] an praktischen Beispielen gezeigt. Nicht nur für geotechnische Kennwerte von Boden und Fels fordert EC 7-1 die Festlegung von charakteristischen Kennwerten. Es müssen ebenso geometrische Vorgaben wie Geländehöhen, Höhen von Schichtgrenzen und Spiegelhöhen des Grundwassers als charakteristische Werte angegeben werden (EC 7-1, 2.4.5.3).

2.2

EC 7 – Teil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds und DIN 4020 2.2.1 Einleitung Der Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik – Teil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds (EC 7-2) liegt in Deutschland als DIN EN 1997-2, Ausgabe Oktober 2010 vor. Im Dezember 2010 erschienen ergänzend dazu die Nationalen Festlegungen im Nationalen Anhang (DIN EN 1997-2/NA) und DIN 4020:2010-12 „Geotechnische Untersuchungen für bautechnische Zwecke – Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-2“. Keine der drei Normen ist für sich alleine anwendungsfähig, sie wirken symbiotisch zusammen. Deshalb verfügt der Nationale Anhang, dass EC 7-2 in Deutschland zusammen mit den Ergänzungsregeln der DIN 4020 anzuwenden ist. Die drei Normen sind zusammengefasst in einem Normen-Handbuch, nämlich dem Handbuch Eurocode 7 Geotechnische Bemessung, Band 2: Erkundung und Untersuchung (Handbuch EC 7-2) [7] veröffentlicht worden. Damit stehen dem Anwender die genannten Normen zur Erkundung und Untersuchung des Baugrunds konzentriert zur Verfügung. Das Handbuch EC 7-2 ist dazu bestimmt, in Verbindung mit dem Handbuch EC 7-1 die Voraussetzungen für den Entwurf, die Planung und die Sicherheitsnachweise in der Geotechnik sicherzustellen. Die drei im Handbuch EC 7-2 enthaltenen Normen regeln Planung, Durchführung und Auswertung von Baugrunderkundungen.

2.2.2 Inhalt und Aufbau 2.2.2.1 Eurocode 7-2 Der EC 7-2 baut sich aus dem eigentlichen Normentext und informativen Anhängen auf. Er enthält Regelungen zu − Planung der Baugrunderkundungen und Berichterstattung darüber, − allgemeinen Anforderungen an die Probenentnahme und an einige allgemein gebräuchliche Labor- und Feldversuche, − Aus- und Bewertung von Versuchsergebnissen und − Ableitung von geotechnischen Kenngrößen (abgeleitete Werte). Der Inhalt von EC 7-2 entspricht in wesentlichen Teilen dem Inhalt der älteren Ausgaben von DIN 4020, z. B. Aus-

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gabe 2003, wenn auch in anderer Gliederung. So wird im EC 7-2 beispielsweise die Untergliederung der Baugrunduntersuchung in Voruntersuchungen und Hauptuntersuchungen aufgegriffen. Allerdings enthält der EC 7-2 keine verbindlichen Festlegungen zum Erkundungsumfang (Abstände und Mindesttiefen von Baugrundaufschlüssen), wie es in DIN 4020:2003-10 gefordert war. Die Vorschriften hinsichtlich der Abstände und Mindesttiefen von Baugrundaufschlüssen werden im EC 7-2 in einem informativen Anhang B.3 als „Beispiele für Empfehlungen von Untersuchungsabständen und -tiefen“ aufgeführt, aber nicht verbindlich verlangt. Der Abschnitt 4 „Felduntersuchungen in Boden und Fels“ enthält systematisch bei allen angeführten Feldversuchen einen Unterabschnitt „Anwendung der Versuchsergebnisse und von abgeleiteten Werten“. Neu gegenüber den bisherigen geotechnischen Gepflogenheiten in Deutschland ist, dass in den zugehörigen informativen Anhängen Auswerteverfahren angeführt werden, die zur direkten Anwendung in Standsicherheitsnachweisen und Verformungsnachweisen führen. Die Verfahren werden allerdings nur informativ mitgeteilt. Sie sind im Nationalen Anhang jeweils mit der Anmerkung versehen, die Verfahren seien in Deutschland bisher nicht gebräuchlich. Die Berechnungsverfahren ersetzen deshalb auch nicht die in den Berechnungsnormen festgelegten Nachweise.

2.2.2.2 DIN 4020 DIN 4020: 2010-12 trägt nach wie vor den Titel „Baugrunduntersuchungen für bautechnische Zwecke“, ist aber gegenüber älteren Ausgaben (z. B. DIN 4020:2003-10) mit dem Untertitel „Ergänzende Regelungen zu DIN EN 1997-2“ versehen. Da der Wunsch bestand, spezielle deutsche Erfahrungen zu erhalten, war DIN 4020 zu überarbeiten, indem alle Regelungen gestrichen wurden, die schon im Teil 2 des Eurocodes 7 enthalten sind. Die so überarbeitete deutsche Norm DIN 4020:2010-12 regelt die nach DIN 4020:2003-10 gewohnten Anforderungen an die Baugrunduntersuchungen. Diese finden insbesondere ihren Ausdruck darin, dass − der informative, unverbindliche Charakter des Erkundungsumfangs im Anhang B.3 des EC 7-2 aufgehoben und zur normativen Forderung erhoben wird, − DIN 4020 einen Abschnitt A7 „Geotechnischer Bericht“ enthält, in dem Berechnungsprofile festzulegen und charakteristische Werte sowie Gründungsempfehlungen mitzuteilen sind, und − der Begriff „Baugrundrisiko“ weiterhin unverändert übernommen worden ist.

2.2.3 Zusammenwirken von EC 7-1 und EC 7-2 Eigentlich hätten die beiden Teile des Eurocode 7 entsprechend der Planungs- und Untersuchungsabfolge umgekehrt nummeriert werden müssen. Die im Handbuch EC 7-1 beschriebene geotechnische Bemessung mit den Standsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnachweisen setzt Planung, Durchführung und Auswertung von Baugrunderkundungen voraus. Diese Aufgaben werden im Handbuch EC 7-2 geregelt.

B. Schuppener/V. Eitner/W.-R. Linder/T. Richter/F.-R. Ruppert/J. Zurborg · Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen

GEB Geotechnischer Entwurfsbericht

GB Geotechnischer Bericht nach DIN 4020 Berechnungsprofile

GUB Geotechnischer Untersuchungsbericht Baugrunderkundung

Standsicherheitsnachweise, Gebrauchstauglichkeitsnachweise

Charakteristische geotechnische Kennwerte Gründungsempfehlung

Der Geotechnische Bericht nach DIN 4020 soll ferner Gründungsempfehlungen beinhalten und stellt damit dar, was landläufig als „Gründungsgutachten“ bezeichnet wird. Der Geotechnische Bericht nach DIN 4020 beinhaltet den Geotechnischen Untersuchungsbericht (EC 7-2, Abschn. 6) und kann selbst Teil des Geotechnischen Entwurfsberichts (EC 7-1, 2.8) sein (Bild 1).

2.3

Bild 1. Übersicht über Bezeichnung und Inhalt der Geotechnischen Berichte, aus [8] Fig. 1. Overview on notation and content of geotechnical reports, from [8]

Der EC 7-2 liefert Regeln für die Bewertung von Labor- und Feldversuchsergebnissen, die Ableitung von geotechnischen Kenngrößen („abgeleitete Kennwerte“ (1.5.2.5)) und die Berichterstattung darüber (EC 7-2, 1.1.2). Der Begriff „abgeleiteter Kennwert“ ist in der deutschen geotechnischen Nomenklatur neu. Darunter ist ein „Wert für einen geotechnischen Kennwert, der mittels Theorie, Korrelation oder Erfahrungen aus Versuchsergebnissen gewonnen wird“ zu verstehen (EC 7-1, 1.5.2.5). EC 7-2 gibt Regelungen zur Festlegung von abgeleiteten Werten vor. Die abgeleiteten Kenngrößen bilden die Grundlage für die Festlegung der charakteristischen Werte von Baugrundeigenschaften, die für die Bemessung benutzt werden. Die Regeln, nach denen auf der Grundlage der abgeleiteten Werte unter Berücksichtigung zusätzlicher Informationen (z. B. Bauwerk, geometrische Abmessungen des Bauteils, Erfahrungen) die charakteristischen Werte festgelegt werden, gibt EC 7-1 vor, siehe [8].

2.2.4 Geotechnische Berichte Der Eurocode 7 kennt den Geotechnischen Entwurfsbericht (EC 7-1, 2.8) und den Geotechnischen Untersuchungsbericht (EC 7-2, Abschnitt 6). Im ersteren müssen die Voraussetzungen, Vorgaben, Rechenverfahren und Ergebnisse der Nachweise der Sicherheit und Gebrauchstauglichkeit dokumentiert werden (EC 7-1, 2.8 (1)P). Er muss Bezug nehmen auf den Geotechnischen Untersuchungsbericht, der als Report über die Baugrunduntersuchungen mit der Angabe abgeleiteter Werte abzufassen ist (EC 7-2, Abschnitt 6). Die deutsche Ergänzungsnorm DIN 4020:2010-12 führt neben den beiden Geotechnischen Berichten des EC 7 den Geotechnische Bericht nach DIN 4020 ein (DIN 4020, A 7). Damit soll zum einen die gängige deutsche Praxis ihre Fortsetzung finden. Zum anderen wird verlangt, dass in diesem Geotechnischen Bericht die Wahl der charakteristischen Werte von geotechnischen Kenngrößen und geometrischen Vorgaben und die Festlegung der Berechnungsprofile dokumentiert wird.

Kritische Anmerkungen und Ausblick zum EC 7

Der Umfang der Handbücher zu den beiden Teilen des Eurocodes 7 mit insgesamt 460 Seiten ist geeignet, den Anwender abzuschrecken. Dies wird als Schwäche von allen Beteiligten anerkannt. Auf europäischer Ebene hat der für den EC 7 zuständige Ausschuss unter anderem deshalb vor einem Jahr „Evolution Groups“ (EG) eingerichtet, welche die 2013 anstehende Überarbeitung der beiden Teile des EC 7 vorbereiten sollen. Die EG 2 „Maintenance and Simplification“ befasst sich z. B. mit der Straffung und Neugliederung des EC 7, die EG 11 „Characterisation“ mit der Bewertung von Labor- und Feldversuchen im Hinblick auf die Festlegung von Bodenkennwerten für Berechnungen. In Deutschland gibt es ähnliche Bestrebungen. So wurde von der Bauindustrie und den Ingenieurverbänden eine Initiative gegründet, deren Ziel es ist, die Eurocodes in ihrer Praxistauglichkeit in Zusammenarbeit mit dem DIN weiterzuentwickeln, wobei − weitere Vereinheitlichungen, − mehr Vereinfachungen und − geringerer Umfang angestrebt werden. Der Initiative PraxisRegelnBau hat sich auch die Deutsche Gesellschaft für Geotechnik angeschlossen. Eine Projektgruppe der Initiative ist mit der Überarbeitung des Eurocodes 7 befasst. Die Arbeitspakete dieser Projektgruppe sehen zum einen die Straffung der beiden Teile des EC 7 sowie damit zwangsläufig auch der DIN 1054 und DIN 4020 und zum anderen eine Harmonisierung der drei Nachweisverfahren des EC 7-1 vor. Diese Arbeiten werden eng mit den Evolution Groups auf europäischer Ebene abgestimmt. Ein zeitlicher Meilenstein ist die nach den Regeln des (CEN) in fünf Jahren stattfindende Umfrage bei den Mitgliedsländern über die Eurocodes mit einer Abstimmung, ob die jeweiligen Eurocodes entfallen, unverändert beibehalten oder überarbeitet werden sollen. Es ist daher zu hoffen, dass die nächste Fassung der beiden Teile des EC 7 sowohl straffer als auch thematisch weiter angelegt und damit nutzerfreundlicher sein werden.

3 3.1

Berechnungsnormen Allgemeines

Im Zuge der Neuordnung unseres Normenwesens mit dem Übergang vom Globalsicherheitskonzept auf ein Teilsicherheitskonzept und von rein nationalen Regelungen zu Regelungen auf europäischer Ebene war auch eine Überarbeitung der in Deutschland gültigen Berechnungsnormen erforderlich. Nachfolgend wird ausgehend vom Stand der Berechnungsnormen, die in das Globalsicherheitskonzept einge-

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bunden waren, der aktuelle Bearbeitungsstand der neuen Berechnungsnormengeneration erläutert, und es wird ein kurzer Einblick auf das gegeben, was im EC 7-1 und EC 72 mit den nationalen Anwendungsdokumenten und den Ergänzungsnormen DIN 1054 und DIN 4020 diesbezüglich geregelt ist.

3.2

Normen des Globalsicherheitskonzepts

Die letzte Generation der Normen mit dem Globalsicherheitskonzept hatte eine erstaunlich lange „Lebensdauer“ von ca. 30 Jahren. So wurden mit Einführung der DIN 1054 „Zulässige Belastung des Baugrundes“ im Jahr 1976 ebenfalls in jenem Jahr die DIN 4017 für Grundbruchberechnungen von lotrecht und mittig belasteten Flachgründungen in Teil 1 und drei Jahre später dann, im Jahre 1979, das Beiblatt zum Teil 1 und das Normenblatt mit Beiblatt 1 für schräg und außermittig belastete Fundamente herausgegeben. Im Jahr 1974 wurde dann die DIN 4018 „Berechnung der Sohldruckverteilung unter Flächengründungen“ fertig gestellt und das Beiblatt dazu dann im Jahr 1981. Die für Setzungsberechnungen gefertigte Norm DIN 4019 wurde im Teil 1 für lotrecht mittige Belastungen mit Beiblatt im Jahr 1979 und für schräg und außermittig belastete Fundamente mit Beiblatt im Jahr 1981 herausgegeben. In jenem Jahr folgte dann die DIN 4084 „Gelände- und Böschungsbruchberechnungen“ mit Erläuterungen im Beiblatt 1 und zwei Jahre später dann das Beiblatt 2 mit Berechnungsbeispielen. Zum Abschluss dieser Generation von Berechnungsnormen wurden im Jahr 1982 die DIN 4085 „Berechnungen des Erddruckes für starre Stützwände und Widerlager“ und im Jahr 1987 das Beiblatt 1 mit Erläuterungen und im Jahr 1989 das Beiblatt 2 mit Berechnungsbeispielen fertig gestellt. Die Zeit der Entwicklung dieser Normen vollzog sich somit von 1974 bis 1989, d. d. über einen Zeitraum von 16 Jahren. Wobei, und das ist auch bedauerlicherweise aktuell bei der Fertigstellung der neuen Normengeneration zu verzeichnen, der zeitliche Versatz zwischen Normerstellung und Fertigstellung des erläuternden Beiblatts bis zu sieben Jahre (DIN 4018) gedauert hat.

dungen“ mit zugehörigem Berechnungsbeispielen im Beiblatt 1 im Jahre 2006 als Weißdruck veröffentlicht. Ihr folgte DIN 4085 „Baugrund – Berechnung des Erddrucks“ im Jahr 2007 und dem Beiblatt 1 mit den Berechnungsbeispielen im Jahr 2011. Die DIN 4084 „Baugrund- Geländebruchberechnungen“ wurde im Jahr 2009 veröffentlicht. Derzeit ist das Beiblatt 1 der DIN 4084 mit seinen Berechnungsbeispielen in einer Phase der redaktionellen Fertigstellung. Der Weißdruck ist erst für 2012 vorgesehen. Die DIN 4019 „Baugrund – Setzungsberechnungen“ wurde im Entwurf im Jahr 2011 veröffentlicht und soll nach der Einarbeitung der zu erwartenden Einsprüche im Jahr 2012 als Weißdruck erscheinen. In der aktuellen Bearbeitung des Normenausschusses „Baugrund – Berechnungsverfahren“ sind das Beiblatt 1 mit Berechnungsbeispielen für die DIN 4019 sowie die DIN 4018 unter dem neuen Arbeitstitel „Baugrund-Bauwerk-Wechselwirkung bei Platten- und kombinierten Pfahl-Plattengründungen“. In dem Arbeitspaket der DIN 4018 sollen die wesentlichen Regelungen aus den bestehenden Regelwerken zusammengefasst werden. Es handelt sich um die DIN 4018 aus dem Jahr 1974 mit dem Beiblatt aus 1981, dem DIN-Fachbericht 130 „Wechselwirkung/Baugrund/Bauwerk“ aus dem Jahr 2003 sowie der „Richtlinie für den Entwurf, die Bemessung und den Bau von kombinierten Pfahl-Plattengründungen (KPP-Richtlinie)“ herausgegeben im Juli 2001 mit Anhang A. Die normative Erfassung der Regelungen der KPP-Richtlinie soll damit den bisher notwendigen und nach EC 7-1 und DIN 1054:2010 festgelegten Verwendbarkeitsnachweis in Form einer Zustimmung im Einzelfall entbehrlich machen.

3.3.2 Regelungen im EC 7-1 und EC 7-2 sowie in den Ergänzungsnormen DIN 1054 und DIN 4020

3.3 Die neue Generation der Berechnungsnormen 3.3.1 Stand der Bearbeitungen

Die normativen Teile des EC 7-1 und des EC 7-2 enthalten keine für alle Mitgliedsländer des CEN verbindliche europäische Berechnungsnormen bzw. Berechnungsverfahren. Die Anhänge des EC 7-1 sowie des EC 7-2 geben zwar informativ auch Berechnungsverfahren an, doch sind diese in Deutschland normativ nicht übernommen worden. Ersatzweise dafür enthält die DIN 1054 normative Hinweise, wie bzw. nach welchen Regelwerken die Berechnungen auszuführen sind. Im Einzelnen gibt es folgende Hinweise:

Während der Erarbeitung der DIN 1054 mit dem neuen Teilsicherheitskonzept, erschienen mit der Bezeichnung „Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau“ im Jahre 2003 und in Überarbeitung im Jahr 2005, sind die in dieser Norm aufgeführten Berechnungsnormen überarbeitet worden. Diese sollten dabei, soweit möglich, so abgefasst werden, dass sie zwar im neuen Teilsicherheitskonzept Anwendung finden können, jedoch eine Einschränkung der Anwendung auf dieses Konzept möglichst nur in geringem Maß vorhanden ist. Es sollten dazu mehr oder weniger unabhängig von den Sicherheiten, die reinen Verfahren der Berechnung normativ geregelt werden. Als erstes Normblatt wurde DIN 4017 „Baugrund – Berechnung des Grundbruchwiderstandes von Flachgrün-

Zu Grundbruchberechnungen: Im Abschnitt 6 Flächengründungen wird unter Abschnitt 6.5.2.2 national unter A (1) geregelt, dass Berechnungsverfahren nach DIN 4017 anzuwenden sind. Im Anhang D (informativ) des EC 7-1 unter dem Titel „Beispiele für eine analytische Ermittlung des Grundbruchwiderstandes“ wird ein Nachweisverfahren angegeben, wobei die nationale Regelung (NDP) die Ausschließlichkeit der DIN 4017 festlegt. Gleiches gilt für den Anhang E (informativ) mit dem Titel „Beispiel eines halbempirischen Verfahrens zur Abschätzung der Tragfähigkeit einer Flächengründung“. Im EC 7-2 im Anhang E wird als Beispiel E1 ein Verfahren zur Berechnung des Grundwiderstandes auf Grundlage von Pressiometerversuchen beschrieben. In der nationalen Regelung hierzu heißt es, dass dieses Ver-

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fahren in Deutschland nicht gebräuchlich sei. Ein expliziter Ausschluss ist jedoch nicht gegeben. Gleiches gilt für den Anhang E.2 (informativ) des EC 7-2. Dort ist ein Beispiel für ein Verfahren zur Berechnung von Setzungen bei Flachgründungen auf Basis von Pressiometerversuchen angegeben. Hierzu ist ebenfalls die nationale Regelung, dass dieses in Deutschland nicht gebräuchlich sei. Zu Setzungsberechnungen: Hierzu wird im EC 7-1 im Abschnitt 6.6 „Bemessung im Grenzzustand der Gebrauchstauglichkeit“ und speziell unter 6.6.2 A (3) geregelt, dass die Ermittlung der Setzungen von Flach- und Flächengründungen auf Grundlage der DIN 4019 „Setzungsberechnungen“ erfolgen soll. Die Regelung im Anhang F (informativ) des EC 7-1 „Beispiele für Verfahren zur Setzungsermittlung“ wird durch die nationale Regelung (NDP) ausgeschlossen, und es wird auch hier der Nachweis nach DIN 4019 gefordert. Im Anhang F (informativ) des EC 7-2 wird ein Beispiel für ein Verfahren zur Berechnung der Setzung von Flachgründungen auf der Basis der Ergebnisse des Standard-Penetration-Tests (SPT) angegeben. Dieses wird in nationalen Regelungen als in Deutschland nicht gebräuchlich kommentiert. Im Anhang K (informativ) des EC 7-2 „Belastungsversuch für Flachgründungen“ wird in K.4 ein Beispiel für ein Verfahren zur Berechnung der Setzungen von Flachgründungen im Sand angegeben, auch dieses ist in Deutschland ebenfalls nicht gebräuchlich. Zu Berechnung des Erddrucks: In EC 7-1 im Abschnitt 9 Stützbauwerke erfolgt die Regelung der Erddruckermittlung im Abschnitt 9.5. Unter 9.5.1 „Allgemeines“ wird in A (2b) und A (7) wiederum national die Anwendung der DIN 4085 „Berechnung der Erddrucks“ festgelegt. Es erfolgt weiterhin ein Hinweis auf die DIN 4126 für die Erddruckermittlung bei Schlitzwänden sowie die EAU, die EAB und die ZtV-Ing. In EC 7-1 im Anhang C (informativ) „Beispiele zur Ermittlung von Erddrücken“ werden Fallbeispiele gezeigt. Die nationale Regelung (NDP) lässt diesen informativen Anhang als Ergänzung zur DIN 4085 und zur EAB zu. Zu Geländebruchberechnungen: Im Abschnitt 11 des EC 7-1 „Gesamtstandsicherheit“ wird unter 11.5.1 „Nachweis der Gesamtstandsicherheit“ national als (1)P die Anwendung der DIN 4084 „Geländebruchberechnungen“ festgelegt.

3.4

Folgerungen

Die neue Generation der Berechnungsnormen wurde und wird angepasst auf die Regelungen im Teilsicherheitskonzept des EC 7-1. Die nationalen Regelungen im EC 7-1 schreiben hier die Anwendung dieser Berechnungsverfahren für Deutschland fest. Im Vergleich zur vorhergehenden Normengeneration hat sich bei der Grundbruchberechnung (DIN 4017), der Setzungsermittlung (DIN 4019) sowie der Erddruckermittlung (DIN 4085) im Formelapparat nichts Grundlegendes geändert.

Anders sieht es bei der DIN 4084 (Geländebruchberechnungen) aus, in der eine gewisse Abkehr vom ausschließlichen Ansatz kreisförmiger Gleitlinien festgeschrieben ist. Hier wird deshalb insbesondere für Konstruktionen und technische Hangsicherungen die Verwendung von Verfahren mit zusammengesetzten Bruchmechanismen gefordert. Weiterer Schwerpunkt ist eine Erfassung der Wirkung von konstruktiven Sicherungselementen und von Zuggliedern unter Beachtung der zu erwartenden Kinematik. Die DIN 4018 „Baugrund – Boden-Bauwerkswechselwirkung bei Platten und Pfahl-Platten-Gründungen“ wird in der Zusammenfassung der alten Norm, des DINFachberichts und der KPP-Richtlinie grundsätzlich neu strukturiert.

4 4.1

Normen des Spezialtiefbaus Übersicht

Ab 1960 wurden Normen für einzelne Sparten des Grundbaus erarbeitet, die Festlegungen für die Ausführung und zu fordernde Qualitätsnachweise enthielten, soweit diese nicht in der DIN 1054 geregelt waren. Insgesamt wurden neun DIN-Normen für den Grundbau veröffentlicht, von denen sechs zum Gebiet des Spezialtiefbaus gehören. Letztere wurden bzw. werden zukünftig durch europäische Normen ersetzt. Darüber hinaus wurden Europäische Normen für sieben weitere Sparten des Spezialtiefbaus erarbeitet, sodass das Programm der europäischen Spezialtiefbaunormung 13 Normen umfasst (Tabelle 2). Anfangs sollten die Ausführungsnormen für den Spezialtiefbau als Teile der Eurocodes erarbeitet werden. Auf Initiative des Europäischen Verbandes der Spezialtiefbauunternehmen (European Federation of Foundation Contractors, EFFC) wurden sie aber dem Technischen Komitee CEN/TC 288 „Ausführung von Arbeiten im Spezialtiefbau“ übertragen, das 1991 seine Arbeit aufnahm und nach einer Prioritätenliste seit 1992 insgesamt 13 Normen erstellte (vgl. Tabelle 2). Nach den Regeln des CEN dürfen für in EN-Normen behandelte Sachverhalte nach deren Veröffentlichung keine konkurrierenden nationalen Normen mehr erstellt werden und müssen existierende zurückgezogen werden. Nationale Normen mit ergänzenden Festlegungen sind jedoch erlaubt, z. B. um besonderen Verfahrensanforderungen Rechnung zu tragen. Hierzu gehören z. B. der DIN Fachbericht FB 129:2005 zur Ergänzung von EN 1536:1999 und die Vornormen DIN SPEC 18140, 18537, 18538 und 18539 (vgl. Tabelle 2). Zum Verständnis der Europäischen Normen und der Abläufe und Regeln bei ihrer Anwendung sei auf [9] und [10] hingewiesen. Für den Bereich der Geotechnik sind folgende Komitees relevant: − CEN/TC 250/SC 7: „Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik“, − CEN/TC 288: „Ausführung von Arbeiten im Spezialtiefbau“ (frühere Bezeichnung „Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten – Spezialtiefbau“) und − CEN/TC 341: „Geotechnische Erkundung und Untersuchung“.

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Tabelle 2. Programm der DIN und DIN EN – Normen für den Grundbau/Spezialtiefbau Table 2. Programme of DIN and DIN EN – Standards for ground engineering

DIN Normen für den Grundbau

DIN EN-Normen für Ausführungen des Spezialtiefbaus

DIN

Titel

DIN EN

Titel

Bemerkungen

DIN 4014:1990

Bohrpfähle

DIN EN 1536:1999

Bohrpfähle

Ergänzende Festlegungen in DIN FB129:2005*)

DIN EN 1536:2010

Bohrpfähle

Ergänzende Festlegungen in DIN SPEC 18140:2012*)

DIN EN 12699:2001

Verdrängungspfähle

− Ergänzende Festlegungen in DIN SPEC 18538:2012; − EN 12699 z.Zt. in Überarbeitung, Erscheinen voraussichtlich 2014

DIN EN 12715:2000

Injektionen

ergänzende Bemessungsnorm: E DIN 4093:2011 (Entwurf)

DIN 4026:1975

Rammpfähle

Berichtigung 2010

DIN 4093:1987

Einpressungen in den Untergrund

DIN 4095:1990

Dränung des Untergrundes

DIN 4123:2011

Unterfangungen

DIN 4124:2002

Baugruben und Gräben

DIN 4125:1990

Verpressanker (Kurzzeit- und Daueranker)

DIN EN 1537:2001 Berichtigung 2011

Verpressanker

– Ergänzende Festlegungen in DIN SPEC 18537:2012; − Überarbeitung fprEN 1537:2011, z.Zt. in Schlussabstimmung

DIN 4126:1986

OrtbetonSchlitzwände

DIN EN 1538:2000

Schlitzwände

E DIN 4126:2004 (Entwurf) als Ergänzung für Standsicherheitsnachweise

DIN EN 1538:2010

Schlitzwände

Ergänzung durch E DIN 4126 mit ergänzenden Festlegungen geplant DIN SPEC

DIN EN 14199:2005

Mikropfähle

− Ergänzende Festlegungen in DIN SPEC 18539:2012; − EN 14199 z.Zt. in Überarbeitung, Erscheinen voraussichtlich 2014

DIN 4128:1983

Verpresspfähle

Berichtigung 2012

DIN EN 12063:1999

Spundwandkonstruktionen

DIN EN 12716:2001

Düsenstrahlverfahren ergänzende Bemessungsnorm E DIN 4093:2011

DIN EN 14490:2010

Bodenvernagelung

DIN EN 14475:2006

Bewehrte Schüttkörper

DIN EN 14679:2005

Tiefreichende Bodenstabilisierung

DIN EN 14731:2005

Tiefenrüttelung

DIN EN 15237:2007

Tiefendränage

*) zur Funktion der DIN Fachberichten (DIN FB) und Vornormen (DIN SPEC) siehe Kap. 4.2.

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Berechnung geregelt in „Empfehlungen für den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen (EBGEO)“

Ergänzende Bemessungsnorm E DIN 4093:2011 (Entwurf)

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Im Kapitel 4.2 wird, bezogen auf die jeweilige Norm, auf die Schnittstellen dieser und anderer Komitees näher eingegangen.

4.2 Erläuterungen zu den einzelnen Ausführungsnormen 4.2.1 DIN EN 1536: Bohrpfähle Die Norm ersetzt hinsichtlich der Ausführung und Überwachung DIN 4014:1990 „Bohrpfähle – Herstellung, Bemessung und Tragverhalten“. Die Bemessung ist nunmehr in den Kapiteln 7 des EC 7-1 und der DIN 1054 geregelt. Der Anwendungsbereich von EN 1536 betrifft zylindrische vertikale und geneigte Bohrpfähle mit Durchmessern zwischen 0,3 m und 3,0 m sowie im Schlitzwandverfahren hergestellte Pfähle nicht-zylindrischen Querschnitts (so genannte Barette). Aus Gründen der Ausführungstechniken und der Bemessungsregeln ist ein Verhältnis Tiefe zu Durchmesser oder Breite ≥ 5 Bedingung. EN 1536 wurde auf Basis von etwa 25 international existierenden Normen und Richtlinien erarbeitet, 1999 als erste der Normenreihe veröffentlicht und hierzu der DIN Fachbericht DIN FB 129:2005 mit ergänzenden Festlegungen herausgegeben. Inhaltlich ist DIN EN 1536 an DIN 4014 angelehnt und schreibt diese hinsichtlich detaillierter Materialanforderungen, verbesserter Verfahrenskenntnisse und neuer Verfahren oder in Europa gebräuchlicher Sonderverfahren (z. B. Prepacked-Pfähle) fort. Wegen ihrer Vielzahl gliedert und behandelt die Norm die unterschiedlichen Verfahren und Verfahrenskombinationen zunächst nach der Stützung des Bohrlochs: ungestützt – verrohrt – suspensionsgestützt – erdgestützt (Pfähle mit durchgehender Bohrschnecke,). Danach folgen die Anforderungen an die Aushubverfahren: kontinuierlich, z. B. mit vollständig oder teilweise durchgehender Bohrschnecke, diskontinuierlich mit Kelly-geführten Werkzeugen, Greifern, Meißeln u.ä., anschließend der Beton- und der Bewehrungseinbau [9]. Die Norm enthält im Gegensatz zu DIN 4014 keine Festlegungen zur Bemessung und den Sicherheitsnachweisen, die nun Gegenstand von EC 7-1 und DIN 1054:2010 sind. Die Norm gibt in Abschnitt 7 aber eine Reihe von Hinweisen und Anforderungen, die für die Bemessung zu beachten sind, z. B. Ausführungstoleranzen, Anforderungen an die Mindestbewehrung und die Ausbildung der Bewehrungskörbe, Anforderungen an die Betongüte und -konsistenz. Die Festlegungen zu Baustoffen, Aushub, Bewehrungs- und Betonierdetails sind gegenüber DIN 4014 wesentlich erweitert und präzisiert. Weiterhin wurden Verfahrensregeln für Störungen aufgenommen. Da das Erscheinen europäischer Normen für statische und dynamische Probebelastungen derzeit nicht abgesehen werden kann, enthält die Norm weiterhin grundsätzliche Festlegungen zur Durchführung von Integritätstests und Versuchen zur Prüfung der Tragfähigkeit von Pfählen. Zur Förderung des Verständnisses, der Vereinheitlichung des Sprachgebrauchs und der Erleichterung der Übersetzung in weitere Sprachen wurden die speziellen Fachbegriffe im Normtext und einem informativen Anhang in den drei offiziellen Sprachen definiert.

Weiterhin wurde eine kommentierte dreisprachige Ausgabe zu dem Zweck herausgegeben, die einzelnen Regelungen zu erläutern,Überarbeitungen zu erleichtern undÜbersetzungen in andere als die drei offiziellen Sprachen zu fördern [11]. Beginnend 2007 wurde die Norm überarbeitet und die neue Fassung als DIN EN 1536:2010 veröffentlicht. Die Überarbeitung erfolgte zusammen mit EN 1538 (Schlitzwände) in einer gemeinsamen Arbeitsgruppe, um die Normen nicht nur zu aktualisieren, sondern verwandte Sachverhalte soweit wie möglich zu harmonisieren. Die auf die Neuausgabe abgestimmte Vornorm DIN SPEC 18140 soll 2012 erscheinen (vgl. Tabelle 2). Unbefriedigend ist derzeit noch die Schnittstelle mit den Betonnormen DIN EN 206-1 „Beton – Teil 1: Festlegung, Eigenschaften, Herstellung und Konformität“ und DIN EN 13670 „Ausführung von Tragwerken aus Beton“, die den speziellen Materialanforderungen und Einbauregeln des Spezialtiefbaus nicht ausreichend Rechnung tragen. Deshalb enthält DIN EN 1536:2010 ergänzende, z. T. aber auch abweichende Festlegungen von diesen Normen. Ein gemeinsamer europäischer Arbeitsausschuss des CEN/TC 104 und des TC 288 arbeitet derzeit an einer Harmonisierung mit dem Ziel, die Materialanforderungen für Beton für Bohrpfähle (EN 1536), Schlitzwände (EN1538) und Ortbeton-Verdrängungspfähle (EN 12699) in der gegenwärtig laufenden Neubearbeitung der EN 206-1 zu verankern. Der Übertragung der entsprechenden Passagen soll danach mit Änderungsblättern zu den Ausführungsnormen Rechnung getragen werden. Als zusammenfassende Darstellung und Erläuterung der verschiedenen Pfahlsysteme mit ihren Besonderheiten und Qualitätsaspekten, der Bemessung von Einzelpfählen und Pfahlgruppen sowie der Prüfung der Tragfähigkeit und der Pfahlintegrität wurden vom zuständigen Normenausschuss 2007 die „Empfehlungen des Arbeitskreises Pfähle – EA-Pfähle“ herausgegeben. Im Januar 2012 wurde die EA-Pfähle in einer komplett überarbeiteten und aktualisierten 2. Auflage [20] veröffentlicht, die in einem neuen 13. Kapitel auch das Tragverhalten und die Nachweise für Pfähle unter zyklischen, dynamischen und stoßartigen Einwirkungen behandelt, die z. B. für die Gründung von Windenergieanlagen von Bedeutung sind.

4.2.2 DIN EN 12699: Verdrängungspfähle DIN EN 12699:2000 ersetzt hinsichtlich der Ausführung DIN 4026:1986 „Rammpfähle – Herstellung, Bemessung und zulässige Belastung“. Sie hat gegenüber letzterer einen erweiterten Anwendungsbereich auf alle „voll“ verdrängenden Pfahleinbringungsverfahren mit D ≥ 0,3 m für Ortbeton-Ramm- und Schraubpfähle bzw. D ≥ 0,15 m für Fertigpfähle. Die so genannten Teilverdrängungspfähle sind nicht Gegenstand der Norm, sondern werden den Bohrpfählen nach DIN EN 1536 zugeordnet. Die Festlegungen der Norm zu notwendigen Voraussetzungen der Ausführung und der Ausführung, zu Baustoffen, zu Handhabung und Schutzmaßnahmen (z. B. Korrosionsschutz), zur Herstellreihenfolge, zu Verpressungen und zur Überwachung sind gegenüber DIN 4026 wesentlich erweitert und präzisiert. Weiterhin werden Grundsätze zu Pfahlversuchen gegeben.

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Ende 2010 begann die Revision dieser Norm sowie von EN 14199 (Mikropfähle) in einer gemeinsamen Arbeitsgruppe. Die Zusammenführung in eine Arbeitsgruppe dient dem Ziel, die Anwendungsbereiche besser aufeinander abzustimmen und gemeinsame Elemente (Baugrunduntersuchungen, Verfahren, Materialien u.ä.) zu vereinheitlichen. Bei der Überarbeitung sollen auch die Inhalte der Vornorm DIN SPEC 18538:2012 eingebracht und die Ergebnisse der gemeinsamen Arbeitsgruppe CEN/TC 104 – TC 288 hinsichtlich der Festlegungen zum Ortbeton berücksichtigt werden (siehe auch 4.2.1). Es wird erwartet, dass Mitte 2012 die Umfrage zur Kommentierung der Norm (Regelumfrage) bei den Mitgliedsländern des CEN eingeleitet wird und die überarbeitete Norm 2014 veröffentlicht werden kann.

4.2.3 DIN EN 14199: Pfähle mit kleinem Durchmesser (Mikropfähle) DIN EN 14199:2005 ersetzt hinsichtlich der Ausführung DIN 4128:1983 „Verpresspfähle (Ortbeton- und Verbundpfähle) mit kleinem Durchmesser – Herstellung, Bemessung und zulässige Belastung“. Ihr Anwendungsbereich umfasst Ortbeton- und Verbundpfähle D ≤ 0,30 m mit kleinformatigen Bewehrungskörben oder stab- oder rohrförmigen Stahl-Traggliedern sowie Verdrängungspfähle D ≤ 0,15 m aus Stahl. Gegenüber DIN 4128:1983 (Verpresspfähle) ist sie um durch Einschrauben hergestellte Kleinpfähle sowie nicht verpresste Bohrpfähle erweitert, wobei die Abgrenzungen zu EN 1536 (Bohrpfähle) und EN 12699 (Verdrängungspfähle) nur auf den Abmessungen beruhen. Dieser Schwachpunkt der Norm soll bei der anstehenden Überarbeitung beseitigt werden. Insbesondere hinsichtlich der Beständigkeitsfragen und der Anforderungen zu temporären oder permanenten Pfählen waren die Festlegungen der EN 14199 unbefriedigend, sodass die Erarbeitung der Vornorm längere Zeit in Anspruch nahm. Inzwischen wurden mit der Fassung DIN EN 14199:2012 eine grundlegende Übersetzungskorrektur sowie die Vornorm DIN SPEC 18539:2012 ergänzenden Festlegungen erarbeitet (vgl. Tabelle 2). Wie die beiden anderen Pfahlnormen enthält EN 14199 ausführliche Festlegungen zu den erforderlichen Baugrunduntersuchungen und Voraussetzungen für die Ausführung, zu Materialien, zum Korrosionsschutz und zum Verpressen sowie Hinweise zur Bemessung und Prüfung. Wegen der Vielzahl der Verfahrensvarianten enthält das Kapitel 8 im Wesentlichen nur die Festlegungen zu Teilaspekten der Ausführung; die Kombinationen wurden in informativen Anhängen dargestellt. Weiter enthält die Norm umfangreiche Festlegungen zur Qualitätssicherung und Kontrolle. Bei der 2010 begonnenen Überarbeitung der Norm wird u.a. die Abgrenzung zu EN 12699 neu definiert, sodass nur noch gebohrte Mikropfähle behandelt werden und unabhängig vom Durchmesser alle Verdrängungspfähle der EN 12699 zugeordnet werden. Weitere Punkte zur Überarbeitung sind u.a.: − Harmonisierung der Anforderungen zum Korrosionsschutz mit EN 1537 (Verpressanker) und EN 14490 (Bodenvernagelung) und

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− Prüfung der Notwendigkeit für Abnahmeversuche. Es wird erwartet, dass Mitte 2012 die Regelumfrage beginnt und die überarbeitete Norm 2014 veröffentlicht werden kann. Für verpresste Mikropfähle mit stab- oder rohrförmigen Stahl-Traggliedern sind in Deutschland wegen der Verbundfragen, der Verankerungs- und Koppelungselemente sowie des Korrosionsschutzes allgemeine bauaufsichtliche Zulassungen erforderlich.

4.2.4 DIN EN 1538: Schlitzwände Der Anwendungsbereich der DIN EN 1538:2000 umfasst Ortbeton- und Fertigteilschlitzwände sowie Dichtwände von mindestens B = 0,40 m Dicke, einer Tiefe D ≥ 5 m und einem Tiefenverhältnis D/B ≥ 5. Sie ersetzt hinsichtlich der Ausführung DIN 4126:1986 „Ortbeton-Schlitzwände – Konstruktion und Ausführung“. Bezüglich der wesentlichen Verfahrensschritte und Anforderungen ist DIN EN 1538 vergleichbar mit DIN 4126. Einige Festlegungen sind jedoch weniger streng (z. B. Abstand des Schüttrohrs von den Stirnseiten des Schlitzes), andere detaillierter (z. B. Einzelheiten der Bewehrung, Anforderungen für Einbauten). Die einzelnen Phasen der Ausführung und die Anforderungen für Kontrollen und Überwachungen sind ausführlicher als in DIN 4126 behandelt. Die Norm enthält weiter Regelungen für die Anwendung von Polymersuspensionen, selbsthärtende Suspensionen und im Trockenen ausgeführte Wände, die allerdings in Deutschland nicht verbreitet sind. In DIN EN 1538 sind nur allgemeine Festlegungen zur Standsicherheit des ausgehobenen Schlitzes enthalten; konkrete Anforderungen für entsprechende Nachweise des „offenen“ Schlitzes und die Bemessung der erhärteten Wand fehlen. Diese sind deshalb in einer Neufassung der DIN 4126 behandelt und auf das Teilsicherheitskonzept abgestimmt. Nach der Entwurfsfassung E DIN 4126:2004 ist 2012 die abschließende Behandlung dieser Norm vorgesehen. Zusätzlich ist eine Vornorm (DIN SPEC) mit ergänzenden Festlegungen geplant.

4.2.5 DIN EN 1537: Verpressanker Die Norm DIN EN 1537:2000 ersetzt hinsichtlich der Ausführung DIN 4125:1990 „Verpressanker, Kurzzeit- und Daueranker, Bemessung, Ausführung und Prüfung“. Sie betrifft ausschließlich Verpressanker, deren Tragverhalten individuell geprüft wird. 2011 wurde eine Berichtigung zur DIN EN 1537:2000 herausgegeben, ergänzende Festlegungen sind in der Vornorm DIN SPEC 18537:2012 enthalten. Schwierigkeiten bei der Bearbeitung der EN 1537 ergaben sich dadurch, dass in Europa verschiedene Konzepte hinsichtlich des Korrosionsschutzes, der Bemessung und der Prüfung existieren, von denen jedes seine Berechtigung hat, die aber nicht zur Deckung gebracht werden können. Die Norm konnte deshalb für die betreffenden Sachverhalte nur grundsätzliche Anforderungen auflisten und dazu jeweilige Verfahrensmöglichkeiten angeben. Informative Anhänge enthalten nähere Festlegungen für die Bemessung (Anhang D) und Beispiele für die drei etablierten Ankerprüfverfahren (Anhang E). Wegen der zeitlich

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unterschiedlichen Bearbeitung und Veröffentlichung der jeweiligen Normen wurden diese Anhänge seinerzeit allerdings nicht mit den jeweils zuständigen Komitees CEN/TC 250/SC7 und TC 341 abgestimmt DIN EN 1537:2000 unterscheidet wie DIN 4125:1990 zwischen Temporär- und Dauerankern, für die jeweils unterschiedliche Anforderungen für den Korrosionsschutz und die Prüfung formuliert sind. Aufgrund der vielfältigen Methoden und Materialien zum Korrosionsschutz und deren Prüfung sowie die Überwachungs- und Genehmigungsanforderungen ist die Norm aber weniger konkret und anwenderfreundlich und bereichsweise unübersichtlich in der textlichen Darstellung. Eine weitere Problematik betrifft den so genannten „Technischen Bauherrenvertreter“, in dessen Kompetenz verschiedene Genehmigungs- und Prüfaufgaben fallen. Nach deutschem Verständnis wären einige der Aufgaben durch die Zulassungsstelle (z. B. durch das Deutsche Institut für Bautechnik (DIBt)) und andere durch eine so genannte PÜZ-Stelle (Prüf- und Überwachungsstelle gemäß Bauordnung) oder den Geotechnischen Sachverständigen zu erfüllen, siehe [10]. Für alle Anker fordert DIN EN 1537:2000 weiter einen so genannten Systemversuch für den Korrosionsschutz, ohne diesen näher zu definieren. Ein solcher wäre nach DIN 4125:1990 jedoch nur für Daueranker im Rahmen der Grundsatzprüfung zur Erlangung einer Zulassung erforderlich, da Kurzzeitanker nach DIN 4125:1990 gefertigt werden können. Demzufolge stellt DIN EN 1537:2000 gegenüber DIN 4125 einen Rückschritt dar und bestehen in Deutschland Vorbehalte gegen die Anwendung. Aufgrund der in mehreren Ländern erkannten Defizite der Norm wurde 2007 mit der Überarbeitung begonnen und 2009/10 für einen neuen Entwurf die Regelumfrage durchgeführt. Nach Bearbeitung der vielen Einsprüche und Kommentare wurde Ende 2011 der Schlussentwurf fprEN 1537:2011 zur Abstimmung vorgelegt. In die Neufassung sind bereits wesentliche Elemente der DIN SPEC 18537 eingebracht worden. Es wird erwartet, dass die überarbeitete Norm 2013 veröffentlicht werden wird. Gemäß der vom CEN getroffenen Zuordnung der Mandate sind in der überarbeiteten Fassung die Anhänge D (Bemessung) und E (Ankerprüfung) nicht mehr enthalten. Zukünftig werden die Bemessungen in einem revidierten Abschnitt 8 „Verankerungen“ des EC 7 und die Ankerprüfungen in EN ISO 22477-5 „Geotechnische Erkundung und Untersuchung – Prüfung von geotechnischen Bauwerken und Bauwerksteilen – Teil 5: Ankerprüfungen“ enthalten sein. Während der Überarbeitung der EN 1537 gab es kontinuierliche Abstimmungen zu Inhalten, Darstellungen und Formulierungen mit dem CEN/TC 250/SC 7 und CEN/TC 341/WG 4. Die Arbeiten dieser beiden Komitees sind aber noch nicht so weit fortgeschritten, dass mit der Neuausgabe der DIN EN 1537 auch die Normen zur Bemessung und Prüfung vorliegen werden. Für eine Übergangszeit müssen daher durch die einzelnen Mitgliedsorganisationen des CEN nationale Lösungen getroffen werden. Durch DIN SPEC 18537 ist dies für Deutschland erfüllt. Es ist davon auszugehen, dass nach Veröffentlichung der Normen die in Deutschland bewährte grundsätzliche

Anforderung bestehen bleibt, dass für Daueranker ein Verwendbarkeitsnachweis (z. B. Zulassung) erforderlich sein wird.

4.2.6 DIN EN 14490: Bodenvernagelung Für DIN EN 14490:2010 gibt es keine deutsche Entsprechung, da die Anforderungen an die betreffenden Verfahren und Nachweise bislang durch allgemeine bauaufsichtliche Zulassungen des DIBt geregelt werden. Die Norm betrifft alle Arten der Bodenvernagelung, aktive mit starrer oder flexibler Vorsatzschale (oder Netze) sowie passive Nägel, die als Bodenbewehrung wirken. Die Festlegungen umfassen sowohl die Ausbildung und das Einbauen der Nägel als auch die Ausbildung der Vorsatzschalen. Weiterhin werden in einem informativen Anhang Regeln für Versuche zum Tragverhalten der Nägel gegeben. Derzeit ist die Erarbeitung und Herausgabe einer Vornorm (DIN SPEC) nicht geplant. Es ist davon auszugehen, dass sowohl für Temporär- als auch für Dauernägel weiterhin Verwendbarkeitsnachweise (z. B. Zulassungen) erforderlich sein werden.

4.2.7 DIN EN 12063: Spundwandkonstruktionen Für die europäische Spundwandnorm DIN EN 12063:1999 gibt es keine deutsche Entsprechung. Die Norm ist gut gegliedert und enthält in oft lehrbuchhafter und ausführlicher Form alle wesentlichen Anforderungen für Transport, Annahme, Lagerung, Handhabung, Einbau, Verbindungen und Verankerungen, Schweißungen u.ä., die großenteils auch mit Bildern erläutert werden. Ein besonderes Kapitel ist Holz-Spundwänden gewidmet. Die Norm wird weitgehend akzeptiert, und ihre Anwendung ist auch in Deutschland uneingeschränkt gegeben. Sie wurde in der Regelumfrage 2010 für weitere fünf Jahre bestätigt. Für zukünftige Überarbeitungen wurden vorgemerkt: − Aktualisierung der normativen Verweise. − Klärungen bei einzelnen Einbringverfahren. − Klärungen hinsichtlich der Verankerung durch andere als Verpressanker nach DIN EN 1537.

4.2.8 DIN EN 12715: Injektionen DIN EN 12715:2000 ersetzt hinsichtlich der Ausführung DIN 4093:1987 „Einpressen in den Untergrund – Planung, Ausführung, Prüfung“. Die Norm enthält in übersichtlicher Form die Anforderungen für alle Arten von Injektionen in den Untergrund, die dazu benutzten Materialien und die erforderlichen Nachweise und Prüfverfahren. Besonders viel Raum ist dem Kapitel 7 „Hinweise zu Entwurf und Bemessung“ gegeben, in dem in ausführlicher Form die Grundlagen für Planungen, Ziele und Prinzipien, die Charakteristika der Einbringverfahren und die Einbringparameter dargestellt sind. Obwohl von einigen nationalen Normungsinstitutionen die Regelungen für Injektionen in Fels und andere Festlegungen als ergänzungsbedürftig angesehen werden, wurde die Norm 2010 in der Regelumfrage bis 2015 bestätigt.

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Die Bearbeitung einer Vornorm ist gegenwärtig nicht vorgesehen, wohl aber die Herausgabe einer zugeordneten Bemessungsnorm, die 2011 als Entwurf E DIN 4093:2011 „Baugrund – Bemessung von Abdichtungs- und Verfestigungskörpern – Injektionen, Düsenstrahlverfahren, tiefgreifende Bodenstabilisierung“ vorgelegt wurde.

In der Regelumfrage 2010 wurde die Norm mit großer Mehrheit als nicht überarbeitungsbedürftig erkannt und bis 2015 bestätigt. Auch für diese Norm ist die Bearbeitung einer Vornorm gegenwärtig nicht vorgesehen, aber die Herausgabe einer Bemessungsnorm, die als Entwurf E DIN 4093:2011 vorliegt (siehe 4.2.8).

4.2.9 DIN EN 12716: Düsenstrahlverfahren EN 12716:2001 hat keine entsprechende DIN-Vorgängernorm, da die Sachverhalte bislang durch Zulassungen des DIBt geregelt werden. Die Norm enthält in übersichtlicher Form die Anforderungen für alle Verfahrensarten, die dazu benutzten Materialien und die erforderlichen Nachweise und Prüfverfahren. Die Randbedingungen und typische Düsparameter werden angegeben. Die Ausführung von vertikalen und geneigten Säulen und Lamellen werden ausführlich dargestellt, die besonderen Anforderungen für die Herstellung von Dichtsohlen sind dagegen nicht ausreichend. In der Regelumfrage 2011 wurde die Norm trotz der von einigen Ländern, auch von Deutschland, verlangten Revision bis 2016 bestätigt, Wie für DIN EN 12715 ist die Bearbeitung einer Vornorm gegenwärtig nicht vorgesehen, aber die Herausgabe einer Bemessungsnorm, die als Entwurf E DIN 4093:2011 vorliegt (siehe 4.2.8).

4.2.10 DIN EN 14475: Bewehrte Schüttkörper DIN EN 14715:2006 hat keine entsprechende DIN-Vorgängernorm. Die Vorgehensweise wurde zuvor u.a. im „Merkblatt für die Anwendung von Geokunststoffen im Erdbau des Straßenbaues“ geregelt. Die Norm behandelt sehr ausführlich und in teils lehrbuchhafter Form alle Arten der Bodenbewehrung zur Herstellung aufgeschütteter Böschungen und Dämme, die unterschiedlichen Frontausbildungen, die Verwendung von Geokunststoffen als Zugbewehrung unter Dämmen usw. sowie die jeweiligen Prüfverfahren und Nachweise. Die Norm stand 2011 zur Regelumfrage an. Obwohl von einigen Mitgliedsorganisationen des CEN aufgrund der raschen technischen Entwicklung der Verfahren und zur Verkürzung der Norm eine Überarbeitung befürwortet wurde, wurde die Norm mehrheitlich bis 2016 bestätigt. Für die Berechnung derartiger Konstruktionen wird in Ergänzung zur DIN 1054 die „EBGEO – Empfehlungen für den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen“ [21] verwendet.

4.2.11 DIN EN 14679: Tiefreichende Bodenstabilisierung DIN EN 14679:2005 hat keine entsprechende DIN-Vorgängernorm, da die Sachverhalte bislang durch Zulassungen des DIBt geregelt werden. Die Norm behandelt alle Verfahren der Bodenvermörtelung für die Herstellung von Gründungskörpern, Stützwänden, Dammschüttungen, Bodenverbesserung unter Flachgründungen und Verkehrswegen usw. Sie enthält die Anforderungen für die Aufbereitung der in den Boden einzubringenden Materialien, die unterschiedlichen Verfahren zur Einbringung und die erforderlichen Qualitätsnachweise.

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4.2.12 DIN EN 14731: Baugrundverbesserung durch Tiefenrüttelverfahren DIN EN 14731:2005 hat keine entsprechende DINVorgängernorm, und die entsprechenden Sachverhalte werden bislang nicht in Zulassungen geregelt. Die Norm behandelt in übersichtlicher Form, in Teilen allerdings lehrbuchhaft, alle relevanten Verfahren zur dynamischen Tiefenverdichtung mittels Rüttelverfahren und das Einbringen von Stopf- und Steinsäulen, die auch in Deutschland angewendet werden. In der Regelumfrage 2010 wurde die Norm mit großer Mehrheit als nicht überarbeitungsbedürftig erkannt und bis 2015 bestätigt.

4.2.13 DIN EN 15237: Vertikaldräns DIN EN 15237:2007 hat keine entsprechende DINVorgängernorm, und die entsprechenden Sachverhalte werden bislang nicht in Zulassungen geregelt. Die Norm umfasst alle relevanten Verfahren, die hinsichtlich der grundlegenden Anforderungen im normativen Text und hinsichtlich der praktischen Ausführung und der Bemessung in lehrbuchhaften informativen Anhängen behandelt werden. Die Norm steht 2012 zur Regelumfrage an. Derzeit wird in Deutschland kein Überarbeitungsbedarf gesehen.

4.3

Erfahrungen und Plan für weitere Überarbeitungen

Der für die Ausführungsnormen erzielte Standard entspricht aufgrund der bei den Bearbeitungen in international besetzten Arbeitsgruppen und Technischen Komitees einzugehenden Kompromisse, dem von CEN vorgegebenen engen Zeitrahmen für die Bearbeitungen und die notwendigen Kooperationen mehrerer Komitees noch nicht überall der Qualität nationaler Normen. Die Normen einzelner Bereiche, z. B. Bemessungs-, Material-, Ausführungs- und Prüfnormen sind oft noch nicht ausreichend kompatibel, auch verwandte Normen, z. B. die drei Pfahlnormen oder die vier Normen zu den Baugrundverbesserungsverfahren sind z. T. noch nicht ausreichend aufeinander abgestimmt. Es ist daher erforderlich, die in den Regularien des CEN vorgesehenen turnusmäßigen Überprüfungen zu nutzen und Normen bei erkannten Defiziten durch Überarbeitungen zu verbessern. Dabei sollten sich die Anwender der Normen aktiv einbringen, um die nationalen Spiegelausschüsse und international besetzten Arbeitsgruppen der Technischen Komitees zu unterstützen. Für den Bereich der Ausführungsnormen ist geplant, hinsichtlich der angewandten Verfahren, eingesetzter Materialien, Schutz- und Qualitätssicherungsmaßnahmen verwandte Normen möglichst in gemeinsamen Arbeits-

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gruppen zu überarbeiten. Dies ist für EN 1536 „Bohrpfähle“ und EN 1538 „Schlitzwände“ bereits erfolgt und hat zur Verbesserung beider Normen geführt. Gegenwärtig werden EN 12699 „Verdrängungspfähle“ und EN 14199 „Mikropfähle“ in einer Arbeitsgruppe gemeinsam revidiert. Die Erfahrung hat gezeigt, dass gemeinsame Überarbeitungen innerhalb von drei Jahren erfolgreich durchgeführt werden können. Geplant sind weitere gemeinsame Überarbeitungen, z. B. für − EN 12715 „Injektionen“ mit EN 12716 „Düsenstrahlverfahren“ und EN 14679 „Tiefreichende Bodenstabilisierung“ oder für − EN 1537 „Verankerungen“ mit EN 14199“ Mikropfähle“ und EN 14490 „Bodenvernagelung“, um u.a. die Korrosionsschutzanforderungen zu vereinheitlichen. Diese Überarbeitungen könnten nacheinander beginnen, z. B. Im Zweijahres-Turnus, um den gesamten Arbeitsaufwand zu optimieren.

5 5.1

Bauaufsichtliche Einführung im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen Normen und Technische Baubestimmungen

Die Landesbauordnungen bilden als Gesetze der Bundesländer einen wesentlichen Bestandteil des öffentlichen Baurechts in Deutschland. Geotechnische Bauvorhaben finden zwar häufig im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen statt, dieses Recht gilt jedoch nicht für Anlagen des öffentlichen Verkehrs und andere Ausnahmen gemäß § 1 der Landesbauordnungen. Geotechnische Baumaßnahmen im Wasserstraßenbau und Eisenbahnbau unterliegen beispielsweise nicht dem Anwendungsbereich der Landesbauordnungen. Die Anforderung „Jede bauliche Anlage muss im Ganzen und in ihren einzelnen Teilen sowie für sich allein standsicher sein“ aus § 12 Absatz 1 Satz 1 Muster-Bauordnung (MBO) [12] ist mit sprachlichen Nuancen in allen Landesbauordnungen im jeweiligen Paragrafen über die Standsicherheit zu finden. Wie der Nachweis der Standsicherheit im Detail zu erbringen ist, regelt der Gesetzgeber indes nicht selber. Nicht einmal eine Begriffsdefinition für Standsicherheit ist in den Landesbauordnungen zu finden. Standsicherheit ist somit ein unbestimmter Rechtsbegriff der Landesbauordnungen, der durch ausgewählte Regeln der Technik präzisiert wird. In der deutschen Normungsstrategie [18] wird dargelegt, dass die Normung eine Leistung der interessierten Kreise darstellt, die jedem Einzelnen in unterschiedlicher Weise dient. Die Entlastung der staatlichen Regelsetzung durch Normen ist als Ziel 3 in der deutschen Normungsstrategie verankert. Die Normung dient in Deutschland und Europa aber auch anderen Zielen. Im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen werden deshalb nicht alle allgemein anerkannten Regeln der Technik gesetzlich in Bezug genommen. Im Interesse der Deregulierung und der Konzentration auf einen sicherheitsrechtlich unverzichtbaren Minimalkanon materieller Anforderungen [13] werden zur Wahrung der im § 3 formulierten Schutzziele der Landesbauordnungen ausgewählte technische Regeln als Technische Baubestimmungen im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen

bekanntgemacht. Die Veröffentlichung [13] des Vorsitzenden der Fachkommission Bauaufsicht der Bauministerkonferenz enthält auch ausführliche Darlegungen zur Rechtsnatur und rechtlichen Wirkungsweise der Technischen Baubestimmungen. Die Bauordnungen der Länder gestatten Abweichungen von den Technischen Baubestimmungen entsprechend § 3 Absatz 3 Satz 3 MBO nur dann, wenn mit einer anderen Lösung die Schutzziele in gleichem Maß erfüllt werden. Ergänzend werden im materiellen Recht der Landesbauordnungen für Bauprodukte und Bauarten, die nicht genormt und daher nicht geregelt sind oder die von den Technischen Baubestimmungen wesentlich abweichen, bauaufsichtliche Verwendbarkeitsnachweise gefordert. Normen, die als Technische Baubestimmungen bekannt gemacht sind, erhalten im Rahmen dieser gesetzlichen Regelungen einen Bestimmungscharakter im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen. Gleichzeitig eröffnen die bauaufsichtlichen Verwendbarkeitsnachweise Raum für Innovation unter Beachtung bauordnungsrechtlicher Mindestanforderungen.

5.2

Die Bauregelliste und die Listen der Technischen Baubestimmungen 5.2.1 Grundlagen Bauliche Anlagen sind in der Regel architektonische und ingenieurtechnische Unikate und entziehen sich schon dadurch der ganzheitlichen Normierung. Im Bauordnungsrecht der Länder sind deshalb zwei Listen vorgesehen, durch die Normen und andere Regeln der Technik öffentlich bekanntgemacht werden, die zur Wahrung der Schutzziele zu beachten sind: − Die Bauregelliste konkretisiert bauordnungsrechtliche Anforderungen für Bauprodukte und Bauarten. − Die Liste der Technischen Baubestimmungen präzisiert die bauordnungsrechtlichen Anforderungen an die Bemessung und die Bauausführung baulicher Anlagen. Die unabhängige Kontrolle der Mindestanforderungen der Bauregelliste und der Liste der Technischen Baubestimmungen erfolgt in Abhängigkeit vom Verfahrensrecht der Landesbauordnungen durch herstellerunabhängige Prüf-, Überwachungs- und Zertifizierungsstellen im Herstellungsverfahren der Bauprodukte und Bauarten sowie durch Mitarbeiter der Bauaufsichtsbehörden, anerkannte Prüfsachverständige oder Prüfingenieure im Rahmen der bautechnischen Prüfungen, der Bauüberwachung und der Bauzustandsbesichtigung.

5.2.2 Die Bauregelliste Die Bauregelliste [14] wird im Einvernehmen mit allen Ländern vom Deutschen Institut für Bautechnik bekanntgemacht. Es gibt also nur eine Bauregelliste für Deutschland. Sie untergliedert sich in den Teil A für nationale Bauprodukte und Bauarten, den Teil B für europäisch harmonisierte Bauprodukte und Bauarten und einen Teil C für Produkte, die für die Erfüllung bauordnungsrechtlicher Anforderungen nur untergeordnete Bedeutung haben. Der Baugrund ist kein Bauprodukt sondern ein natürlich anstehendes Material. Der Baugrund kann durch

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Aufschlüsse zwar stichprobenhaft erkundet und gutachtlich bewertet werden, eine Übereinstimmung mit einer Norm kann für den vor Ort anstehenden Baugrund aber nicht erklärt werden. Es verbleibt naturgemäß ein Restrisiko, das durch eine dem Bauvorhaben angemessene Erkundung jedoch minimiert werden kann. Baugrund wird erst dann zum normierbaren Bauprodukt, wenn Böden industriell aufbereitet werden – beispielsweise als Gesteinskörnungen für Beton. In der Bauregelliste sind die Normen der Geotechnik daher nur in Einzelfällen zu finden. Beispielhaft seien hier die Bauprodukte „Kurzzeitanker“ (Nr. 8.2 der Bauregelliste A Teil 1) oder „Rammpfähle aus Stahl ohne Stoßverbindung“ (Nr. 4.10.1 der Bauregelliste A Teil 1) genannt. In Ermangelung eigenständiger Produktnormen werden die DIN 4125:1990 für Verpressanker und die DIN 4026:1975 für Rammpfähle seit Jahren nicht nur als Technische Baubestimmungen für die Bemessung und Bauausführung bekanntgemacht sondern auch als Technische Regeln für die in der Bauregelliste benannten Bauprodukte. Diese Einträge in der Bauregelliste A Teil 1 sind dabei trotz der Bekanntmachung der Norm in der Liste der Technischen Baubestimmungen keinesfalls entbehrlich, weil die Verknüpfung zwischen der technischen Regel für das Bauprodukt und dem bauordnungsrechtlich vorgeschriebenen Übereinstimmungsnachweisverfahren für national geregelte Bauprodukte in der bauordnungsrechtlichen Systematik nur in der Bauregelliste erfolgen kann. Darüber hinaus ergänzt die Nr. 8.2 Bauregelliste A Teil 1 für „Kurzzeitanker“ Verwendungsregelungen für Zement sowie Ankerköpfe und Koppelelemente in den Anlagen 1.33 und 8.1.

5.2.3 Die Liste der Technischen Baubestimmungen Die Liste der Technischen Baubestimmungen jedes Bundeslandes besteht aus drei Teilen. Nur der Teil 1 der Liste der Technischen Baubestimmungen wird von den 16 Ländern selbst bekanntgemacht. Die Listen der Länder basieren zwar auf einer Musterliste der Technischen Baubestimmungen, die rechtswirksame Veröffentlichung des Teil 1 der Liste der Technischen Baubestimmungen verbleibt aber in der föderalen Festlegungskompetenz und kann auch vom Muster abweichen. Die Teile 2 und 3 der Liste der Technischen Baubestimmungen werden – wie die Bauregelliste – im Einvernehmen mit allen Ländern vom Deutschen Institut für Bautechnik in den DIBt-Mitteilungen veröffentlicht. Diese Teile der Liste der Technischen Baubestimmungen enthalten Anwendungsregelungen für Bauprodukte und Bausätze nach europäisch technischen Zulassungen und europäisch harmonisierten Normen. Als Technische Baubestimmungen werden ausgesuchte Normen der Geotechnik durch Einträge im Abschnitt 2.1 „Grundbau“ des länderspezifischen Teils 1 der Liste der Technischen Baubestimmungen bekanntgemacht. Beispielsweise ist die Bemessungsnorm DIN 1054 der Geotechnik unter der lfd. Nr. 2.1.1, die Rammpfahlnorm DIN 4026 unter der lfd. Nr. 2.1.3 und die Ankernorm DIN 4125 unter der lfd. Nr. 2.1.7 in den 16 Länderlisten zu finden. Als einzige europäische Norm der Geotechnik wurde hier bislang die DIN EN 1536 für Bohrpfähle in Verbindung mit dem DIN Fachbericht 129, dem

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Anwendungsdokument zur DIN EN 1536, in der lfd. Nr. 2.1.2 als Technische Baubestimmung bekanntgemacht.

5.3

Veränderungsankündigungen und vorzeitige Anwendbarkeit

Der Vorsitzende der Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz hat im August 2010 die bauaufsichtliche Einführung eines umfangreichen Eurocode-Pakets als Technische Baubestimmungen im Anwendungsbereich des Bauordnungsrechts der Länder mit geplanter Stichtagsregelung zum 1. Juli 2012 angekündigt [15]. Eine Parallelgeltung bisheriger und neuer Technischer Baubestimmungen ist dabei nicht vorgesehen. Diese Ankündigung umfasste auch den Teil 1 des Eurocodes 7 der Geotechnik. Knapp ein Jahr später hat der Präsident des Deutschen Instituts für Bautechnik nochmals Erläuterungen zur bauaufsichtlichen Einführung der Eurocodes [16] veröffentlicht. Im Dezember 2010 und im April 2011 hat die Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz zudem länderübergreifend abgestimmte Voraussetzungen [17] veröffentlicht, die die Anwendung bestimmter Eurocodeteile bereits vor ihrer Bekanntmachung als Technische Baubestimmungen ermöglichen. Auf der Grundlage dieser Veröffentlichung können Teile des EC 7-1 in Verbindung mit dem Nationalen Anhang und der neuen DIN 1054:2010 – beispielsweise für Flachgründungen – bereits in der Übergangszeit bis zum Stichtag als gleichwertige Lösung zur aktuell geltenden Technischen Baubestimmung DIN 1054:2005 mit den zugehörigen Berichtigungsblättern angewendet werden. Im Spezialtiefbau muss die Bemessung und Ausführung aber aktuell noch auf der Grundlage der bisher gültigen Technischen Baubestimmungen erfolgen, weil die erforderlichen DIN SPEC Vornormen mit ergänzenden Regelungen zu den europäischen Spezialtiefbaunormen noch nicht in die Liste der Baubestimmungen aufgenommen sind.

5.4

Die neue Musterliste der Technischen Baubestimmungen

Die Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz hat auf ihrer Sitzung am 7./8. Dezember 2011 Änderungen der Musterliste der Technischen Baubestimmungen (M-LTB) beschlossen. Dabei wurde ein umfangreiches Eurocode-Paket in die Musterliste aufgenommen und gleichzeitig die DIN-Normen gestrichen, die durch die Eurocodes ersetzt werden. Im Bereich der Geotechnik wurde der Eurocode 7-1 (DIN EN 1997-1:2009) in Verbindung mit dem Nationalen Anhang DIN EN 1997-1/NA:2010 und der DIN 1054:2010-12 in die Musterliste der Technischen Baubestimmungen aufgenommen. Außerdem enthält die Musterliste einen Eintrag zum vorgesehenen Änderungsblatt DIN 1054/A1:2012 zur DIN 1054:2010, das erst als Entwurf vorliegt. Die DIN 1054:2005 wurde gestrichen. Ergänzend sollen auch die europäischen Ausführungsnormen DIN EN 1536:2010 für Bohrpfähle, die DIN EN 1537:2001 für Verpressanker, die DIN EN 12699:2001 für Verdrängungspfähle und die DIN EN 14199:2012 für

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Mikropfähle mit den zugehörigen DIN SPEC Ergänzungsdokumenten als Technische Baubestimmungen bekanntgemacht werden. Die Musterliste enthält deshalb schon Einträge für DIN SPEC 18140:2012 für Bohrpfähle, DIN SPEC 18537:2012 für Verpressanker, DIN SPEC 18538:2012 für Verdrängungspfähle und DIN SPEC 18539:2012 für Mikropfähle, die erst im Februar 2012 veröffentlicht wurden. Die Aufnahme noch nicht veröffentlichter Normdokumente in die Musterliste der Technischen Baubestimmungen ist nur deshalb möglich, weil das Muster keine Rechtswirksamkeit entfaltet. Sie dient den Bundesländern als Muster für den länderspezifischen Teil der Liste der Technischen Baubestimmungen und ermöglicht ein länderübergreifendes Verfahren nach der europäischen Richtlinie 98/34/EG über das Informationsverfahren auf dem Gebiet der Normen und technischen Vorschriften. Darüber hinaus dient die Musterliste der Technischen Baubestimmungen der Vorabinformation, damit sich die Baupraxis auf die Anwendung der künftigen Technischen Baubestimmungen vorbereiten kann. Hierfür wurden die beschlossenen Änderungen der Musterliste der Technischen Baubestimmung vom Dezember 2011 bereits im öffentlich zugänglichen Bereich des Informationssystems der Bauministerkonferenz veröffentlicht [22]. Die neue Musterliste wird im Abschnitt Grundbau weniger Zeilen enthalten als die Vorgängerfassung. Neben der Listenzeile für die grundlegenden Bemessungsnormen der Geotechnik und die vier Zeilen für die Ausführung von Verpressankern, Bohrpfählen, Verdrängungspfählen und Mikropfählen, ist aktuell nur ein Eintrag für die neue Unterfangungsnorm DIN 4123:2011 in der Musterliste enthalten. Der bisherige Eintrag der DIN 4124:1981 für die Ausführung von Baugruben und Gräben ist dauerhaft entbehrlich geworden. Von dieser Norm waren bislang nur einzelne bemessungsrelevante Abschnitte als Technische Baubestimmung bekanntgemacht. Die bemessungsrelevanten Inhalte haben jedoch Eingang in die neue DIN 1054:2010 gefunden und die neue DIN 4124:2012 entwickelt sich als Norm mit besonderer Bedeutung für den Arbeitsschutz weiter und wird durch die Unfallverhütungsvorschriften von einem anderen Rechtsbereich in Bezug genommen. In den bisherigen Baubestimmungen DIN 4126:1986 für Schlitzwände und DIN 4093:1987 für Injektionen sind viele Verweisungen veraltet. Für die Ausführung von Schlitzwänden und Injektionen liegen mit DIN EN 1538 und DIN EN 12715 zwar bereits europäische Ausführungsnormen vor, die Umsetzung aller Ziele der deutschen Normungsstrategie ist jedoch noch nicht in dem Maß geglückt, dass DIN SPEC Ergänzungsdokumente entbehrlich wären. Diese Dokumente wurden jedoch noch nicht erarbeitet. Die Listenzeilen zur Bekanntmachung von Technischen Baubestimmungen für die Ausführung von Schlitzwänden und Injektionen sind in der Musterliste daher vorerst gestrichen worden.

5.5

Ausblick

Die Bundesländer werden die geänderte Musterliste der Technischen Baubestimmungen vom Dezember 2011 nur

dann mustergetreu umsetzen können, wenn alle gelisteten Normdokumente im Konsens vom DIN beschlossen und auch vom Beuth-Verlag veröffentlicht wurden. Die rechtswirksame Bekanntmachung kann zudem erst nach Abschluss des europäischen Informationsverfahrens erfolgen, das je nach Verlauf 3 oder 6 Monate dauert. Die Rechtswirksamkeit der Technischen Baubestimmungen beginnt erst mit der Bekanntmachung neuer Listen der Technischen Baubestimmungen in den Ländern. Parallel zur Umsetzung des Teil 1 der Musterliste der Technischen Baubestimmungen in den Ländern muss auch die Bauregelliste länderübergreifend fortgeschrieben werden, damit sich die Listen nicht auseinanderentwickeln. Im Bereich der Geotechnik ist also beispielsweise eine Fortschreibung für „Kurzzeitanker“, „Rammpfähle aus Stahl ohne Stoßverbindung“ sowie weiterer Bauprodukte erforderlich. Mit der Beschlussfassung der Fachkommission Bautechnik zur Änderung der Musterliste der Technischen Baubestimmungen vom Dezember 2011 ist jedoch länderübergreifend ein wichtiger Schritt in Richtung der bauaufsichtlichen Einführung der Eurocodes im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen getan. Literatur [1] Schuppener, B., Ruppert, F.-R.: Zusammenführung von europäischen und deutschen Normen Eurocode 7, DIN 1054 und DIN 4020. Bautechnik 84 (2007), Heft 9, S. 636–640. [2] Deutsches Institut für Normung (Hrsg.): Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung – Band 1: Allgemeine Regeln. Berlin: Beuth, 2011. [3] Schuppener, B.: Grundlagen der geotechnischen Bemessung. In Schuppener (Hrsg.): Kommentar zum Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Allgemeine Regeln. S. 39–69. Berlin: Ernst & Sohn, 2012. [4] Schuppener, B., Heibaum, M.: Reliability Theory and Safety in German Geotechnical Design, Proceedings of 3rd International Symposium on Geotechnical Safety and Risk. München, 2011. [5] Vogt, N., Schuppener, B., Weißenbach, A.: Nachweisverfahren des EC 7-1 für geotechnische Bemessungen in Deutschland. geotechnik 29 (2006), Nr. 3., S. 246–255. [6] Bauduin, Ch.: Ermittlung charakteristischer Werte. In Smoltczyk (Hrsg.): Grundbau-Taschenbuch, Teil 1: Geotechnische Grundlage. 6. Auflage, S. 17–47. Berlin: Ernst und Sohn, Berlin, 2001. [7] Deutsches Institut für Normung (Hrsg.): Handbuch Eurocode 7 Geotechnische Bemessung, Band 2: Erkundung und Untersuchung. Berlin, Beuth 2011. [8] Ruppert, F.-R.: Geotechnische Unterlagen. In Schuppener (Hrsg.): Kommentar zum Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Allgemeine Regeln, S. 71–91. Berlin: Ernst & Sohn, 2012. [9] Linder, W.-R.; Siebke, H.H.: The New European Standard EN 1536 „Execution of bored piles“. 2nd International Conference on Deep Foundations on Bored and Auger Piles. Rotterdam: Balkema, 1998. [10] Linder, W.-R.: Die Europäischen Normen für den Spezialtiefbau – Entwicklung, Verbindlichkeit, Anwendung in Deutschland. In: Hettler (Hrsg.): Eurocode 7: Einführung in Deutschland. RuhrGeo Tag 2011. Schriftenreihe des Lehrstuhls Baugrund-Grundbau der Technischen Universität Dortmund, Heft 30. Dortmund, 2011. [11] Linder, W.-R., Siebke, H. H.: Bohrpfähle, Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten. Berlin: Beuth, 2004.

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B. Schuppener/V. Eitner/W.-R. Linder/T. Richter/F.-R. Ruppert/J. Zurborg · Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen

[12] Musterbauordnung – MBO (Fassung November 2002, zuletzt geändert im Oktober 2008), veröffentlicht im öffentlich zugänglichen Teil des Informationssystems der Bauministerkonferenz (Mustervorschriften/Mustererlasse in www.is-argebau-de bzw. www.bauministerkonferenz.de ). [13] Jäde, H.: Technische Regeln und Bauordnungsrecht. DIN Mitteilungen 4, 2006. [14] Deutsches Institut für Bautechnik: Bauregelliste A, Bauregelliste B und Liste C, Ausgabe 2011/1, Sonderheft Nr. 41 der DIBt-Mitteilungen. Geändert durch: Änderung der Bauregellisten A und B und der Liste C, Ausgabe 2011/2. DIBt-Mitteilungen 6/2011 [15] Schubert, W.: Bauaufsichtliche Einführung der Eurocodes. Rundschreiben des Vorsitzenden der Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz an die Kammern und Verbände, 25.08.2010, veröffentlicht im öffentlich zugänglichen Teil des Informationssystems der Bauministerkonferenz (Mustervorschriften/Mustererlasse in www.is-argebau-de bzw. www.bauministerkonferenz.de ) [16] Breitschaft, G.: Die bauaufsichtliche Einführung der Eurocodes. Bauingenieur 86 (2011), Heft 7, S. 303–306. [17] Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz: Erläuterungen zur Anwendung der Eurocodes vor ihrer Bekanntmachung als Technische Baubestimmungen. DIBt-Mitteilungen 6/2010 und 2/2011. [18] DIN Deutsches Institut für Normung e.V.: Die deutsche Normungsstrategie. Berlin, 2009. [19] Schuppener, B. (Hrsg.): Kommentar zum Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Allgemeine Regeln. Berlin: Ernst & Sohn, 2012. [20] DGGT (Hrsg.): EA-Pfähle – Empfehlungen des Arbeitskreises Pfähle. Berlin: Ernst & Sohn, 2012 [21] DGGT (Hrsg.): Empfehlungen für den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunststoffen (EBGEO). Berlin: Ernst & Sohn, 2010. [22] Muster-Liste der Technischen Baubestimmungen – Änderungen vom Dezember 2011, veröffentlicht im öffentlich zugänglichen Teil des Informationssystems der Bauministerkonferenz (Mustervorschriften/Mustererlasse in www.is-arge-de bzw. www.bauministerkonferenz.de)

geotechnik 35 (2012), Heft 1

Autoren LBDir a.D. Dr.-Ing. Bernd Schuppener Pforzheimer Straße 76344 Leopoldshafen bernd.schuppener@baw.de Dr.-Dipl. Geol. Volker Eitner 5 Rue de la Gare 3322 Berchem, Luxemburg volker.eitner@gmx.de Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger Linder Am Wiesental 19 45133 Essen linder@brueckner-grundbau.de Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter GuD Consult GmbH Dudenstraße 78 10965 Berlin richter@gudconsult.de Dr.-Ing. Franz-Reinhard Ruppert Löwenwall 6 38100 Braunschweig ruppert@ruppert-grundbau.de Dr.-Ing. Jens Zurborg Ministerium für Wirtschaft, Energie, Bauen, Wohnen und Verkehr des Landes Nordrhein-Westfalen Jürgensplatz 1 40219 Düsseldorf jens.zurborg@mwebwv.nrw.de

Berichte Jimmy Wehr Katja Maihold

DOI: 10.1002/gete.201220001

Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2 Baustellenerfahrungen und systematische Modellversuche zeigen, dass eine Säulenherstellung von Rüttelstopfsäulen (RSV) mit dem Tiefenrüttler auch in sehr weichen Böden ab einem Grenzwert der undränierten Kohäsion von cu = 4 kN/m2 möglich ist. Der alte Grenzwert cu = 15 kN/m2 von 1979 verliert damit seine Gültigkeit. In der aktuellen allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung Z-34.2-3 für „Vermörtelte Stopfsäulen (VSS), Fertigmörtel-Stopfsäulen (FSS) und Betonstopfsäulen (BSS)” der Keller Grundbau GmbH wurde diesen neuen Erkenntnissen mit der Anpassung der Anwendbarkeitsgrenzen und der Herstellung einer Kiesvergütung nun Rechnung getragen. Installation of columns with depth vibrators in soils with undrained cohesion cu < 15 kN/m2. Site experiences and systematic model tests show that the installation of vibro stone columns and vibro mortar columns is possible with a depth vibrator even in a very soft soil with an undrained cohesion of cu = 4 kN/m2. The old limit value of cu = 15 kN/m2 is no longer valid. The DIBt („Deutsches Institut für Bautechnik”, German federal institute for construction technique, Berlin) accommodates this fact in the actual version of the general technical approval Nr. Z-34.2-3 for vibro concrete columns (VCC) and ready-mixed vibro mortar columns (VMC).

Einleitung

Es ist allgemein bekannt, dass in flüssigen Medien wie Wasser mit cu= 0 kN/m2 eine Säulenherstellung nicht möglich ist, da sich dann eine kegelförmige Böschung ausbildet. In dem Merkblatt für die Untergrundverbesserung durch Tiefenrüttler der Forschungsgruppe für Straßenwesen von 1979 wurden Grenzwerte von cu= 15 bis 25 kN/ m2 angegeben, wobei der kleinere Wert seitdem in Normen und Zulassungen verwendet wird. Neuere Baustellenerfahrungen der Firma Keller zeigen jedoch, dass dieser Grenzwert eher bei cu = 5 kN/m2 liegen sollte. Zunächst werden die bisherigen Baustellenerfahrungen der Firma Keller zusammengestellt und dann systematische Modellversuche mit einer Variation des cu-Werts vorgestellt. Ein aktuelles Anwendungsbeispiel sowie die neuen Regelungen in der allgemeinen bauaufsichtlichen Zulassung werden zum Schluss erläutert.

Bisherige Baustellenerfahrungen

Es erfolgt eine kurze Zusammenstellung der cu-Werte von Baustellen der Firma Keller, bei denen eine Herstellung von Rüttelsäulen mit dem Tiefenrüttler auch bei cu < 15 kN/m2 möglich war. − Österreich − Klagenfurt, RSV, Metro Markt, cu=5–10 kN/m2 [1] − Deutschland − Lübeck-Herrenwyk, RSV, Metallhütte, cu = 11 bis 26 kN/m2 [2] − Mering, FSS, Eisenbahndamm, cu = 5 bis 20 kN/m2 [3] − Rethen, RSV, Zuckerfabrik, cu = 12 bis 18 kN/m2 − Zossen, FSS, Umgehungsstraße, cu = 4 bis 8 kN/m2 [4] − B101 – Ortsumgehung Luckenwalde, cu = 6 bis 10 kN/ m2 [5] − Malaysia − Shah Alam Expressway, RSV, [6] [7] Kinrara Interchange, RSV, cu = 6 bis 40 kN/m2 Sri Petaling Interchange, RSV, cu = 8 bis 50 kN/m2 Shah Alam West, RSV, cu = 5 bis 15 kN/m2 − Putrajaya Boulevard, RSV, cu = 5 bis 20 kN/m2 [8] − Polen − RSV, Autobahndamm, cu=5 kN/m2 [1] Zusammenfassend zeigen bisherige Baustellenerfahrungen, dass eine Säulenherstellung auch unter dem alten Grenzwert von cu = 15 bis 25 kN/m2 möglich ist, und dass der neue Grenzwert bei cu = 4 bis 5 kN/m2 liegen sollte.

Modellversuche an der TU Kaiserslautern

Die Aufgabe dieser Versuche war es, durch eine systematische Variation des cu-Werts in einem verflüssigungsgefährdeten genau definierten Schluff festzustellen, wo der Grenzwert des cu-Werts bei dynamischer Anregung liegt.

3.1

Versuchsmaterialien

Die Versuche wurden mit Schluff und verschiedenen Wassergehalten durchgeführt. Bei jedem Wassergehalt wurde die Scherfestigkeit mittels einer Laborflügelsonde ermittelt (Tabelle 1). Nicht nur Sande sondern auch Schluffe können sich bei dynamischen Anregungen wie Erdbeben verflüssigen, wenn folgende Bedingungen eingehalten werden: − Tonanteil < 20 %,

J. Wehr/K. Maihold · Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2

Tabelle 1. Scherfestigkeit von Schluffen mit unterschiedlichen Wassergehalten Table 1 Shear strength of silts with different water content Wassergehalt in % Scherfestigkeit in kN/m²

29,0

30,5

32,0

35,5

5,5

4,0

3,5

2,0

− Plastizitätszahl Ip = 13, − Fließgrenze wL < 33,5 % und Wassergehalt w > 30 % oder w > 0,87 wL und w < 30 %, − Sensitivität S > 4. Eine Mischung aus 97,5 % Steinmehl und 2,5 % Kaolinit erfüllte alle Kriterien, mit Ausnahme der Sensitivität, die mit 1,6 unter dem geforderten Wert von 4 lag. Dieses Mischungsverhältnis wurde für die nun folgenden Versuche verwendet. Um das Schottermaterial zu modellieren, wurde ein enggestufter Grobsand mit folgenden Eigenschaften verwendet: d50 = 0,77 mm, emax = 0,875 und emin = 0,434.

3.2

zylinder ersetzte den Tiefenrüttler, der in Wirklichkeit einen Durchmesser von 30 bis 40 cm besaß. Das PVC-Rohr hatte die Aufgabe, den Boden während des Einfüllens von Material offen zu halten. In der Realität wird Luft- oder Wasserdruck verwendet. Dies war in diesem Versuchsaufbau nicht möglich, da der Motor des Rüttlers das Rüttelrohr voll ausfüllte und keine Zuleitung durch das Rohr möglich war. Ebenso war auch keine Schleusenvorrichtung möglich. Um die Vibration des echten Rüttlers zu simulieren, wurde ein Rüttler nachgebaut. Der Versuchsrüttler bestand aus einem PVC-Rohr mit einem Außendurchmesser von 4,5 cm. Der Kern des Rüttlers war ein Motor aus dem Modellbau, an dessen Welle eine Unwucht angebracht war. Der Motor war am unteren, inneren Ende des Rohrs befestigt und regte von dort das PVC-Rohr zu einer horizontalen Schwingung an (Tabelle 2). Um die entstandenen Säulen nach dem Versuch ohne Beschädigungen ausgraben zu können, wurde dem Sand Zement im Verhältnis 4:1 beigemischt. Dies veränderte das Verhalten des Füllmaterials in vernachlässigbarer Weise. Der Zement konnte dadurch Abbinden, da er sich das notwendige Wasser aus dem umgebenden Boden zog.

Versuchsaufbau 3.3

Das Modell hatte einen Maßstab von 1:10. Dies ergab sich aus dem Verhältnis des realen Tiefenrüttlers zu dem Versuchsrüttler. Als Versuchsgefäß wurde ein Plexiglaszylinder mit einem Innendurchmesser von 29 cm und einer Höhe von 60 cm verwendet (Bild 1), der bis 50 cm mit Schluff aufgefüllt wurde. Zur Herstellung des Bohrlochs wurde ein PVC-Rohr mit einem Außendurchmesser von 5,0 cm und einem Innendurchmesser von 4,6 cm verwendet. Dieser Ausstech-

Versuchsdurchführung und Versagensdefinition

Zuerst wurde Sand in das PVC-Rohr eingefüllt, dann wurde es gezogen, bis eine 1 cm lange Sandsäule im Rohr stand. Der Rüttler wurde eingebracht und so lange unter einer Belastung von 40 N aktiviert, bis die Setzung nicht weiter fortschritt. Nach spätestens 2 Minuten konnte davon ausgegangen werden, dass die Endsetzung erreicht war. Das in den Boden eingerüttelte Material wurde durch neues ersetzt, das Rohr wiederum gezogen und der Rüttler wieder aktiviert, bis die Setzung nicht weiter fortschritt. Dieser Vorgang wiederholte sich für jede Schicht von neuem. Bei allen Schichten betrugen das Ziehen des PVCRohrs und das Einfüllen jeweils 3,0 cm. Auf diesen drei Zentimetern stand die Sandsäule frei und wurde in der folgenden Verdichtung in den Boden eingedrückt. In einer Berechnung wurde ermittelt, wie viel Material zugegeben werden musste, bis sich der Säulendurchmesser (dRohr) verdoppelte. Eine solche Vergrößerung wurde als Grenzfall bei der Herstellung einer Schottersäule angesehen. Konnte man noch mehr Sand eindrücken, so war zu erwarten, dass der umgebende Boden keinen Widerstand mehr leistet und somit ein Versagen eingetreten war. Der Versuch wurde dann beendet.

Tabelle 2. Vergleich zwischen Tiefenrüttler und Versuchsrüttler Table 2 Comparison between depth vibrator and model vibrator Eigenschaft

Bild 1. Versuchsgefäß für die Modellversuche mit Plexiglasrohr Fig. 1. Test layout for the model tests with transparent cylinder

geotechnik 35 (2012), Heft 1

Tiefenrüttler

Versuchsrüttler

Schwingungsfrequenz

40 – 60 Hz

ca. 50 Hz

Durchmesser

30 – 45 cm

4,5 cm

Schwingungsamplitude

3 – 15 mm

1 – 2 mm

J. Wehr/K. Maihold · Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2

Versuch 4: cu = 4,0 kN/m2; w = 30,5 % In diesem Versuch wurde der gleiche cu-Wert wie in Versuch 2 benutzt, nur die Auflast auf den Rüttler wurde von 40 N auf 80 N verdoppelt. Unter der größeren Last wurde mehr Material eingerüttelt, jedoch kam es wie bei Versuch 2 noch nicht zu einem Versagen.

Bild 2. Säule mit cu = 3,5 kN/m2, bei der Versagen eingetreten ist Fig. 2. Column with Cu = 3.5 kN/m² with failure

3.4

Versuchsergebnisse

Versuch 1: cu = 5,0 kN/m2; w = 29,0 % In der Literatur werden Beispiele genannt, bei denen eine Scherfestigkeit von 4 bis 5 kN/m2 ausreichte, um eine Schottersäule herzustellen. Aus diesem Grund wurde der erste Versuch mit einer Scherfestigkeit von 5 kN/m2 durchgeführt. Es sollte festgestellt werden, ob der cu-Wert bei der gewählten Versuchsdurchführung in dem vorhandenen Boden, der fließgefährdet war, ausreichte. Es kam während der Herstellung nicht zu einem Versagen. Versuch 2: cu = 4,0 kN/m2; w = 30,5 % Im Folgenden wurde der Wassergehalt kontinuierlich um 1,5% erhöht. Bei einem Wassergehalt von 30,5% erhielt man eine Scherfestigkeit von 4,0 kN/m². Auch hier erfolgte kein Versagen.

Zusammenfassend konnte der bei den Baustellenerfahrungen mit Rüttelstopfsäulen gefundene Grenzwert von cu = 4 kN/m2 mit den Modellversuchen bestätigt werden.

Die Ausführung einer Kiesvergütung hat sich bei der Herstellung von Fertigmörtel-Stopfsäulen bewährt. Ziele der Maßnahme sind: − Herstellen einer ausreichenden seitlichen Bettung für die Fertigmörtelstopfsäulen im Bereich von Weichschichten, − Bei Kiesfußherstellung: Verbesserung der Tragfähigkeit des unter den Weichschichten anstehenden tragfähigen Baugrunds für die pfahlartigen Tragelemente. Im ersten Arbeitsgang werden Kiesstopfsäulen hergestellt. Im zweiten Arbeitsgang werden die Fertigmörtelstopfsäulen im Kern der Kiesstopfsäulen hergestellt. Die Fertigmörtelstopfsäulen binden in die tragfähigen Bodenschichten ein, wobei die Festigkeit mindestens der eines Betons der Festigkeitsklasse 5 kN/m2 nach DIN 1045 entsprechen muss (Bilder 3 und 4).

5 Versuch 3: cu = 3,5 kN/m2; w = 32,0 % Für diesen Versuch wurde der Wassergehalt wiederum 1,5% erhöht. Hier erfolge ein Versagen mit einer Aufweitung auf den doppelten Durchmesser (Bild 2). Je mehr sich die Herstellung der Bodenoberfläche näherte, desto geringer wurden die seitlichen Spannungen und desto schneller trat das Versagen ein.

Bild 3. Herstellvorgang Kiesvergütung Fig. 3. Installation of graved pre-improvement

Kiesvergütung für die Herstellung von Fertigmörtelstopfsäulen

5.1

Regelungen der neuen bauaufsichtlichen Zulassung, herausgegeben vom DIBt Anwendungsbereich

Bisher war die Anwendung auf Boden gemäß DIN 1054, Abschnitt 5.2, beschränkt. Die undränierte Scherfestigkeit der organischen und bindigen Böden musste dabei cu = 15 kN/m² betragen. Zwischenschichten mit cu-Werten

Bild 4. Herstellvorgang Fertigmörtelstopfsäulen innerhalb der Kiesvergütung Fig. 4. Installation of vibro mortar columns inside the gravel pre-improvement

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J. Wehr/K. Maihold · Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2

von 8 bis 15 kN/m² waren zulässig, soweit sie eine Einzelschichtdicke von 1,0 m nicht überschritten. Neue sowohl wissenschaftliche als auch praktische Erkenntnisse zeigen, dass in organischen oder bindigen Böden mit 5 kN/m² < cu < 15 kN/m² die Verfahren zur Herstellung von Betonrüttelsäulen (BRS), FertigmörtelStopfsäulen (FSS) und Betonstopfsäulen (BSS) der Keller Grundbau GmbH bei Schichtmächtigkeiten > 1,0 m dieser gering tragfähigen Böden angewendet werden können, wenn die folgenden Bedingungen eingehalten werden: − Die durch Flügelsondierungen ermittelte Sensitivität S muss < 8 sein, − Herstellen einer Kiesvergütung vor der eigentlichen Fertigmörtelstopfsäulenherstellung in Böden mit cu < 10 kN/m², − Bei cu-Werten < 10 kN/m² darf die Schichtdicke der organischen Schicht insgesamt 4,0 m und bei 10 kN/m² < cu < 15 kN/m² insgesamt 8,0 m nicht überschreiten, − Schichten mit cu-Werten < 15 kN/m² dürfen maximal bis in eine Tiefe von 15 m anstehen.

5.2

Qualitätsvorgaben zur Herstellung

In Abhängigkeit vom erforderlichen Durchmesser der verfestigten Säulen sind die Materialmengen je Meter für die Kiesvergütung im Rüttelverfahren vorzugeben. Das Volumen des Kieses muss so bemessen sein, dass um die verfestigte Säule herum eine Schicht von überall mindestens 5 cm Kies vorhanden ist. Die eingebrachte Menge an Kies ist nachzuweisen. Bei Boden mit 10 kN/m² < cu < 15 kN/m² und Schichtdicken < 4,0 m kann auf die Kiesvergütung verzichtet werden, wenn durch eine ununterbrochene elektronische Überwachung und Dokumentation des Füllstands in der Materialschleuse des Rüttlers sichergestellt ist, dass ein kontinuierlicher Materialaustritt erfolgt.

Ausführungsbeispiel

Für die geplante Umgehung des Orts Luckenwalde südlich von Berlin waren verschiedene Dammbauwerke geplant. Im Bereich der Dammbauwerke standen Bodenschichten geringer Tragfähigkeit an, sodass den Baugrund verbessernde Maßnahmen erforderlich waren, um die Tragfähig-

Bild 5. Geokunststoffbewehrter Erdkörper über pfahlähnlichen Traggliedern Fig. 5. Geogrid-reinforced soil on vibro-mortar columns

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keit zu erhöhen. Im Einzelnen bestand der Boden aus sehr weichem Ton und darin enthaltenen gering tragfähigen Torf- und Faulschlammschichten mit einer Mächtigkeit von bis zu 8 m unter Gelände. Die Gründung der Dämme erfolgte in diesen Bereichen über Geokunststoffbahnen auf pfahlähnlichen Tragelementen, welche die Lasten in die unterhalb der organischen Bodenschichten anstehenden Sande eintragen sollten. Aufgrund der geringen Scherfestigkeit von im Mittel cu = 9 kN/m² (teilweise geringer) der organischen Bodenschichten in einer Mächtigkeit von bis zu 8 m war die seitliche Bettung für die Herstellung der Fertigmörtel-Stopfsäulen nicht ausreichend. Der bauseitige Entwurf sah die Herstellung von Kiesstopfsäulen zur Verbesserung des Untergrunds vor. Dabei sollten in einem Raster (2,50 m x 2,50 m) zunächst die Kiesstopfsäulen und im Nachgang – in einem versetzten Raster – die eigentlichen Tragelemente in Form von Fertigmörtel-Stopfsäulen zwischen den Kiesstopfsäulen hergestellt werden. Beauftragt wurde das Nebenangebot, bei dem die Fertigmörtel-Stopfsäulen (FSS) nicht in einem versetzten Raster, wie es der Amtsvorschlag vorsah, sondern direkt im Kern der vorher hergestellten Kiesstopfsäulen ausgeführt wurden (Bild 5). Im Rahmen der Qualitätssicherung und der Kalibrierung des Systems wurde im Vorfeld ein Probefeld mit verschiedenen Einbindetiefen der Säulen in die tragfähigen Bodenschichten angelegt und Probebelastungen durchgeführt. Die Ausführungsparameter der einzelnen Säulen wurden anhand von Drucksondierungen (DS 001 bis DS 003) festgelegt, die im Vorfeld in unmittelbarer Nähe zu den Probesäulen ausgeführt wurden (Bild 6). Die Gebrauchslast einer Säule betrug gemäß statischer Berechnung ca. 260 kN, sodass die Prüflast nach alter DIN 1054/Tab. 8 mit einer Sicherheit von η = 2 mit P= 520 kN (axiale Druckbelastung) angesetzt wurde. Da bereits die Probesäulen mit einer Einbindung der Mörtelstrecke von 1,0 m in den tragfähigen Baugrund der Probebelastung standhielten, wurde auf weitere Probebelastungen mit größeren Einbindungen in den tragfähigen Baugrund bauherrenseitig verzichtet.

Bild 6. Ergebnis der Probebelastung der Säule 2A (Einbindung in den tragfähigen Baugrund von 1,0 m) Fig. 6. Result of load test of column 2A (embedment depth in bearing layer of 1.0 m)

J. Wehr/K. Maihold · Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2

Literatur [1] Marte, R., Schuller, H.: Verbesserung sehr weicher Seesedimente und Torfe durch Schottersäulen – zwei Fallbeispiele. Bauingenieur 80 (2005), S. 430–440. [2] Völzke, B.: Böschungssicherung für die Sanierung des Metallhüttengeländes in Lübeck-Herrenwyk. 8. Darmstädter Geotechnik Kolloquium, S. 233–239. Darmstadt, 2001. [3] Borchert, K.-M., Kirsch, F., Mittag, J.: Betonsäulen als pfahlartige Tragglieder, Herstellverfahren, Qualitätssicherung, Tragverhalten und Anwendungsbeispiele. Vortrag zum Pfahlsymposium, TU Braunschweig, 2005. [4] Zimmermann, K.-U.: Gründung von Verkehrswegebauten in Feuchtgebieten mit organischen Böden geringer Scherfestigkeit. Mitteilungen des Instituts für Grundbau und Bodenmechanik der Universität Braunschweig, Pfahlsymposium, Heft 71, S. 71–81. 2003. [5] Maihold, K., Stelte, M., Borchert, K.-M.: Fertigmörtel- und Betonstopfsäulen in Böden mit einer undränierten Scherfestigkeit von cu < 15 kN/m² – Regelungen der neuen bauaufsichtlichen Zulassung und Anwendungsbeispiele. Vortrag zum 6. Hans-Lorenz Symposium, TU Berlin, 2010.

[6] Raju, V.R.: The behaviour of very soft cohesive soils improved by vibro replacement. Ground Improvement Conference, London, 1997. [7] Raju, V.R.: Vibro replacement for high earth embankments and bridge abutment slopes in Putrajaya, Malaysia. International Conference on Ground Improvement Techniques. Malaysia 2002). [8] Raju, V.R., Hoffmann, G.: Treatment of tin mine tailings in Kuala Lumpur using vibro replacement. Proc. 12th SEAGC. 1996. Autoren Dr.-Ing. Jimmy Wehr Keller Holding GmbH Kaiserleistraße 44 63067 Offenbach j.wehr@kellerholding.com Dipl.-Ing. Katja Maihold Keller Grundbau GmbH Becklinger Straße 21 29683 Bad Fallingbostel k.maihold@kellergrundbau.com

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DGGT-Mitteilungen

DGGT-Mitteilungen 12th Baltic Sea Geotechnical Conference Die DGGT führt die 12th Baltic Sea Geotechnical Conference vom 31. Mai bis zum 1. Juni 2012 in der Stadthalle Rostock durch. Diese internationale Konferenz widmet sich mit folgenden Sessions dem Thema „Infrastructure in the Baltic Sea Region“: – Traffic infrastructure – Research and development projects – Constructions in soft subsoil – Harbour construction – Coast protection – Foundations for offshore wind energy plants. Im Anschluss an die Konferenz wird am 2. Juni 2012 eine Exkursion zum Thema „Hafenerweiterung im Hafen Rostock durch Landgewinnung am Beispiel des Maritimen Gewerbegebietes III“ durchgeführt. Konferenzprogramm Das Programm der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference ist weitestgehend fertiggestellt und auf der KonferenzWebsite www.12bsgc.de abrufbar. Es erwarten Sie 41 hochkarätige Vorträge und zwei Keynote lectures von namhaften Referenten aus den Ostsee-Anrainerstaaten. Schirmherrin der Konferenz, die in Zusammenarbeit mit der Universität Rostock veranstaltet wird, ist die International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (ISSMGE). Prof. Dr.-Ing. Jean-Louis Briaud, Präsident der ISSMGE, wird an der Konferenz teilnehmen. Er wird ein Grußwort an die Teilnehmer richten und einen

12th Baltic Sea Geotechnical Conference – bei Anmeldung bis zum 15. März 2012 bis zu 100 Euro sparen Teilnehmer der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference (31. Mai bis 2. Juni in Rostock), die sich bis zum 15. März 2012 anmelden, profitieren vom Frühbucherbonus und erhalten einen Nachlass von 100 € auf die reguläre Teilnehmergebühr; Studierende und Begleitpersonen bekommen einen Rabatt von 50 €. Die Anmeldung erfolgt über die Online-Registrierung auf der Kongress-Website www.12bsgc.de.

Vortrag zum Thema “Scour at bridges” halten. Seitens der ISSMGE werden außerdem Prof. Dr.-Ing. Ivan Vanícˇek, Vize-Präsident Europa, und Prof. Dr.Ing. Askar Zhussupbekov, Vize-Präsident Asien, die Konferenz als Sitzungsleiter bzw. als Vortragender unterstützen. Die Konferenzsprache ist Englisch. Mercer Lecture Am Vortag der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference, am 30. Mai 2012, findet von 16:00 bis 17:00 Uhr in der Stadthalle Rostock die Mercer Lecture für die Periode 2012/2013 statt. Hierbei handelt es sich um einen Vortrag zum Themenbereich „Geokunststoffe in der Geotechnik“, der alle zwei Jahre in verschiedenen Ländern gehalten wird, mit dem Ziel, den Informationsaustausch zwischen den Geotechnikern und der Geokunststoffindustrie zu fördern. Die Mercer Lecture im Rahmen der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference wird von Dr.-Ing. Michael Heibaum, Bundesanstalt für Wasserbau (BAW), Karlsruhe, präsentiert. Das Thema lautet „Geosynthetics for waterways and flood protection structures – controlling the interaction of water and soil.”

Conference Dinner in der Yachthafenresidenz Hohe Düne Das Conference Dinner der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference findet am Abend des ersten Vortragstags (31. Mai 2012) in der Yachthafenresidenz Hohe Düne in Rostock-Warnemünde statt. Das Sonnendeck des dortigen Kongresszentrums, das an der Spitze der Halbinsel Hohe Düne wie ein Schiffsbug in die Ostsee hinausragt, bietet den perfekten Rahmen für diese Festveranstaltung. Kongress-Website www.12bsgc.de Auf der Kongress-Website www.12bsgc.de erhalten Sie alle wichtigen Informationen über die Teilnahme an der Konferenz und an der begleitenden Fachausstellung (als Aussteller). Neben dem aktuellen Programm ist auch noch Bulletin 2 der Konferenz abrufbar, das im Juli 2011 erschienen ist. Mit der Organisation und Durchführung der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference hat die DGGT die Interplan Congress, Meeting & Event Management AG, Hamburg, beauftragt (Ansprechpartnerin: Astrid Enke, Tel.: (040) 32 50 92 31, E-Mail: a.enke@interplan.de). Die Fachausstellung wird von der Interplan AG, Hamburg, selbständig organisiert und durchgeführt (Ansprechpartner: Dirk Schmülgen, Tel. (040) 32 50 92-38, E-Mail d.schmuelgen@interplan.de).

32. Baugrundtagung 2012 in Mainz

Stadthalle Rostock – Veranstaltungsort der 12th Baltic Sea Geotechnical Conference (Quelle: Rostocker Messe- und Stadthallengesellschaft mbH)

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Die 32. Baugrundtagung, die vom 26. bis 28. September 2012 (Exkursionen am 29. September 2012) im Congress Centrum Mainz (Rheingoldhalle) stattfindet, zeichnet sich durch ein attraktives und wissenschaftlich hochrangiges Vortragsprogramm aus. Von 73 eingereichten Vortragsvorschlägen wurden 39 ausgewählt und folgenden Themenschwerpunkten zugeordnet: – Nachhaltigkeit und Energieeffizienz – Grundlagen

DGGT-Mitteilungen 10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 in Berlin Bulletin 1 (mit Call for Papers) der 10th International Conference on Geosynthetics (10.ICG) wird voraussichtlich in der ersten Jahreshälfte 2012 veröffentlicht werden. Die 10. ICG (21. bis 25. September 2014) wird von der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik und dem German Chapter der IGS International Geosynthetics Society zusammen mit der 33. Baugrundtagung (23. bis 26. September 2014) im Estrel Convention Center in Berlin durchgeführt.

JadeWeserPort-Konferenz der HTG, DGGT und DVWG am 21. August 2012 Congress Centrum Mainz (Rheingoldhalle)

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Innovationen Infrastruktur Spezialtiefbau Ingenieurgeologie, Erdbau, Grundbau

Das Programm der 32. Baugrundtagung wird im Mai 2012 erscheinen. Nachwuchsförderung Auch diesmal werden wieder die drei besten Vorträge des „Forums für junge Geotechnik-Ingenieure“ mit einem Preisgeld von insgesamt 2.000 Euro prämiert. Der erste Preisträger darf darüber hinaus seinen Vortrag im Rahmen der Eröffnungsveranstaltung der 32. Baugrundtagung halten. Zudem wird diesmal wieder der Träger des ersten Preises des Carl-RappertGrundbaupreises die Gelegenheit erhalten, in der Eröffnungsveranstaltung sein Thema in einem zehnminütigen Kurzvortrag vorzustellen.

2012 und der begleitenden Fachausstellung Geotechnik (als Aussteller). Mit der Organisation und Durchführung der 32. Baugrundtagung hat die DGGT die Interplan Congress, Meeting & Event Management AG, Hamburg, beauftragt (Ansprechpartnerin: Astrid Enke, Tel.: (040) 32 50 92 31, E-Mail: a.enke@interplan.de). Die Fachausstellung wird von der Iinterplan AG, Hamburg, selbständig organisiert und durchgeführt (Ansprechpartner: Dirk Schmülgen, Tel. (040) 32 50 92-38, E-Mail d.schmuelgen@interplan.de). Online-Registrierung Ab Mai 2012 können Anmeldungen zur Tagung und die Buchung von Hotelzimmern online über die Kongress-Website www.baugrundtagung.com vorgenommen werden.

Wie bereits in geotechnik-Ausgabe 4/2011 berichtet, wird am 5. August 2012 der JadeWeserPort in Wilhelmshaven offiziell seinen Betrieb aufnehmen. Unzählige Akteure unterschiedlichster Fachrichtungen haben zum Gelingen dieses in vielerlei Hinsicht außerordentlichen Projekts beigetragen, so dass sich die Hafentechnische Gesellschaft (HTG) zusammen mit der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik (DGGT) und der Deutschen Verkehrswissenschaftlichen Gesellschaft, Bezirksvereinigung Niedersachsen-Bremen (DVWG) entschieden hat, dem neuen Containerterminal an der deutschen Küste eine gemeinsame Veranstaltung zu widmen. Die JadeWeserPort-Konferenz der HTG, DGGT und DVWG wird am 21. August 2012 im Pumpwerk in Wilhelmshaven stattfinden. Sie hat sich zum Ziel gesetzt, die wesentlichen Meilensteine und Herausforderungen des

Festabend in der Alten Lokhalle Der Festabend der 32. Baugrundtagung wird am 27. September 2012 in der Alten Lokhalle in Mainz stattfinden. Diese im Jahr 1903 errichtete und inzwischen denkmalgeschützte Halle verbindet Eisenbahn-Romantik mit industrieller Sachlichkeit und bietet mit ihrer stilvollen Atmosphäre einen ansprechenden Rahmen für den Festabend der Baugrundtagung. Nutzen Sie diese Gelegenheit, in entspannter Atmosphäre geschäftliche und persönliche Kontakte zu knüpfen oder zu vertiefen. Infos unter www.baugrundtagung.com Auf der Kongress-Website www.baugrundtagung.com erhalten Sie alle wichtigen Informationen über die Teilnahme an der 32. Baugrundtagung

Baustelle JadeWeserPort. Luftaufnahme vom 14.1.2012 (Foto: JadeWeserPort Realisierungs GmbH &Co. KG)

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DGGT-Mitteilungen Projekts in planerischer und technischer Hinsicht zu beleuchten und zugleich aufzuzeigen, welche Wirkung der neue Terminal für die Bundesrepublik Deutschland und den Hinterlandverkehr haben wird. Ein spannendes Programm mit hochkarätigen Referenten bildet den Rahmen für einen die verschiedenen Disziplinen und Fachgesellschaften übergreifenden Erfahrungsund Meinungsaustausch. Das Programm der Konferenz gliedert sich in drei Themenblöcke: – Bau und Betrieb des JadeWeserPorts – Geotechnische Herausforderungen bei der Umsetzung des Projekts – Bedeutung des JadeWeserPorts im Verkehrs- und Logistiksystem Die Teilnahmegebühr beträgt für Mitglieder der HTG, DGGT und/oder der DVWG 85 €, für Nichtmitglieder 95 €. Am Vorabend der Konferenz, am 20. August 2012, findet ab 18:00 Uhr eine „Come together“-Veranstaltung in den historischen Räumen des Pumpwerks statt. Alle bereits anwesenden Teilnehmer sind herzlich eingeladen, auf Selbstzahlerbasis daran teilzunehmen. Um die benötigten Plätze besser kalkulieren zu können, wäre es hilfreich, wenn Sie bei der Anmeldung zur Konferenz schon angeben könnten, ob Sie voraussichtlich an dem Come together teilnehmen werden. Veranstaltungsort: Pumpwerk, Banter Deich 2, 26382 Wilhelmshaven. Weitere Informationen finden Sie unter www.htg-online.de Anmeldung über das HTG-Portal Die Anmeldung zur JadeWeserPort-Konferenz der HTG, DGGT und DVWG wird über das HTG-Portal erfolgen. Besuchen Sie hierzu die Internetseite http://com.htg-online.de. Sofern Sie sich dort noch nie angemeldet haben, wählen Sie als ersten Schritt im rechten Menü den Punkt „Neuanmeldung“. Entscheiden Sie dann, ob Sie sich zu einer HTG-Mitgliedschaft oder kostenfrei als „Nicht-Mitglied“ anmelden möchten. Füllen Sie bitte anschließend das angezeigte Formular mit Ihren persönlichen Daten aus und geben Sie dabei unbedingt vorhandene Mitgliedschaften in der DGGT und/oder DVWG an. Sie erhalten anschließend Ihre Zugangsdaten per E-Mail. Im zweiten Schritt haben Sie nun die Möglichkeit, die Veranstaltung zu buchen. Melden Sie sich bitte hierzu zunächst unter „Mitglieder-Login“ am Portal an. Wählen Sie anschließend unter „Veranstaltungen“ die gewünschte Veranstaltung aus. Über den Punkt „jetzt online buchen“ gelangen Sie zu Ihrer persönlichen Preisübersicht. Ergänzen und prüfen Sie in den weiteren Schrit-

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ten Ihre persönlichen Daten. Über „Weiter“ gelangen Sie in mehreren Schritten zur Buchungsbestätigung, die Sie auch als E-Mail erhalten.

ISSMGE International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 22nd EYGEC 2012 in Göteburg, Schweden Die 22. European Young Geotechnical Engineers‘ Conference (EYGEC) findet vom 26. bis 29. August 2012 in Göteburg, Schweden, statt. Die nationalen Gesellschaften der ISSMGE haben die Möglichkeit, jeweils zwei junge Geotechnik-Ingenieure bzw. Geotechnik-Ingenieurinnen (nicht älter als 35 Jahre) zur Konferenz zu entsenden. Vom Vorstand der DGGT wurden Frau Dipl.-Ing. Bozhana Stefanova, TU-Hamburg-Harburg, und Dr.-Ing. Christian Thienert, vormals Bergische Universität Wuppertal, jetzt STUVA, Köln, ausgewählt. 18. ICSMGE 2013 in Paris Die 18. International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (ICSMGE) findet von 2. bis 5. September 2013 in Paris statt. Das Thema der Konferenz lautet: „Challenges and Innovations in Geotechnics“. Das Call for Papers wurde am 10. Januar 2012 von der DGGT-Geschäftsstelle per E-Mail an alle ISSMGE-Mitglieder der DGGT gesendet. Kurzfassungen von Vortragsvorschlägen (1 DIN A 4 Seite in Englisch) können bis zum 15. März 2012 bei der DGGT-Geschäftsstelle eingereicht werden. Die Autoren der Abstracts müssen Mitglied in der ISSMGE sein. Die nationale Auswahl der eingereichten Kurzfassungen erfolgt durch ein Gremium aus DGGT-Vorstandsmitgliedern. Die endgültige Auswahl trifft das Organisationskomitee der Konferenz. Einsender von Kurzfassungen werden von der Französischen Gesellschaft für Geotechnik bis Ende Juni 2012 benachrichtigt, ob ihr Vortragsvorschlag angenommen wurde. Weitere Informationen: www.paris2013-icsmge.org Webinars der ISSMGE Das vierte Online-Seminar der ISSMGE wurde am 24. Februar 2012 zum Thema „Risk and Geotechnical Engineering“ durchgeführt. Bei Interesse an Informationen über weitere geplante Webinars wenden Sie sich bitte an die Assistentin des Präsidenten der ISSMGE, Mrs. Hanna Prichard (hprichard@civil.tamu.edu). ISSMGE Bulletin Die Dezember-Ausgabe 2011 des ISSMGE-Bulletins kann unter

http://www.issmge.org/web/page.aspx? refid=764 abgerufen werden. Sie enthält unter anderem den 25. Bericht von Prof. Jean-Louis Briaud nach 760 Tagen Amtszeit als Präsident der ISSMGE.

ISRM International Society for Rock Mechanics ISRM Young Members’ Presidential Group (YMPG) Der Präsident der ISRM, Prof. Xia-Ting Feng, hat alle nationalen Gruppen der ISRM aufgefordert, jeweils ein junges Mitglied (bis 35 Jahre) in die neu gegründete ISRM Young Members’ Presidential Group (YMPG) zu entsenden. Seitens der DGGT wurde Herr Dr.-Ing. Martin Wittke, WBI – World Wide Engineering Professor Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH, Aachen, als Mitglied benannt. ISRM Newsletter Die Ausgabe Dezember 2011 des ISRM Newsletters kann unter www.isrm.net aufgerufen werden. Prof. Xia-Ting Feng, seit Oktober 2010 amtierender Präsident der ISRM, berichtet in dieser Ausgabe unter anderem über das Modernisierungsprogramm, das die ISRM für die Jahre 2011 bis 2015 aufgelegt hat und welches dazu beitragen soll, die internationale Gesellschaft zu einer zukunftsfähigen Gesellschaft zu entwickeln.

IGS International Geosynthetics Society IGS News In der Dezember-Ausgabe (Nr. 3/2011) der IGS News berichtet IGS-Präsident Dr. Jorge Zornberg über das Bestreben der IGS, die Zusammenarbeit mit internationalen Schwestergesellschaften wie ISSMGE, ISRM, IAEG (International Association for Engineering Geology and the Environment), ICID (International Commission for Irrigation and Drainage) und FedIGS (Federation of International Geo-Engineering Societies) zu verstärken. Ausgabe 3 der IGS News enthält Informationen zu folgenden Veranstaltungen: – 10th International Conference on Geosynthetics – 10ICG (21. bis 25. September 2014) in Berlin (www.10icg-berlin.com – Website in Bearbeitung) – GEOAMERICAS 2012, 2. Pan-American Congress on Geosynthetics (1. bis 4. Mai 2012) in Lima, Peru (www.geo.americas2012.com)

DGGT-Mitteilungen/Persönliches – 5th European Geosynthetics Conference (16. bis 19. September 2012) in Valenzia, Spanien (www.eurogeo5.org) – Geosynthetics Asia 2012/5th Asian Regional Conference on Geosynthetics (10. bis 14. Dezember 2012) in Bangkok, Thailand (www.set.ait.ac.th/ acsig/GA2012/ (Download der IGS News: http://www.geosyntheticssociety.org/ Resources.aspx?pg=Newsletters)

Online-Zugang zur Zeitschrift geotechnik

Die Wiley Online Library (WOL) ist eine der größten wissenschaftlichen Datensammlungen weltweit. Sie enthält 4 Millionen Beiträge aus mehr als 1.500 Fachzeitschriften, etwa 10.000 Bücher (o-books) und Hunderte von Nachschlagewerken, Laborprotokollen und Datenbanken. Die geotechnik ist ebenfalls in WOL integriert. Von der Journal-Homepage aus kann man einfach auf die Inhaltsverzeichnisse der einzelnen Ausgaben zugreifen, interessante Beiträge downloaden, bestimmte Artikel suchen und vieles mehr, z. B. Kontakt zum Editorial Board herstellen. Die Oberfläche ist einfach zu bedienen und erklärt sich fast von allein. DGGT-Mitglieder können kostenlos auf die geotechnik zugreifen. Den direkten Link auf die geotechnik-Seite finden Sie unter www.ernstund-sohn.de/geotechnik. Um alle Funktionen von WOL nutzen zu können, muss man sich vorab bei dem System registrieren. Jedes DGGTMitglied mit bekannter E-Mail Adresse hat hierzu vor der ersten Ausgabe 1/2011 seine Zugangsdaten von Wiley erhalten. Mitglieder, die noch kein Registrationkit bekommen haben oder es verlegt haben, können beim VCHCustomer Service neue Unterlagen anfordern (cs-germany@wiley.com, Tel. 0800 1800536 (innerhalb Deutschlands), +44 (0)1865476721 (außerhalb Deutschlands).

Verkehrssicherheitspreis 2012 des BMVBS Der Bundesminister für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung verleiht einen Verkehrssicherheitspreis an Nachwuchswissenschaftler. Prämiert wird eine wegweisende, anwendungsorientierte Forschungs- und Entwicklungsarbeit zur Verbesserung der Straßenverkehrssicherheit. Der mit 30.000 Euro dotierte Preis zeichnet Arbeiten aus, die Risiken hinsichtlich der Beeinträchtigung der Verkehrssicherheit aufzeigen, fundierte Lösungen anbieten und sich kritisch mit ihrer Verwirklichung auseinandersetzen. Die Arbeiten müssen dem Niveau einer abschließenden Examensarbeit an einer Hochschule entsprechen. Der Abschluss der Arbeit darf nicht länger als zwei Jahre – vom Datum der Einsendung gerechnet – zurückliegen. Der Preis kann nur an Personen oder Personengruppen vergeben werden, die beim Abschluss der Arbeit nicht älter als 45 Jahre waren. Mitarbeiter und Mitarbeiterinnen aus dem Geschäftsbereich des Bundesministeriums für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS) sind nicht teilnahmeberechtigt. Eine Teilung des Preises ist möglich. Über die Vergabe des Preises entscheidet ein vom BMVBS berufenes Preisgericht. Die Preisverleihung soll am 5. Oktober 2012 in Baden-Baden erfolgen. Interessenten können entsprechend abgeschlossene Arbeiten bis zum 31. März 2012 einreichen bei der Bundesanstalt für Straßenwesen, z. Hd. Frau Petra Bauer, Brüderstraße 53, 51427 Bergisch Gladbach, Tel. (02204) 43 182. Bewerbungsunterlagen anfordern: bastaktuell@bast.de oder auf der Homepage der BASt (www.bast.de) Kirsten Laackmann

Persönliches Dr. Leonhard Obermeyer verstorben

Am 28. Dezember 2011 ist der Firmengründer der Obermeyer Planen + Beraten GmbH Dr.-Ing., Dr.-Ing. h.c. Leon-

hard Obermeyer im Alter von 87 Jahren verstorben. Vor mehr als 50 Jahren, am 1. Juli 1958, hatte er die heutige Unternehmensgruppe Obermeyer als 1-Mann-Firma in Krailling bei München gegründet und über die Jahrzehnte hinweg zu einer weltweit agierenden Planungsgesellschaft ausgebaut. Zu den wichtigsten Projekten seines Unternehmens gehören die Generalplanung des Verkehrsbauwerks KarlsplatzStachus im Zentrum Münchens in den 1960er Jahren, die Gesamtplanung großer Teile der U-Bahn München, die Planung von sieben Brücken über die Donau, die Planung der Donnersberger Brücke und der Candid Hangauffahrt in München sowie die Rekonstruktion des Palais am Lenbachplatz in München in den 1980er Jahren. Leonhard Obermeyer wurde 1924 in einer kinderreichen Familie im oberbayerischen Großmehring geboren. Nach der Lehre zum Maurer, der Ausbildung zum Bauingenieur und dem anschließenden Studium des Bauingenieurwesens an der Technischen Hochschule in München, das er 1953 abschloss, gründete er am 1. Juli 1958 das Ingenieurbüro Obermeyer in Krailling. Schon Ende 1960 konnte er bereits 25 Mitarbeiter beschäftigen. Infolge der großen Abhängigkeit zu anderen Disziplinen bei der Planung des Verkehrsbauwerks Karlsplatz-Stachus sowie anderen Planungsaufgaben beschloss Leonhard Obermeyer Anfang der 1970er Jahre, Fachplanungen in die Gesamtplanung einzubinden. Anstatt viele Teilplanungen in einzelnen Fachbereichen anzubieten, sollten Großprojekte fortan aus einer Hand und über alle Gewerke hinweg geplant werden. Dies erforderte eine Erweiterung des Mitarbeiterstamms. 1973 war das Unternehmen bereits auf 245 Mitarbeiter angewachsen. Der Mauerfall 1989 läutete eine Phase mit Gründungen weiterer Niederlassungen in Deutschland mitsamt enormem Mitarbeiteranstieg ein. Das Unternehmen, inzwischen in der Gesellschaftsform „Obermeyer Planen + Beraten GmbH“, war bei zahlreichen Projekten im Rahmen des Ausbaus der Ost-West-Verkehrsinfrastruktur beteiligt. Gleichzeitig begannen die Expansion ins Ausland sowie die weitere Integration von Fachplanern und Architekten, sodass sich die Idee des Gesamtplanungsbüros immer mehr durchsetzte. Nach 48 Berufsjahren übertrug Dr. Leonhard Obermeyer im Dezember 2006 die Obermeyer Holding GmbH seinem Neffen Maximilian Grauvogl als Vorsitzenden der Geschäftsführung.

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Persönliches/Tagungsberichte Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz – 70 Jahre

Am 5. Oktober 2011 beging Prof. Dr.Ing. Klaus Lieberenz seinen 70. Geburtstag. Dieses Jubiläum wurde mit einem in den Räumen der Hochschule für Technik und Wirtschaft Dresden veranstalteten Ehrenkolloquium am 04. November 2011 gewürdigt. Nach dem erfolgreichen Abschluss seines Studiums an der Hochschule für Verkehrswesen „Friedrich-List“ in Dresden im Jahr 1966 begann Klaus Lieberenz seine berufliche Entwicklung bei der Deutschen Reichsbahn in der Abteilung Brücken der Reichsbahndirektion Greifswald. Im Herbst 1967 zog es ihn wieder nach Dresden. Von 1967 bis 1971 war er zunächst Entwicklungsingenieur, anschließend Abteilungsleiter Technologie und stellvertretender Direktor für Technologie und Projektierung beim Verkehrs- und Tiefbaukombinat in Dresden. Ende 1971 bestand die Gelegenheit, wieder zur Deutschen Reichsbahn zu wechseln. Als Mitarbeiter und Themenleiter des Ingenieurbüros für Rationalisierung der Deutschen Reichsbahn war er maßgeblich an der Entwicklung neuer Bauverfahren für den Eisenbahnbau beteiligt. Einen besonderen Stellenwert hatten dabei Bauverfahren unter Anwendung von Geokunststoffen. Im Jahr 1984 erfolgte die Promotion an der Hochschule für Verkehrswesen Dresden auf dem Gebiet der Bodenmechanik zum Thema „Untersuchungen zur Filterstabilität in Entwässerungsanlagen des Bahnkörpers unter Berücksichtigung von Geotextilien“. Ab 1991 war er in der Zentrale der Deutschen Reichsbahn, Zentralstelle Bahnanlagen als Sachgebietsleiter für Erd- und Grundbau beschäftigt. Von Sommer 1992 bis Sommer 1994 leitete er das Büro Dresden der Ingenieurgemeinschaft Prof. Dr.-Ing. R. Floss & Partner. Im Sommer 1994 grün-

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dete er mit Prof. Dr.-Ing. Ulrike Weisemann und Dipl.-Ing. Steffen Müller die GEPRO Ingenieurgesellschaft in Dresden. In dieser Ingenieurgesellschaft ist Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz bis heute als beratender Ingenieur tätig. Im Jahr 1992 wurde die Hochschule für Technik und Wirtschaft gegründet und Klaus Lieberenz 1993 zum Professor für Eisenbahnbau berufen. In seinem Lehrbereich konnte er die Tradition der ehemaligen Hochschule für Verkehrswesen zum großen Teil weiterführen. Zur Umsetzung der praxisbezogenen Lehre und Forschung baute er an der Hochschule für Technik und Wirtschaft Dresden das Labor Eisenbahnbau auf. In diesem Labor wurden und werden zahlreiche Forschungsthemen zu den Problemen der konstruktiven Gestaltung von Eisenbahnverkehrswegen unter Beachtung des Einflusses der Unterbauverhaltens, zur Anwendung von Geokunststoffen sowie zu Oberbauelementen von Schienenfahrwegen bearbeitet. Besonderes Augenmerk liegt dabei auf dem komplexen Zusammenwirken des Systems aus Oberbau, Unterbau und Untergrund. Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz kann neben seiner Tätigkeit als Gutachter bei wichtigen Bauvorhaben der DB AG auch auf eine umfangreiche nationale und internationale Vortrags- und Schulungstätigkeit bei Tagungen und Kongressen verweisen. Er ist außerdem Mitautor für grundlegende Bücher im Eisenbahnbau. Hier sei beispielhaft das Fachbuch „Handbuch Erdbauwerke der Bahnen“ zu nennen, das 2004 im Eurailpress Verlag erschienen ist. Das am 4. November 2011 durchgeführte Ehrenkolloquium wurde von Prof. Dr.-Ing. Ulrike Weisemann moderiert. Die Glückwünsche der Hochschulleitung überbrachte Prof. Dr.-Ing. Hannes Neumann, der über viele Jahre Rektor der HTW Dresden war. Eine sehr persönliche Rückschau auf das gemeinsame Arbeitsleben wurde außerdem von seinem langjährigen Kollegen und Weggefährten Prof. Dr.-Ing. habil. Claus Göbel gebracht. Das Ehrenkolloquium bot neben dem fachlichen Teil auch genügend Raum zum Wiedersehen und zum Erfahrungsaustausch. Wir wünschen Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz weiterhin viel Schaffenskraft bei seinen vielfältigen fachlichen Aktivitäten, viel Glück und vor allem Gesundheit. Prof. Dr.-Ing. Ulrike Weisemann Hochschule für Technik und Wirtschaft Dresden

Tagungsberichte 1. Wiener U-Bahn-Tagung Es gibt viele Städte, die über ältere und größere U-Bahnnetze als Wien verfügen. Wien hat jedoch in einer relativ kurzen Zeit das U-Bahnnetz zügig auf rund 75 km ausgeweitet, und der weitere Ausbau ist im Gang. Über die Leistungen der beteiligten Fachleute (Bauherr, Planer, Ausführende, Betreiber) wurde bei in- und ausländischen Fachveranstaltungen immer wieder berichtet. Eine eigene Veranstaltung mit dem Schwerpunktthema Wiener U-Bahn gab es jedoch bisher nicht. Diese Lücke wurde nach 43 Jahren mit der 1. Wiener U-Bahn-Tagung geschlossen. Rund 160 Teilnehmer konnten die Veranstalter am 3. November 2011 im frisch renovierten Festsaal des Österreichischen Ingenieur- und Architektenvereins (ÖIAV) begrüßen. Die 1. Wiener U-Bahn-Tagung wurde vom Institut für interdisziplinäres Baumanagement der TU Wien und den Wiener Linien GmbH & Co KG initiiert und diente dem Gedankenaustausch zwischen Wissenschaft und Praxis über die Vergangenheit und die Zukunft des U-Bahnbaus in Wien. In zehn Fachreferaten gaben die Vortragenden einen guten Überblick über Fragestellungen und Lösungen, die bei Planung, Bau und Betrieb des Wiener UBahnnetzes auftreten. In den ersten Präsentationen wurden die Bedeutung der U-Bahn für die Stadt und den öffentlichen Personennahverkehr, die Finanzierung der U-Bahn, die zukünftigen Verkehrsplanungen und die nächste Ausbauphase behandelt. Dabei wurde deutlich, dass die U-Bahn in Wien nicht nur erheblich zur innerstädtischen Mobilität beiträgt, sondern auch für die Stadtentwicklung wichtige Impulse setzt. Die UBahnstrecken sind sozusagen die Lebensadern der Stadt. Und da die Wiener „ihre U-Bahn lieben“ und häufig nutzen, wird intensiv an der Umsetzung der vierten Ausbauphase gearbeitet. Hierzu gehört auch die in Bau befindliche Verlängerung der U2 nach Aspern, mit denen sich die anschließenden Vorträge befassten. So wurde über die Architektur der neuen als Hochbahn ausgeführten Strecke und die Bauausführung in verschiedenen Abschnitten berichtet. Bei der Verlängerung der Linie 2 wird sichtbar, dass der U-Bahnausbau die Stadtentwicklung nach sich zieht. Am künftigen Endpunkt der Linie entsteht mit der so genannten Seestadt ein komplett neues Stadtviertel mit Wohnungen, Büro- und Gewerbeflächen.

Tagungsberichte/CBTR-Nachrichten

Bild 1. Wiener U-Bahn-Tagung im frisch renovierten Festsaal des Österreichischen Ingenieur- und Architektenvereins (Foto: ibpm)

Nach interessanten Erläuterungen zur Betriebstechnik gab es mit den beiden letzten Vorträgen noch einen kleinen geotechnischen Schwerpunkt. Ein Schnelldurchgang durch 40 Jahre UBahnbau zeigte eindrucksvoll auf, wie sich die Verfahren des Spezialtiefbaus und des Tunnelbaus in dieser Zeit entwickelt haben. Aber auch in Zukunft wird der innerstädtische Tunnelbau innovative Lösungen erfordern, und schon bei der anstehenden Verlängerung der U1 werden neue geotechnische Herausforderungen zu meistern sein. Eine Exkursion zur U-Bahnstation Aspernstraße sowie zu den Bauabschnitten der U2-Verlängerung in die Seestadt am Folgetag ergänzte die Vortragsveranstaltung. Am Ende konnte o. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Hans Georg Jodl auf eine erfolgreiche Tagung zurückblicken, die von Fachleuten aus Praxis und Wissenschaft gut angenommen wurde. Der gelungene Auftakt macht Lust auf mehr, und so wird bereits für 2013 die zweite Wiener U-Bahn-Tagung geplant. Dr.-Ing. Helmut Richter

2. RuhrGeo Tag: Eurocode 7 Der RuhrGeo Tag wird gemeinsam von den Professuren: – Lehrstuhl für Grundbau, Boden- und Felsmechanik, Ruhr-Universität Bochum, Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz – Lehrstuhl für Baugrund-Grundbau, Technische Universität Dortmund, Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler – Lehrstuhl für Geotechnik, Universität Duisburg-Essen Prof. Dr.-Ing. Eugen Perau

– Lehrstuhl für Geotechnik, Bergische Universität Wuppertal, Prof. Dr.-Ing. Matthias Pulsfort durchgeführt und findet abwechselnd an einem der vier Hochschulstandorte statt. Nach dem erfolgreichen Auftakt 2010 fand der 2. RuhrGeo Tag am 24. März 2011 in Dortmund statt und war mit 275 Teilnehmern sehr gut besucht. Der 2. RuhrGeo Tag war der zukünftigen Normengeneration in der Geotechnik mit dem Schwerpunkt Eurocode 7, Teil 1 und Teil 2 gewidmet. Mit dem Schreiben vom 25. August 2010 informierte die Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz über die bauaufsichtliche Einführung der Eurocodes. Das erste Paket, zu dem unter anderem auch der Eurocode 7 gehört, soll zum 1. Juli 2012 verbindlich angewendet werden. Es wird voraussichtlich eine Stichtagslösung geben. Dies zwingt die Praxis, sich rechtzeitig mit den neuen Regelungen auseinanderzusetzen. Ziel des 2. RuhrGeo Tags war, über die zukünftigen Regelungen und deren Anwendung in Beispielen zu informieren. In drei Beiträgen stellten die Kollegen Kempfert, Stölben sowie Linder die Normenhandbücher Eurocode 7, Teil 1, Eurocode 7, Teil 2 sowie die europäischen Ausführungsnormen im Spezialtiefbau vor. Ergänzend ging Prof. Richter auf die aus deutscher Sicht wichtigen Berechnungsnormen ein. Die Schnittstelle zur Bemessung im Beton- sowie im Stahlbau war Gegenstand von zwei weiteren Beiträgen der Kollegen Pulsfort und Kalle. Die Kollegen Barth, Wehr und Braun von Bilfinger Berger sowie Sand von Züblin berichteten aus Sicht der Praxis zum einen über die Anwen-

dung des Eurocode 7 bei Pfählen und zum anderen über die Bemessung einer Baugrubenwand. Die in den letzten Jahren immer bedeutender gewordenen numerischen Berechnungen waren Gegenstand der Vorträge der Kollegen Perau und Schanz. Ein Ehrenplatz außerhalb des Hauptthemas war für die Preisträgerin der Jessberger Medaille, Frau Nina Müthing, reserviert. Sie erhielt diese Auszeichnung als Anerkennung für ihre Diplomarbeit mit dem Titel „Experimental and numerical slope stability analysis considering initial and hydraulic boundary conditions”. Mit der Jessberger-Medaille, die vom Förderverein des Lehrstuhls für Grundbau, Boden- und Felsmechanik der Ruhr-Universität Bochum erstmalig vergeben wurde, sollen besondere wissenschaftliche Leistungen, die an dem Lehrstuhl für Grundbau, Boden- und Felsmechanik der Ruhr-Universität Bochum erbracht werden, honoriert werden. Alle Beiträge liegen in schriftlicher Form als Heft 30 der Schriftenreihe des Lehrstuhls Baugrund-Grundbau der Technischen Universität Dortmund vor und können am Lehrstuhl (E-Mail: barbara.stueke@tu-dortmund.de) zum Preis von 30,00 Euro bezogen werden. Die nächste Veranstaltung findet turnusgemäß am 29. März 2012 in Wuppertal statt und widmet sich dem innerstädtischen Tunnelbau und dem Spezialtiefbau. Prof. Dr.-Ing. Achim Hettler

CBTR-Nachrichten CBTR-Kurzmeldungen Februar 2012 Neues Standardwerk auf dem Markt Ein Standardwerk aus der Feder eines „CBTR-Aktivisten“ ist neu in den Regalen der Buchhandlungen: Prof. Dr.-Ing. Dr.-Ing. E.h. Rudolf Floss (Foto), wissenschaftlicher Beirat des CBTR und Träger des CBTR-Tiefbaurechtspreises, hat einen neuen Kommentar und Leitlinien zu den ZTV E-StB herausgegeben. Das neue Buch trägt dem Umstand Rechnung, dass das zuständige Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung im Juli 2009 die „Zusätzlichen Technischen Vertragsbedingungen und Richtlinien für Erdarbeiten im Straßenbau“ in einer Neuausgabe be-

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CBTR-Nachrichten kanntgemacht hat. Damit wurde eine grundlegende Überarbeitung des seit über 30 Jahren in der Praxis etablierten Kommentarhandbuchs zu den ZTV-EStB nötig. Mit Prof. Dr.-Ing. Rudolf Floss hat diese Neubearbeitung eine Koryphäe auf diesem Gebiet übernommen. Die Neuregelungen in der ZTV werden im gesamtheitlichen Zusammenhang mit der innovativen technischen Weiterentwicklung und im Einklang mit dem nationalen und europäischen technischen Normenwerk sowie den Vertrags- und Vergaberegelungen erläutert. Das Buch begleitet nicht nur Straßenbauer sondern auch Juristen von der Entwurfsplanung bis zur Mängelhaftung nach Abschluss der Bauausführung als Orientierungshilfe bei der Entscheidungsfindung. Das „Handbuch ZTV E-StB“ ist in der vierten Auflage erschienen im Kirschbaum-Verlag, hat 723 Seiten und kostet 87 Euro.

Neues Standardwerk in Arbeit Ein weiteres Standardwerk aus der Feder des CBTR-Autorenkreises geht in die nächste Auflage: Unter der Federführung von wissenschaftlichem Beirat und Tiefbaurechtspreisträger Prof. Dr. jur. Klaus Englert, der zusammen mit Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach und Prof. Dr. jur. Gerd Motzke als Herausgeber fungiert, sind die Arbeiten für die dritte Auflage des „Großkommentars zur VOB Teil C“ angelaufen. Rund 120 Autoren, eine ganze Reihe davon aus dem Mitgliederkreis des CBTR, werden die Normen der VOB/C wieder jeweils aus technischer und rechtlicher Warte fachkundig kommentieren. Die Redaktion, bestehend aus den Rechtsanwälten Andrea Pflügl, Dr. jur. Bastian Fuchs und Dr. jur. Günther Schalk, ist derzeit mit den Vorarbeiten beschäftigt. Der Erscheinungstermin hängt letztlich davon ab, wann heuer im Jahreslauf die neue Ausgabe der VOB/C an sich inhaltlich feststeht. In einigen Normen zeichnen sich bereits umfangreiche Änderungen und Neuerungen an, welche die Neuauflage zeitnah aufgreifen und kommentieren wird. Der VOB/C-Kommentar erscheint bei den Verlagen Beck und Beuth und wird voraussichtlich im Herbst 2012 am Markt sein. RA Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und Architektenrecht, Schrobenhausen

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§ Das aktuelle Urteil § BGH: Auftraggeber braucht „übliche“ Schadstoffe im Boden nicht auszuschreiben Der Boden – der Baugrund – ist ein Baustoff, den regelmäßig der Auftraggeber für ein Bauvorhaben beistellt. Nicht zuletzt aus diesem Grund ist der Auftraggeber auch verantwortlich für das, was in „seinem“ Boden steckt, er muss ihn erkunden lassen und den Baufirmen, die den Baugrund bearbeiten sollen, die entsprechenden Informationen auch weitergeben. Für die öffentlichen Auftraggeber regelt dies die VOB/A sogar ausdrücklich: Der Auftraggeber muss insbesondere die Bodenverhältnisse im Rahmen der Vergabe eines Bauauftrags vorgeben, damit die Bieter sicher und ohne umfangreiche eigenen Voruntersuchungen kalkulieren können, ohne ein ungewöhnliches Risiko übernehmen zu müssen. Auch die Abschnitte 0 in den Normen der VOB/C postulieren dies. Konsequent sagt die Rechtsprechung: Ein Bieter darf die Leistungsbeschreibung eines öffentlichen Auftraggebers „VOB-konform“ auslegen – das heißt: Er darf davon ausgehen, dass der Ausschreibende seinen Verpflichtungen aus den Teilen A und C der VOB ordnungsgemäß nachgekommen ist. Damit ist eines für den Bieter klar: Was nicht ausgeschrieben ist im konkreten Fall, gemäß den Vorgaben aus der VOB aber in den Vergabeunterlagen anzugeben gewesen wäre, muss der Bieter auch nicht einkalkulieren. Das gilt grundsätzlich natürlich auch für Schadstoffe im Baugrund. Schreibt der Auftraggeber nicht aus, dass ein Boden belastet ist, darf der Bieter davon ausgehen, dass der Boden schadstofffrei ist. Mit einer aktuellen Entscheidung (Urteil vom 22.12.2011, VII ZR 67/11) hat der Bundesgerichtshof (BGH) jetzt diese Systematik durcheinandergewirbelt. Folgender Fall lag zu Grunde: Ein öffentlicher Auftraggeber ließ eine Ortsdurchfahrt neu bauen. Die Ausschreibung enthielt keinerlei Angaben zur Bodenbeschaffenheit, insbesondere fand sich kein Hinweis, dass im Boden Schadstoffe zu finden wären. Tatsächlich fand der beauftragte Bauunternehmer bei der Ausführung einen – wenn auch gering – belasteten Boden vor. Entsprechend machte er Mehrvergütungsansprüche für die Deponierung in Höhe von rund 100.000 Euro geltend. Zu Recht, meinte noch das OLG Koblenz in der Berufungsinstanz (Urteil vom 24.02.2011, 2 U 777/09). Es hatte unter anderem eine Bieterumfrage gestartet und das Ergebnis erhalten, dass alle befragten Bieter unter den gegebenen Voraussetzun-

gen der Ausschreibung von einem unbelasteten Boden ausgegangen wären. Der BGH sah dies – überraschend – jedoch anders: Grundsätzlich sei der öffentliche Auftraggeber in der Tat gehalten, ihm mögliche und zumutbare Angaben zur Kontamination eines zum Aushub und zur Weiterverwendung vorgesehenen Bodens zu machen. Ein Unterlassen solcher Angaben könne die Auslegung eines Vertrags dahingehend rechtfertigen, dass eine Bodenkontamination nicht gegeben sei. Soweit, so gut. Das entspricht bis hierhin ja auch der bisherigen Rechtsprechungslage. Im zweiten Leitsatz der Entscheidung relativiert der BGH die Vorgaben allerdings zu Lasten der Bauunternehmen: Ein ausdrücklicher Hinweis auf die Kontaminierung des Bodens sei „nicht notwendig, wenn diese sich aus den Umständen klar und eindeutig ergibt, weil der im Leistungsverzeichnis beschriebene Boden regelmäßig kontaminiert ist“. Im vorliegenden Fall handelte es sich um einen Boden unterhalb einer teerhaltigen Asphaltschicht. Nach dem Wortlaut der Leistungsbeschreibung sei der Aushub des jeweilig vorgefundenen Bodens geschuldet. Da der Auftraggeber den Boden nicht im Detail beschrieben habe, komme keine Vollständigkeitsoder Richtigkeitsvermutung in Frage. Es komme daher darauf an, ob sich aus den übrigen Umständen eine Einschränkung dahingehend ergebe, dass der Bodenaushub nicht von der Vergütung erfasst sei. Sobald sich aus der Leistungsbeschreibung unter Berücksichtigung aller Umstände klar und eindeutig ergebe, dass ein bestimmtes Leistungsdetail Gegenstand der Preisvereinbarung ist, müsse es der Auftraggeber nicht ausdrücklich in den Verdingungsunterlagen erwähnen. Im vorliegenden Fall ergebe sich die Tatsache, dass der Boden kontaminiert sei, „klar aus den übrigen Umständen“. Somit sei die Bewältigung auch des kontaminierten Bodens hier auch im Vertragspreis enthalten, da nach der zweifelhaften Feststellung eines Sachverständigen in den Vorinstanzen Bodenschichten unter einer alten Asphaltdecke „in der Regel“ belastet seien. Für Bauunternehmer bedeutet dieses Urteil eine weitere Warnlampe, die immer dann aufblinken sollte, wenn ein Auftraggeber den Boden wie hier nicht oder nur ansatzweise ausreichend beschreibt. In einem solchen Fall ist dem Bieter dringend zu empfehlen, schon vor der Angebotslegung beim Auftraggeber nachzufragen nach den Bodenverhältnissen – auch wenn das hier vorgestellte des BGH sicherlich sehr kritisch zu hin-

CBTR-Nachrichten/Dissertationen 2011 terfragen sein wird. Andernfalls läuft die Baufirma Gefahr, mit Mehrvergütungsansprüchen eine Bauchlandung zu erleiden. RA Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und Architektenrecht, Schrobenhausen

Sie wollen Mitglied werden oder haben Fragen zum CBTR? CBTR e.V. Spitalgasse 3 86529 Schrobenhausen Tel.: (0 82 52) 90 97 42 Fax: (0 82 52) 90 97 43 kontakt@cbtr.de www.cbtr.de

Dissertationen 2011 Matthias Schallert, Technische Universität Braunschweig

ge der dynamischen Prüfverfahren wurde ein strukturintegrierbarer Sensorträger entwickelt und experimentell untersucht. Die Eignung der faseroptischen Mikrodehnungsaufnehmer für diese geotechnischen Anwendungen bei dynamischer und statischer Beanspruchung und der Nutzen einer erweiterten Pfahlinstrumentierung konnten nachgewiesen werden. Die wissenschaftlichen Ergebnisse der Modellversuche wurden bei Untersuchungen an Fertigpfählen aus Stahlbeton in Feldversuchen verifiziert. Es wurde gezeigt, dass die Einbettung der Aufnehmer im Pfahl an geotechnisch relevanten Stellen eine aussagekräftigere Analyse ermöglicht. Die zusätzlichen Messinformationen können zukünftig als Eingangsgrößen für Berechnungsmodelle und zu deren Optimierung dienen. Heft Nr. 93, Institut für Grundbau und Bodenmechanik, Technische Universität Braunschweig Univ.-Prof. Dr.-Ing. Joachim Stahlmann, 24. Januar 2011

Linard Cantieni, Eidgenössische Technische Hochschule Zürich

Faseroptische Mikrodehnungsaufnehmer für die Bewertung der Struktur von Betonpfählen

Spatial effects in tunnelling through squeezing ground

Pfahlschäden und fehlende allgemeingültige Methoden zur exakten Vorausberechnung des Tragverhaltens erfordern Maßnahmen zur Qualitätssicherung von Betonpfählen. Zur Strukturanalyse werden hauptsächlich die Low-Strain-Integritätsprüfung und zur Tragfähigkeitsanalyse das High-Strain-Verfahren sowie die statische Probebelastung eingesetzt. Die dynamischen Verfahren basieren auf der Theorie der 1D-Wellenausbreitung und der Messung der durch Stoßbelastung erzeugten Geschwindigkeit und Dehnung im Pfahlkopfbereich. Auf Basis hochauflösender extrinsischer Fabry-Perot-Interferometer-Sensoren wurde aufgrund spezieller Vorteile gegenüber konventionellen Dehnungssensoren ein faseroptischer Mikrodehnungsaufnehmer für die Einbettung in Betonpfähle und die Anforderungen der dynamischen und statischen Pfahlprüfung entwickelt. Durch experimentelle Untersuchungen an Betonproben und Modellpfählen wurden die Grundlagen zur Übertragung der Messinformation vom Beton auf den Sensor geschaffen. Eine neuentwickelte Art der Oberflächenapplizierung der Sensoren auf metallischen Sensorträgern ermöglicht die zuverlässige Dehnungsübertragung. In Abhängigkeit der Eigenschaften des Betons und der Wellenausbreitungsvorgän-

Eine große Problematik beim Tunnelbau besteht durch große, allseitig auftretende und lang anhaltende Verformungen des Hohlraums (druckhaftes Gebirge). Auf den ausgebauten Tunnel wirkt der so genannte echte Gebirgsdruck, der ihn zerstören kann oder aber aufwändige Nachprofilierungsarbeiten zur Folge haben kann. Während des Tunnelvortriebs überlagern sich im Ortsbrustbereich Vorgänge verschiedener Natur. Spannungsumlagerungen, damit verbundene Konsolidierungsvorgänge beim Vorhandensein von Gebirgswasser und rheologisches Materialverhalten, prägen die entstehenden Verformungen bzw. – bei deren Behinderung – die entstehenden Drücke auf den Ausbau. Die Fachliteratur beschäftigt sich schon seit Jahrzehnten mit dem Schlüsselproblem des druckhaften Gebirges. Die Interaktion zwischen dem Tunnelausbau und dem Gebirge wird heutzutage ansatzweise verstanden als Modellgrundlage des ebenen Verformungszustands. Die räumlichen Vorgänge im Ortsbrustbereich können jedoch naturgemäß damit nicht erfasst werden. Dreidimensionale numerische Untersuchungen wurden vor allem im Zusammenhang mit der Entwicklung einer ebenen Theorie zur Lösung von räumlichen Problemen und zur Beantwortung von projektspezifi-

schen, nicht allgemein gültigen Fragestellungen, durchgeführt. Untersuchungen grundlegender Natur zum Einfluss auf das Kräftespiel der räumlichen Spannungsumlagerungen im Ortsbrustbereich sind nur spärlich vorhanden. Die Arbeit analysiert die heute noch wenig verstandenen räumlichen Vorgänge bei Tunnelvortrieben in druckhaftem Gebirge, zeigt deren Auswirkung auf die Sicherungsmaßnahmen qualitativ auf und erfasst diese quantitativ. Prof. Dr. Georgios Anagnostou, 25. Januar 2011

Steffen Kinzler, Technische Universität Hamburg-Harburg

Zur Parameteridentifikation, Entwurfsund Strukturoptimierung in der Geotechnik mittels numerischer Verfahren In der Arbeit werden die Grundlagen numerischer Optimierungsverfahren dargestellt. Neben der Definition des Optimierungsproblems und der Darstellung von Lösungskonzepten und Optimalitätsbedingungen werden problemspezifische Lösungsverfahren eingeführt. Auf dieser Grundlage wird ein multikriterielles Optimierungsverfahren in Form eines Evolutionären Algorithmus implementiert und im Weiteren für die Optimierung geotechnischer Fragestellungen eingesetzt. Die optimale Auffindung von Modellparametern stellt ein inverses Problem dar. Die Charakteristika werden herausgearbeitet und die Parameteridentifikation für ein linear elastisches, ein elastoplastisches und ein hypoplastisches Stoffmodell auf Grundlage von Elementversuchen durchgeführt. Anhand der erzielten Ergebnisse werden Aussagen zur Gültigkeit, Sensitivität und Eindeutigkeit der betrachteten Stoffmodelle formuliert. Für die Entwurfsoptimierung wird ein Konzept entwickelt, welches auf den Entwurf einer Flachgründung sowie einer kombinierten Pfahl-Plattengründung angewandt wird. Dabei kommen sowohl mono- als auch multikriterielle Lösungskonzepte unter unterschiedlicher Zielsetzung zum Tragen. Die erzielten Ergebnisse stellen fundierte Datengrundlagen der betrachteten Probleme dar, quantifizieren Potentiale und repräsentieren somit Entscheidungskriterien im Hinblick auf unterschiedliche Entwurfsvarianten. Die Adaption der Strukturoptimierung auf geotechnische Probleme bildet den Abschluss der Arbeit. Diese erfolgt dabei unter Einsatz der geometrischen

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Dissertationen 2011 Formoptimierung, der zustandsabhängigen elementweisen Materialtransition und der Topologieoptimierung. Auf diese Weise wird eine optimale Entwurfsfindung ohne anwenderspezifische Vorgaben ermöglicht. Die Anwendung numerischer Optimierungsverfahren auf geotechnische Fragestellungen konnte erfolgreich durchgeführt werden. Der erhöhte Aufwand, der durch die Parametrisierung und die gesteigerten Anforderungen an die Rechenleistung entsteht, wird durch die hohe Effizienz der ermittelten Lösungen hinsichtlich der definierten Entwurfsziele aufgewogen. Die auf Grundlage einer Optimierung erhaltenen Ergebnisse können zum Vergleich unterschiedlicher Konstruktionen unter Einhaltung der Randbedingungen ebenso verwendet werden wie zur Visualisierung der Lösungssensitivitäten hinsichtlich der Parameter oder zur Ableitung von Entwurfs- bzw. Modellierungsregeln. Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 31. Januar 2011

Viktoria Schwarz, Technische Universität Kaiserslautern

Mechanisches Verhalten eines teilgesättigten Tons: Experimentelle Untersuchungen, Stoffmodell und Implementierung In der Arbeit wird ein elasto-plastisches Stoffmodell für einen ausgeprägt plastischen, teilgesättigten Kaolinit-Ton entwickelt. Abweichend von den aus der Literatur bekannten Stoffmodellen sollten Änderungen von Zustandgrößen unmittelbar erfassbar sein. Der Einfluss der Zustandsgrößen Anfangsporenzahl, -sättigungsgrad, Temperatur, Konsolidierverhältnis sowie des Spannungsniveaus wurde anhand einer Reihe aufwändiger Versuche in einem neu entwickelten Triaxialgerät untersucht. Das Gerät ist in der Lage, die Saugspannung während des Versuchs sowohl zu messen als auch zu regeln. Zur genaueren Erfassung der Volumendehnung ist die Zelle doppelwandig konstruiert. Die Versuche dienten hauptsächlich der Ermittlung deviatorischer Versagenszustände. Der Einfluss sämtlicher Zustandgrößen auf die Grenzfläche des Stoffmodells wurde für den vorliegenden Kaolinit mittels eines Separationsansatzes berücksichtigt. Das Stoffmodell wird in Invariantenform aufgestellt. Kohäsion und Anfangssaugspannung gehen unmittelbar durch eigene Terme ein. Das Verhalten im elastischen Bereich wird durch Kompressions- und Schubmodul

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gesteuert, die von den Zustandsgrößen abhängen. Das volumetrische Verhalten ist durch eine Kappenfunktion erfasst, die an die deviatorische Grenzfläche anschließt. Das entwickelte Stoffmodell wurde mittels der Schnittstelle UMAT in das FE-Programmsystem Abaqus implementiert. Zur Validierung des Modells wurden mehrere Laborversuche simuliert. Anschließend wurde eine geotechnische Problemstellung in Form einer Flachgründung untersucht, und die maximal aufnehmbare Spannung bei Aufsättigung durch Beregnung des Bodens aufgezeigt. Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, 1. März 2011

Ali Nasekhian, M.Sc., Institut für Bodenmechanik und Grundbau der Technischen Universität Graz

Application of Non-probabilistic and Probabilistic Concepts in Finite Element Analysis of Tunnelling In dieser Arbeit wird eine Methodik zur Berücksichtigung von Unsicherheiten bzw. Unschärfen von Eingangsparametern für numerische Analysen in der Geotechnik vorgestellt. Im Bereich der Geotechnik sind aus Sicht der praktischen Ingenieursarbeit vor allem die non-probabilistischen oder unpräzisen Methoden interessant, deren Theorie in den letzten zwei Jahrzehnten eine rasante Entwicklung erfahren hat. Insbesondere die Anwendung von Random Sets in Kombination mit der Finite Elemente Methode hat sich für praktische Aufgabenstellungen als zukunftsträchtig erwiesen. Mitteilungsheft der Gruppe Geotechnik Graz (Hrsg.: M. Dietzel, S. Kieffer, W. Schubert, H.F. Schweiger), Heft 21, Graz 2011 Prof. Helmut F. Schweiger, März 2011

and to satisfy approval requirements for a complex hydropower development, it is imperative at planning stage, that the conceptual development contemplates a wide range of influencing design factors and ensures appropriate consideration of all related aspects. Since the majority of technical and economical parameters that are required for detailed and final design cannot be precisely determined at early planning stages, crucial design parameters such as design discharge and hydraulic head have to be examined through an extensive optimisation process. One disadvantage inherent to commonly used deterministic analysis is the lack of objectivity for the selection of input parameters. Moreover, it cannot be ensured that the entire existing parameter ranges and all possible parameter combinations are covered. Probabilistic methods utilise discrete probability distributions or parameter input ranges to cover the entire range of uncertainties resulting from an information deficit during the planning phase and integrate them into the optimisation by means of an alternative calculation method. The investigated method assists with the mathematical assessment and integration of uncertainties into the rational economic appraisal of complex infrastructure projects. The assessment includes an exemplary verification to what extent the Random Set Theory can be utilised for the determination of input parameters that are relevant for the optimisation of hydropower projects and evaluates possible improvements with respect to accuracy and suitability of the calculated results. Veröffentlichungen des Instituts für Geotechnik der TU Bergakademie Freiberg (Heft 2011-3) sowie on-line http://nbn-resolving.de/urn:nbn:de:bsz: 105-qucosa-71564 Prof. Dr. Herbert Klapperich, 25. Mai 2011

Marx Ferdinand Ahlinhan, Leibniz Universität Hannover

Matthias Beisler, TU Bergakademie Freiberg

Untersuchungen zur inneren Erosionsstabilität nichtbindiger Böden

Modelling of input data uncertainty based on random set theory for evaluation of the financial feasibility for hydropower projects

Die Arbeit befasst sich mit der Bewertung der inneren Erosionsstabilität nichtbindiger Böden. Bei dieser Bewertung muss nachgewiesen werden, dass der Erdstoff geometrisch oder ggf. hydraulisch stabil ist. Zur Bestimmung der geometrischen Stabilität eines Erdstoffs existieren zahlreiche Kriterien, die allerdings die Körnungslinie sowie die Lagerungsdichte des nichtbindigen Erdstoffs nicht ausreichend berücksichtigen, so

The design of hydropower projects requires a comprehensive planning process in order to achieve the objective to maximise exploitation of the existing hydropower potential as well as future revenues of the plant. For this purpose

Dissertationen 2011 dass eine allgemeine Anwendung bisher nicht als abgesichert gilt. Weiterhin liegen bisher keine ausreichend abgesicherten Erkenntnisse zur Größe der kritischen Gradienten abhängig von verschiedenen Parametern vor, insbesondere bei fluvialen Sedimenten, die durch weitgestufte und intermittierend gestufte Erdstoffe geprägt sind. Zur Untersuchung des Einflusses der Körnungslinie, der Lagerungsdichte und der Strömungsrichtung auf die Erosionsstabiltät wurden experimentelle Untersuchungen mit stabilen und mit instabilen nichtbindigen Böden durchgeführt. Es wurden spezielle Versuchsaufbauten für die vertikale sowie für die horizontale Durchströmung entwickelt, in denen die Erdstoffe unter Wasser eingerieselt, verdichtet und vertikal oder horizontal durchströmt wurden. Die Erosionserscheinung wurde visuell beobachtet, beschrieben und die dazugehörigen kritischen Gradienten wurden gemessen. Die Untersuchungen ergaben, dass die Körnungslinie, die Lagerungsdichte sowie die Richtung der Durchströmung die innere Erosionsstabilität beeinflussen. Es wurde festgestellt, dass die Ungleichförmigkeitszahl zur Bewertung der inneren Erosionsstabilität nicht ausreichend ist. Deshalb wurde ein Instabilitätsindex auf Basis der Auftrennung eines Erdstoffs in Grob- und Feinfraktion eingeführt. Aufgrund der Untersuchungsergebnisse wurden Bemessungsdiagramme zur Bewertung der Instabilität infolge der Durchströmung und zur Bestimmung der kritischen horizontalen und vertikalen Gradienten entwickelt. Heft 72 der Mitteilungen des Instituts für Geotechnik der Leibniz Universität Hannover Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus, 1. Juni 2011

Peter, Rosner, RWTH Aachen

Der Grubenwasseranstieg im Aachener Südlimburger Steinkohlenrevier – eine hydrogeologisch-bergbauliche Analyse Im Aachener und Südlimburger Steinkohlenrevier wurde nach Stilllegung der letzten Grube die bergbauliche Wasserhaltung endgültig eingestellt. Der Grubenwasseranstieg erstreckt sich über eine Fläche von rd. 490 km² auf deutschem und niederländischem Staatsgebiet. Der Ablauf des Grubenwasseranstiegs in einem Steinkohlenrevier wird von vielen sich gegenseitig beeinflussenden bergbaulichen und hydrogeologischen Faktoren geprägt. Neben der Ausdehnung der Grubenbaue und der Ver-

bindung der bergbaulich geschaffenen Hohlräume untereinander sind vor allem die natürlichen und die durch den Bergbau hervorgerufenen Wechselwirkungen zwischen dem Steinkohlengebirge und dem überlagernden Deckgebirge maßgebliche Faktoren. In dieser Arbeit sind der Verlauf des Grubenwasseranstiegs im Untersuchungsgebiet dokumentiert und die bergbaulichen sowie geologisch-hydrogeologischen Randbedingungen dieses Grubenwasseranstiegs in einem Modell des Untergrundaufbaus zusammengestellt. Darauf aufbauend werden einerseits die für den Verlauf des Grubenwasseranstiegs relevanten bergbaulichen und hydrogeologischen Faktoren und deren Veränderlichkeit aufgezeigt. Andererseits werden die aus den Wechselwirkungen zwischen Steinkohlen- und Deckgebirge resultierenden Einwirkungen auf die Geschwindigkeit des Grubenwasseranstiegs, die Entwicklung des Grubenwasserchemismus, die Ausbildung einer „Süßwasserkappe“, die Ausgasung des Grubengebäudes, die Entwicklung von Bodenhebungen sowie die Veränderung von Druckhöhen und Wasserqualitäten in Grundwasser führenden Deckgebirgsschichten dargestellt. Die Vorgänge und Erkenntnisse sind von grundsätzlicher Natur und sind auch für die Aufstellung eines auf die wesentlichen Einflussfaktoren optimierten Monitoringsystems in anderen Steinkohlenrevieren von Bedeutung. http://darwin.bth.rwth-aachen.de/ opus3/volltexte/2011/3741/ Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Kurt Schetelig, 26. Juni 2011

Anastasia Blioumi, Universität Innsbruck

On linear-elastic cross-anisotropic rock Gesteine, die aus parallelen Schichten bestehen, sind quer-anisotrope Materialien. Die Disseration beschreibt eine neue Näherungslösung zur Bestimmung der Eigenschaften solcher Materialien, basierend auf HohlraumaufweitungsVersuchen. Daten aus Radialpressversuchen dienen der inversen Analyse des Problems. Wenn der innere Druck, der Radius des Hohlraums, die Orientierung der Schieferung und die Verschiebungen bekannt sind, ergibt die Näherungslösung Materialparameter-Kombinationen, die die gemessenen Verschiebungen gut abbilden. Die Lösung ist jedoch nicht eindeutig. Dreidimensionale Finite ElementeModellierung wird in dieser Arbeit verwendet, um Hohlraumaufweitung in linear-elastischem, quer-anisotropem Ge-

stein zu simulieren. Eine numerische Untersuchung wird durchgeführt, um das Modell richtig zu etablieren (Randbediengungen, Größe des Diskretisierungsbereichs usw.) und die möglichen Einflussgrößen (z. B. Genauigkeit der Bestimmung der Schieferungsorientierung) zu beurteilen. Die Ergebnisse der Feldmessungen werden dann mit den numerisch berechneten radialen Verschiebungen der Hohlraumwand verglichen. Letztere entstehen durch die Implementierung von Materialparametern, die aus der genannten Näherungslösung zurückgerechnet werden. Ähnlichkeiten und Unterschiede werden beschrieben und erklärt. Eine alternative Methode zur Ermittlung des Verhaltens von queranisotropen Materialien mittels kleinemaßstäblicher HohlraumaufweitungsLaborversuche in einem künstlichen queranisotropen Material ist ebenfalls erwogen worden. Der Aufbau und die Prinzipien eines solchen Versuchs werden beschrieben und dessen Ausführbarkeit wird untersucht. Veröffentlichung in Vorbereitung Univ. Prof. Dipl.-Ing. Dr. Dimitrios Kolymbas, 10. Oktober 2011

Ernst-Dieter Hornig, TU Bergakademie Freiberg

Eindimensionale Kompression überkonsolidierter bindiger Böden am Beispiel des Gipskeupers Die vorliegende Arbeit beschäftigt sich mit einer Methode zur Bestimmung von realistischeren Steifemoduln für eine genauere Setzungsprognose von Flachgründungen in sehr „laborfeindlichen“ veränderlich festen Gesteinen. Die vergleichenden Laboruntersuchungen an teilverwitterten Keuperböden ergaben, dass die Steifemoduln aus den K0-Triaxialversuchen um den Faktor zwei bis drei größer sind als die Moduln aus den Standard-Oedometerversuchen. Durch, sowohl analytische wie auch numerische, Nachrechnungen der durchgeführten Feldversuche und der Setzungsmessungen konnte nachgewiesen werden, dass mit Moduln aus K0-Triaxialversuchen deutlich zutreffendere Setzungsprognosen im Keuper möglich sind, als mit Moduln aus den Oedometerversuchen. Es konnte eine deutliche Abhängigkeit der Entwicklung des Steifemoduls von der Belastungsgeschichte, insbesondere im Übergangsbereich von der „echten“ Wiederbelastung zur Erstbelastung, gefunden werden. Aus den Abgeleiteten Parametern: Kompressionsindex, Moduluszahl und Steifeexponent des untersuchten Spannungs-Verformungs-

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Dissertationen 2011/geotechnik aktuell verhaltens von Böden können, insbesondere unter Einbeziehung von Daten aus der internationalen Literatur, Korrelationsgleichungen in Abhängigkeit von Anfangsporenzahl bzw. Anfangsporenanteil mit guten bis sehr guten Regressionen angegeben werden. Veröffentlichungen des Instituts für Geotechnik der TU Bergakademie Freiberg (Heft 2011-6), in Vorbereitung

Tunnelprojekte erwartet werden können. „Mitteilungen zur Ingenieurgeologie und Hydrogeologie“, ISSN 0341 3853

Prof. Dr. Herbert Klapperich, 21. Oktober 2011

Monitoring of Surface Movements in Landslide Areas with a self-organizing Wireless Sensor Network (WSN)

Giovanni Spagnoli, RWTH Aachen

Monitoring systems in landslide areas are important elements of effective Early Warning structures. Data acquisition and data retrieval allow the detection of movement processes and thus are essential to generate warnings in time. For the monitoring of mass movements, it is important to know if there is movement, how fast it is and how trustworthy is the information. In the context of the project “A Sensorbased Landslide Early Warning System (SLEWS)”, this thesis deals with the development of a prototypic monitoring system for different types of landslides and the investigation of its suitability. The developed system is based on a modern Wireless Sensor Network (WSN) for data transmission. It is characterized by a self-organizing structure, with bi-directional communication. For the detection of surface deformations in landslide areas, small lowcost micro sensors and Position Sensors, different industrial applications and from other measurement technologies were chosen. In laboratory tests the accuracy and resolution of the sensors integrated in the WSN environment were investigated. Furthermore, field tests in landslide areas were also performed to prove system stability under real conditions. For this purpose, a model for Multi-Sensor Data Fusion from the Joint Directors of Laboratories (JDL) was adapted on landslide monitoring. „Mitteilungen zur Ingenieurgeologie und Hydrogeologie“ ISSN 0341 3853

Electro-chemo-mechanical manipulations of clays regarding the clogging during EPB-tunnel driving Bei maschinellen Tunnelvortrieben mit Tunnelbohrmaschinen (TBM) in tonhaltigen Boden klebt das abgetragene Material häufig an den Schneidewerkzeugen, Schneideradern oder an der Förderanlage. Verantwortlich dafür sind hauptsachlich Adhäsionsprozesse, die an den Schnittstellen und Oberflächen der Tonmineralien und Werkzeuge stattfinden. Im Rahmen dieser Forschungsarbeit wurden sowohl Quantifizierungsmethoden als auch geeignete Gegenmaßnahmen untersucht, um dem Problem der Klebrigkeit von Geomaterialien und späterer Verklebung zu begegnen. Daher wurde geowissenschaftliches Wissen über die Grenzflächenprozesse und Manipulationstechniken auf der Micro- und Nanoebene übertragen auf das ingenieurwissenschaftliche Wissen bzw. die ingenieurwissenschaftliche Fragestellung auf der Makroebene. Es wurden sowohl verschiedene geotechnische und mineralogische Laborversuche als auch die elektrische Charakterisierung der feinkörnigen Materialien durchgeführt. Die Ergebnisse zeigen, dass die chemisch-mechanischen Eigenschaften der Tone nicht nur von der Chemie der Porenfluiden abhängen, sondern auch von der mineralogischen Zusammensetzung. Um die Adhäsionskräfte der Tone zu ändern. ?-Potential Messungen wurden nach drei verschiedenen Modellen durchgeführt, um eine Korrelation mit den mechanischen Hafteigenschaften der Tone zu finden. Elektrische Experimente zeigen, dass die Anwendung eines elektrischen Feldes die Klebrigkeit der Tone an einer Metalloberfläche reduziert, aber einige unerwünschte Wirkungen verursachen. Allerdings konnten die Ergebnisse dieser Forschung dazu beitragen, die Probleme vorherzusagen, die mit reaktiven Geomaterialien auf Grundlage der Voruntersuchungen für

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Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Rafig Azzam, 28. Oktober 2011

Christian Arnhardt, RWTH Aachen

Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Rafig Azzam, 2. Dezember 2011

Emanuel Birle, Technische Universität München

Geohydraulische Eigenschaften verdichteter Tone unter besonderer Berücksichtigung des ungesättigten Zustands Zur Beschreibung der Durchsickerung von Erdbauwerken mit grundwasserrelevanten Inhaltsstoffen (z. B. Straßendäm-

me, Lärm- und Sichtschutzwälle) müssen die hydraulischen Eigenschaften der Böden im ungesättigten Zustand beschrieben und bestimmt werden. Bei verdichteten Tonen ist dabei zu beachten, dass die hydraulischen Eigenschaften maßgebend vom Einbauzustand beeinflusst werden, da sich in Abhängigkeit vom Einbauwassergehalt und der Einbaudichte unterschiedliche Poren- und Aggregatstrukturen ergeben. Anhand von experimentellen Untersuchungen wird der Einfluss des Einbauzustands auf die Porengrößenverteilung, die Saugspannungs-Wassergehalts-Beziehung sowie die Durchlässigkeitseigenschaften verdichteter Tone studiert und beschrieben. Auf Grundlage der Ergebnisse wird eine Parameterregression dargestellt, mit der die Saugspannungs-WassergehaltsBeziehung verdichteter Tone in der parametrisierten Form nach van Genuchten unter Berücksichtigung der Durchlässigkeit im gesättigten Zustand abgeschätzt werden kann. Außerdem wird anhand einer 5 m hohen Versuchsschüttung, die aus einem organogenen Ton errichtet wurde, gezeigt, wie sich unterschiedliche Einbauwassergehalte auf den Wasserhaushalt und die Sicker wassermengen auswirken. http://mediatum2.ub.tum.de/ node?id=1084296 Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, 14. Dezember 2011

geotechnik aktuell Neubau Metrolinie 2 in Ho-Chi-MinhCity, Vietnam Am 17. Januar 2012 hat ein Konsortium aus verschiedenen Planungsgesellschaften den Vertrag für die Planung, Ausschreibung und Bauüberwachung der Metrolinie 2 in Ho-Chi-Minh-Stadt, Vietnam, innerhalb eines Konsortiums unterzeichnet. Die neue, insgesamt 11,1 km lange Strecke wird vom Nordwesten der Stadt ins Zentrum zur Station Ben Thanh führen. Sie ist Teil eines neuen Metronetzes mit insgesamt sechs Linien, das die Metropole in der Zukunft vom motorisierten Individualverkehr entlasten soll. Neben Obermeyer Planen + Beraten GmbH gehören dem Konsortium drei weitere Planungsgesellschaften an, die als so genannte „Durchführungsconsultants“ an der Planung und am Bau der Strecke beteiligt sind. Zu ihnen zählen die Pöyry Infra GmbH, ILF Beratende Ingenieure GmbH und das vietnamesi-

geotechnik aktuell cken oder zwischen den Vorderseiten von Geschäftshäusern und Hochstromkabeln hergestellt – an manchen Stellen betrug der maximale Arbeitsraum lediglich 4,5 m. Bei den Bodenverhältnissen handelte es sich um mehrere Schichten von Seeton, schluffigem Sand und dichtem bis sehr dichtem Sand; der Pfahlfuß lag zwischen 45 und 57 m tief. Im Dezember 2011 hat Thai Bauer die Gründungsarbeiten abgeschlossen. Drei Greiferträger des Typs GB 34 und zwei Drehbohrgeräte BG 24 kamen bei diesem Projekt zum Einsatz.

Bodensanierung im Wabenverfahren

Das aktuelle Stadtbild Ho-Chi-Minh-Cities wird von Mopeds beherrscht.

sche Planungsbüro Tedi South. Auftraggeber ist die Management Authority for Urban Railways of Ho Chi Minh City (MAUR). Die Beratungsleistungen werden von der deutschen KfW-Bank finanziert. Die Strecke wird ungefähr 9,3 km im Untergrund und 1,8 km oberirdisch geführt. Sie erhält zehn unterirdische sowie eine aufgeständerte Station. Mit dem Projekt wird im Februar 2012 begonnen. Die Planungs- und Ausschreibungsphase wird eineinhalb Jahre dauern. Daran schließen sich weitere fünf Jahre Objektüberwachung sowie ein Jahr Beratung bei der Systemintegration und Inbetriebnahme der Linie 2 an. Wenn der Aufbau des Schienennetzwerks abgeschlossen sein wird, wird sich die Mobilität für die Einwohner Saigons deutlich verbessern. Zudem wird sich die Sicherheit im öffentlichen Verkehr erhöhen und die Luftverschmutzung durch den privaten Individualverkehr verringern. Somit wird das neue Metronetz einen wertvollen Beitrag zur Nachhaltigkeit von Ho-Chi-Minh-Cities Verkehrsentwicklung leisten.

zweiten Bauabschnitt ausführt , beauftragte Thai Bauer Co. Ltd., ein lokales Tochterunternehmen der Bauer Spezialtiefbau GmbH, mit den Gründungsarbeiten für die Hochbahnen und Haltestellen. Die Arbeiten umfassten Bohrpfähle mit Durchmessern von 1,2 und 2 m sowie Schlitzwandelemente verschiedener Größen (1 m × 3 m und 1,2 m × 3 m). Eine besondere Herausforderung sind die extrem beengten Verhältnisse während der Gründungsarbeiten: Sowohl die Pfähle als auch die Schlitzwandelemente wurden inmitten bestehender Hauptverkehrsstraßen und Brü-

Auf der Fläche des früheren Schwermaschinen-Kombinats „Ernst Thälmann“ in Magdeburg ist in den vergangenen Jahren der SKET Industrie-park entstanden. Mitten auf dem Gelände liegt der ehemalige Ölkeller, von dem aus Schadstoffe, vor allem Mineralölkohlenwasserstoffe (MKW) und polycyclische Kohlenwasserstoffe (PAK), über Jahre hinweg Boden und Grundwasser stark belastet haben. Damit dieser Bereich wieder gewerblich genutzt werden kann, muss zunächst eine Fläche von ca. 1.500 m2 umfassend saniert werden. Spiekermann wurde von der MDSE Mitteldeutsche Sanierungs- und Entsorgungsgesellschaft mbH aus Bitterfeld beauftragt, die Sanierung des Geländes nach BBodSchG (Gesetz zum Schutz vor schädlichen Bodenveränderungen und zur Sanierung von Altlasten) zu planen. Die beratenden Ingenieure haben bei der Vergabe mitgewirkt und begleiten das von der Landesanstalt für Altlas-

Gründungsarbeiten für neue MRT-Linie in Bangkok Mit der MRT Purple Line entsteht derzeit eine neue Linie des Schnellbahnnetzes im Großraum Bangkok, dem außer der thailändischen Hauptstadt auch fünf angrenzende Provinzen angehören. Für die 23 km lange Hauptlinie müssen neben den Hochbahnstrecken auch 16 Haltestellen neu gebaut werden. Die thailändischen Firma Stecon, die den

Gründungsarbeiten für die neue MRT-Linie in Bangkok (Foto: Bauer)

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geotechnik aktuell/Firmen und Verbände

Das Wabenverfahren zur Bodensanierung eines ehemaligen Ölkellers in Magdeburg (Foto: Spiekermann)

tenfreistellung finanzierte Projekt vor Ort – vom Abpumpen der von Reststoffen aus dem Ölvorratsbecken über den Abbruch des Mauerwerks umfangreicher unterirdischer Fundamente und Anlagenresten bis hin zum Austausch des freigelegten Bodens und einer begleitenden und nachlaufenden Grundwasserhaltung. Für den Austausch von rund 6.000 m3 Erdreich kommt unter anderem das Wabenverfahren zum Einsatz. Dabei werden rund 430 hexagonale Metallwaben (Durchmesser etwa 2 Meter) dabei mit Hochfrequenztechnik dicht an dicht in den Boden gerammt. Ein Bagger hebt die kontaminierte Erde aus der Wabe. Anschließend wird der freigelegte Bereich mit Austauscherde gefüllt. Der Einsatz der Wabentechnik ermöglicht einen Bodenaustausch im grundwassergesättigten Boden und kommt ohne aufwändige Grundwasserabsenkung oder Baugrubenverb aus. Großer Vorteil des Verfahrens ist das emissionsarme Arbeiten. So kommt es zu einer deutlich geringeren Geruchsbelästigung als bei herkömmlichen Verfahren.

Emschergenossenschaft vergibt 35 km Abwasserkanal Der Bau des Abwasserkanals Emscher auf einer Gesamtlänge von 35 km von Dortmund bis nach Bottrop ist das größte Einzelprojekt im Rahmen des Generationenprojekts „Emscher-Umbau“ und die Voraussetzung für die Modernisierung der wasserwirtschaftlichen Infrastruktur im Ruhrgebiet. Den Bauauftrag für das 420-Millionen-Euro-Projekt hat die Emschergenossenschaft am

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18. Januar an die Wayss & Freytag Ingenieurbau vergeben. Der Kanalbau startet im Frühjahr 2012 gleichzeitig an mehreren Stellen entlang der Emscher zwischen Dortmund und Bottrop und wird rund fünf Jahre dauern. Ein kleinerer Teilabschnitt im Westabschnitt (BottropSüd) befindet sich bereits seit dem vergangenen Herbst im Bau. Der Emscher-Umbau begann 1992 und wird 2020 abgeschlossen sein. Investiert werden in dieses wohl größte Infrastruktur-Projekt der Region insgesamt 4,5 Mrd. Euro. In den 1990er-Jahren entstanden entlang des EmscherHauptflusses bereits drei neue hochmoderne Groß-kläranlagen. Die ökologische Umgestaltung der rund 350 km langen Gewässerlandschaften im Emscher-System erfordert rund 400 km neue unterirdische Abwasserkanäle – knapp 225 km Abwasserkanäle sind bereits fertig gestellt, und etwa 90 km ehemalige Schmutzwasserläufe sind bis heute zu naturnahen Flusslandschaften umgebaut worden. Der Oberlauf der Emscher im Raum Dortmund ist bereits seit Anfang 2010 abwasserfrei. Dort fließt nun kein Schmutzwasser sondern sauberes, glasklares Wasser durch das Emscherbett.

Firmen und Verbände Ingenieurbau in Stahlblau, Betongrau und Umweltgrün: 50 Jahre Ingenieurbüro Böger+Jäckle Ende 2011 konnte die Böger+Jäckle Beratende Ingenieure GmbH in HenstedtUlzburg ihr 50jähriges Bestehen feiern. Das Büro wurde Ende 1961 von den Diplom-Ingenieuren Hajo Böger und Hermann Jäckle in Ulzburg am nördlichen Rand von Hamburg gegründet, und es hat sich aus kleinsten Anfängen zu einem der größten unabhängigen Ingenieurbüros in Schleswig-Holstein entwickelt. Das mit der Planung von Bauwerken für die öffentliche Infrastruktur – vorzugsweise von Brücken, Tunneln und für den Küstenschutz – befasste Ingenieurunternehmen beschäftigt 80 Mitarbeiter und wird seit Anfang der 1990er Jahre von Klaus Domröse und Harald-Peter Hartmann geführt. Als unabhängige Planer, Bauleiter oder als Prüfingenieure hat das Büro in den vergangenen 50 Jahren an fast allen großen verkehrsplanerischen und raumordnenden Bauprojekten in Schleswig-Holstein mitgewirkt, beispielsweise an der Gablenzbrücke in Kiel, an der westlichen Elbquerung und am Rück- und Neubau der Störbrücke in Itzehoe.

In einem Reihenhaus haben Hajo Böger und Hermann Jäckle damals ihr Ingenieurbüro gegründet. Ihre Startchancen waren in doppelter Hinsicht gut: Sie hatten nach dem Studium des Bauingenieurwesens an den Technischen Universitäten in Hannover beziehungsweise Karlsruhe erste berufliche praktische Erfahrungen im Ingenieurbüro von Dr.-Ing. Hellmut Homberg gesammelt, einem der damals renommiertesten Ingenieurbüros in Deutschland, und sie starteten ihre selbstständige Tätigkeit als freiberufliche Beratende Ingenieure in einem Bundesland, das damals zu jenen Regionen in Deutschland gehörte, die wegen des stark anschwellenden West-Ost-Transitverkehrs unmittelbaren verkehrstechnischen Handlungsbedarf aufwiesen. Nach eigenen Angaben waren Böger+Jäckle wohl allen großen Verkehrsprojekten der letzten 50 Jahre in Schleswig-Holstein beteiligt. Gleichzeitig wurden ihre reichen Erfahrungen als Ingenieure und Bauleiter für die Planung und Errichtung zahlloser Bauwerke des Küstenschutzes genutzt. Zurzeit wirkt das Büro bei den großen Küstenschutzmaßnahmen an der Unterelbe und in Dahme an der Ostsee mit. Neben den zahllosen Bauten für die Infrastruktur Schleswig-Holsteins haben Böger+Jäckle aber auch bundesweit – beispielsweise für die Brücken der Rhönautobahn nach Fulda oder für die 4. Röhre des Elbtunnels in Hamburg – und für große Projekte im Ausland geplant – zum Beispiel im Iran, noch zu Zeiten des Schahs, eine Reparaturwerft und einen Hafen, oder Brücken für Nigeria (die aber nie gebaut wurden, weil politische Unruhen ausbrachen), oder für die Erweiterung der U-Bahn in Singapur. In jüngerer Zeit kamen dann noch bedeutende Planungs- und Bauleitungsaufgaben für den Industriebau oder für Kernkraftwerke hinzu, vor allem für die Ertüchtigung des Kernkraftwerks Brunsbüttel. Dass die Ingenieure aber nicht nur in Betongrau und Stahlblau, sondern auch in Grün planen können, das haben sie schließlich noch in den vergangenen zwanzig Jahren bei zahlreichen Projekten des Landschaftsschutzes, der Landschaftspflege, der Rekultivierung und der Pflege öffentlichen Grüns in Parks und Schlossgärten bewiesen, auch im Osten Deutschlands, wo das Unternehmen nach der Wende in Leipzig, Wismar, Dessau und Chemnitz Zweigbüros eröffnet hat.

Termine

Termine Messen im Bauwesen – „Problemangepasste Messkonzepte“ Berlin, 6. März 2012 Bei der Konzeption von Messmaßnahmen an Bauwerken und Bauwerksteilen ist dafür zu sorgen, dass sowohl die messtechnischen als auch die bauspezifischen Problemstellungen hinreichend berücksichtigt werden. Dies gehört zu den Grundlagen für erfolgreiche messtechnische Untersuchungen. Die Vorträge sind konzipiert für Bau- und Vermessungsingenieure in der Planung, Ausführung und Verwaltung. Bundesanstalt für Materialforschung und -prüfung: www.bam.de

20. Symposium für Felsmechanik und Tunnelbau Stuttgart, 6. und 7. März 2012 Themen – Felsmechanik . Felsbau – Tunnelbau – Sanierung alter Bauwerke – Nachhaltigkeit www.dggt.de

19. Darmstädter GeotechnikKolloquium

Bauschäden erkennen, vermeiden und sanieren

Darmstadt, 15. März 2012

Leipzig, 19. April 2012

Themen – Erneuerbare Energien – Erde, Wind und Wasser – Forschung, Entwicklung und Innovation – Internationale Projekte – Quo vadis Normung? – Sicherheit und Rechtsfragen in der Geotechnik

Themen – Tragfähigkeitserhöhung von Fundamenten – Dichtigkeit von Bauwerken gegen Wasser

3. Münchener Tunnelbau-Symposium www.geotechnik.tu-darmstadt.de

3. RuhrGeotag Wuppertal, 29. März 2012 Themen – Innerstädtischer Tunnelbau – Spezialtiefbau Bergische Universität Wuppertal, Lehr- und Forschungsgebiet Geotechnik, Frau Dipl.-Ing. Fierenkothen Pauluskirchstr. 7 42285 Wuppertal Tel.: 0202/439-4132

27. Christian Veder Kolloquium Graz, 12. und 13. April 2012 Themen – Abdichtungsmaßnahmen in der Geotechnik

Geotechnik-Tag in München München, 9. März 2012 Themen – Geotechnik und Energie

www.cvk.tugraz.at

Under City – Using underground space in urban areas

www.gb.bv.tum.de (Link Tagungen)

Dubrovnik, Croatia, 12. bis 14. April 2012

acqua alta alpina

2012 DFI Middle East Conference

Topics – Planning, design and geological baseline – Urban traffic development using underground – Underground structures for storage, energy, water supply and sewer – Construction methods and technologies, maintenance and rehabilitation – Fire protection, safety, equipment of underground structures – Contractual development and project preparation in using urban underground space

Dubai, United Arab Emirates 14. bis 15. März 2012

www.undercity2012.com

Salzburg, 8. bis 10. März Themen – Verkehrs- und Wegebau – Sperrwerke und Dämme, Wasserkraft – Klimawandel und seine Folgen – Risiko- und Katastrophenschutz – Alpine Naturgefahren www.acqua-alta-alpina.at

Topics – Foundation engineering

www.uretek.de/aktuell/fachseminare

München, 11. Mai 2012 Themen – Innerstädtische Schwerpunkte – Bauverfahren und Vertragsmodelle im Tunnelbau – Betrieb von Tunneln eugen.hiller@unibw.de

WTC 2012 Bangkok, Thailand, 18. bis 23. Mai 2012 Topics – Urban tunnelling – Use of underground spaces – Natural disaster mitigation and management through underground space use – Underground structure resistance against seismic loads – Advance and innovation in mechanised tunnelling – Conventional tunnelling – Long and deep tunnelling – Contract practices, commercial aspects and risk assessment – Tunnelling nearby sensitive structures – Tunnel rehabilitation and restoration – Safety in tunnels – Micro tunnelling – Deep excavations www.wtc2012.com

2nd International Conference on Performance-Based Design (PBD) in Earthquake Geotechnical Engineering Taormino, Italy, 28. bis 30. Mai 2012 Topics – Case histories on ground motion and site effects – Soil investigation with field and laboratory testing – Dynamic Characterisation and modeling – Methodologies for PBD – Numerical analyses for PBD

http://engr.aud.edu/conferences

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Termine – Physical modelling by shaking table test and centrifuge test – Recent developments in PBD and codes www.associazionegeotecnica.it/novita

Rockbolting and Rock Mechanics in Mining

– Learning from past mistakes - the role of case histories and forensics in geoengineering education – Student-centered learning in geoengineering – The role of computing and analysis software at undergraduate level www.sfge2012.com

Interdisziplinäre Messaufgaben im Bauwesen Weimar, 25. und 26. September 2012 Themen – Tunnelbau – Brückenbau – Bestandsdokumentation – Bauwerksüberwachung – Auswertetechnik

Aachen, 30. und 31. Mai 2012

Baltic Piling Days 2012 Topics – Rockbolting and support systems – Injection technology – Rock mechanics – Monitoring – Operational experiences – Machinery and equipment www.aims.rwth-aachen.de

32. Baugrundtagung 2012 Themen – Loaded piles behaviour in soil and bearing capacity of piles – Reinforcement of deep pit and slopes – Technologies of piles. Appliance, materials, manufacturing www.balticpiling.com

TC 211 – IS-GI Brussels 2012 Symposium & Short Courses Brüssel, Belgien, 30. Mai bis 1. Juni 2012 Topics – Recent R&D activities and advances with regard to ground improvement methods www.bbri.be/go/IS-GI-2012

63. Berg- und Hüttenmännischer Tag Freiberger Forschungsforum Freiberg, 13. bis 15. Juni 2012 Thema – Bodenverflüssigung bei Kippen des Lausitzer Braunkohlebergbaus http://tu-freiberg.de/forschungsforum/ 2012/

EuroGeo5 Valencia, Spanien 16. bis 19. September 2012 Topics – Transport (roads, railways, tunnels and airports) – Hydraulic structures (dams, reservoirs, canals) – Erosion control and coastal works – Building construction – Soil improvement and reinforcement – Mining – Environmental applications (waste landfills and soil remediation technologies) – Agriculture and aquaculture www.eurogeo5.org

2. Symposium Baugrundverbesserung in der Geotechnik Shaking the Foundations of Geo-engineering Education

Wien, 13. und 14. September 2012

Galway, Ireland, 4. bis 6. Juli 2012

Themen – Neu- und Weiterentwicklungen von Bodenverbesserungsverfahren – Dynamische Bodenverbesserung – Impulsverdichtung, Verdichtung mit dynamischen Walzen – Berechnungs- und Bemessungsgrundlagen – Neubau- und Sanierungsmaßnahmen – Prüfungen und Qualitätssicherung

Topics – Essential course content in geoengineering – Basic concepts and how best to reinforce them – Advanced concepts: how and when they should be introduced – Bridging the gap between geotechnical engineering, geology and hydrogeology – Field trips and laboratory exercises valuable learning experiences – Reusable learning objects in geoengineering instruction

www.uni-weimar.de

Tallinn (Estland), 3. bis 5. September 2012

www.tuwien.ac.at

Mainz, 26. bis 28. September 2012 Themen – Bodenmechanische Grundlagen – Spezialtiefbau – Erdbau – Beiträge zur Nachhaltigkeit und Energieeffizienz – Herausforderungen zur Gebrauchstauglichkeit – Nationale und Internationale Infrastrukturprojekte – Innovationen – Ingenieurtechnologie und Grundbau www.dggt.de www.baugrundtagung.com

61. Geomechanik Kolloquium 50 jahre NATM Salzburg, Österreich, 11. bis 12. Oktober 2012 Themen – Entwicklung der NOT – Wasserkraftausbau – Felsmechanische Aspekte – Penetrations-, Verklebungsund Verschleißmodelle – Was darf Sicherheit kosten? Dem Kolloquium vorgelagert wird der 8. Österreichische Tunneltag 2012 am 10. Oktober 2012 www.oegg.at

41. Geomechanik Kolloquium Freiberg, 16. November 2012 Themen – Theoretische und angewandte Gebirgsmechanik – Salzmechanik – Gesteinsmechanische Laborversuche / In-Situ-Versuche – Geotechnische Großprojekte aus dem Berg- und Tunnelbau www.tu-freiberg.de/fakult3/gt

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Impressum „geotechnik“ – Fachzeitschrift für Bodenmechanik, Erd- und Grundbau, Felsmechanik, Ingenieurgeologie, Geokunststoffe und Umweltgeotechnik. Organ: Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT), Gutenbergstraße 43, D-45128 Essen, Tel.: (02 01) 78 27 23, Fax.: (02 01) 78 27 43, www.dggt.de Herausgeber: Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten, Espelkamp, DGGT-Vorsitzender Dr. rer. nat. Kirsten Laackmann, DGGT-Geschäftsführerin Editorial Board: • Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, TU Hamburg-Harburg (Head of Editorial Board), grabe@tu-harburg.de • Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler, TU Dortmund, achim.hettler@tu-dortmund.de • Dipl.-Ing. Roland Jörger, Bilfinger Berger Ingenieurbau GmbH, Wiesbaden, roland.joerger@civil.bilfinger.com • Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter, GuD Consult GmbH, Berlin, richter@gudconsult.de • Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, TU Kaiserslautern, vrettos@rhrk.uni-kl.de Scientific Advisory Board: • Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt (TU München) • Dr.-Ing. Claus Erichsen (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen) • Prof. Dr. rer. nat. Dr. h.c. Rafig Azzam (RWTH Aachen) • Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler (RWTH Aachen) • Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach (TU Darmstadt) • Dipl.-Ing. Christof Sänger (Ed. Züblin AG, Stuttgart) • Dipl.-Ing. Heinz Kaltenecker (Bauer AG, Schrobenhausen) • Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann (Keller Holding GmbH, Offenbach) • Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger Linder (Brückner Grundbau GmbH, Essen) • Prof. Dr.-Ing. Dietmar Placzek (ELE Beratende Ingenieure GmbH, Essen) • Dr.-Ing. Peter Ruland (IMS Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg) • Prof. Dr.-Ing. habil. Peter-Andreas von Wolffersdorff (Baugrund Dresden Ingenieurgesellschaft mbH, Dresden) • Dr.-Ing. Michael Heibaum (Bundesanstalt für Wasserbau BAW, Karlsruhe) • Dipl.-Ing. Wolfgang Feldwisch (DB Netz AG, Frankfurt am Main) • Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou (ETH Zürich) • Prof. Dr.-Ing. habil. Dimitrios Kolymbas (Universität Innsbruck) • Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus (Universität Hannover) • Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle (TU Dresden) • Prof. Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing.E.h. Walter Wittke (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen) • Prof. Dr.-Ing. E.h. Manfred Nußbaumer MSc., München Verlag: Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG Rotherstraße 21, D-12045 Berlin Tel. +49 (0)30/47031-200, Fax +49 (0)30/47031-270 info@ernst-und-sohn.de, www.ernst-und-sohn.de Redaktion Managing Editor: Dr.-Ing. Helmut Richter Tel.: 030/47031-265, Fax: 030/47031-227, helmut.richter@wiley.com Technical Editor: Esther Schleidweiler Tel.: 030/47031-267, Fax: 030/47031-227, esther.schleidweiler@wiley.com Verantwortlich für Produkte & Objekte: Dr. Burkhard Talebitari Tel.: 0 30/4 70 31-2 73, Fax: 0 30/4 70 31-2 29 btalebitar@wiley.com Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn; Fred Doischer, Tel.: 030/47031-234 Anzeigenleiterin: Sigrid Elgner Tel.: 030/47031-254, Fax: 030/47031-230 sigrid.elgner@wiley.com Mit der Annahme eines Manuskriptes erwirbt der Verlag Ernst & Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Arbeiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im In-

noch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht für die zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfasser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nicht ohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nachdrucken zu lassen. Aufsätze, die ganz oder teilweise an anderer Stelle bereits veröffentlicht worden sind, oder Referate über solche Aufsätze können mit Quellenangabe für den Abschnitt Berichte angenommen werden. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oder Verlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise für Autoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oder aus dem Internet geladen werden. Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlich geschützt. Alle Rechte, insbesondere das der Übersetzung in fremde Sprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schriftliche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Fotokopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in eine von Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, verwendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wiedergabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung bleiben vorbehalten. Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die in der Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne der Markenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auch wenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnet sind. Manuskripte sind über das webbasierte Einreichungs- und Begutachtungssystem ScholarOneManuscripts einzureichen: www.ernst-und-sohn.de/gete/for_authors. Aktuelle Bezugspreise Die Zeitschrift „geotechnik“ erscheint mit vier Ausgaben pro Jahr. Neben „geotechnik print“ steht „geotechnik online“ im PDF-Format über den Online-Dienst Wiley Online Library im Abonnement zur Verfügung. Jahresabonnement (print)

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Vorschau

Themen Heft 2/2012 Georgios Anagnostou, Erich Pimentel Zu den Klassifikationssystemen und den empirischen Methoden der Felsmechanik Michael Heibaum, Wilfried Warnecke Versuche zum Abriebverhalten von Gesteinen bei hydraulischen Einwirkungen Johannes Feuerbach, Manuel Lauterbach Anwendung von Rasengitterplatten auf geneigten Flächen als Erosionsschutzsystem im Zuge der Böschungssicherung an der Steilküste von Lohme auf Rügen Katharina Wendl, Marcus Scholz, Kurosch Thuro Charakterisierung der ingenieurgeologischen Vortriebsdokumentation von Hydroschildvortrieben an Beispielen aus der Praxis Oberflächennahe Rutschung im Bereich der Hafentreppe in Lohme/Rügen und Zustand nach Stabilisierung und Verlegung von Rasengittern

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4 Ausgaben / Jahr Bitte liefern Sie ab nächster Ausgabe geotechnik zunächst für ein Kalenderjahr, vier Ausgaben, für b 48,– / sFr 69,–. Die Belieferung kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Kalenderjahres schriftlich gestoppt werden. Sollten wir keinen Lieferstopp senden, bitten wir um Fortführung der Belieferung für ein weiteres Jahr.

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n DIBt Mitteilungen n Geomechanics & Tunnelling

n Mauerwerk n Steel Construction n Unternehmerbrief Bauwirtschaft n Stahlbau

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…und aktuell an anderer Stelle Heft 3/2012 Designaspekte bei Gründungen für Offshore Windenergieanlagen Tragverhalten von hohen Stahlbetontürmen für Aufwindkraftwerke

Geplante 50 MW Rinnenkraftwerke in Spanien Drei Brücken, drei Techniken – Zeugen dreier Bauepochen in der Surselva Die Scherzer-Rollklappenbrücke über die Peene in Anklam

Solare Aufwindkraftwerke: Ein Beitrag der Bautechnik zur nachhaltigen und wirtschaftlichen Energieerzeugung Untersuchungen zur Effizienz von thermo-aktiven Abdichtungselementen zur thermischen Nutzung des Untergrunds

Heft 3/2012 Nachträgliche Verankerung von Querspanngliedern Stahlklemmkonstruktionen zum halbseitigen Rückbau der Deelbögebrücke

Integrale Großbrücken mit flexiblen Widerlagern Erfahrungen beim Bau der Rollbrücke Ost 1 am Frankfurter Flughafen

Ausführungsqualität von Stahlbeton- und Spannbetonbrücken an Bundesfernstraßen

Vorgespannte Fertigteile aus Ultrahochfestem Faserbeton (UHPFRC) – Segmentklappverfahren am Beispiel der Wildbrücke

Aktualisierte Vergleichstafeln für militärische Lastenklassen bei Straßenbrücken

Funktional–Skulptural–Integral Die Seitenhafenbrücke in Wien

Die Rollbrücken der neuen Landebahn Nordwest am Flughafen Frankfurt/ Main

Ein Beitrag zum Städtebau – der Neubau der Josef Eberle Brücke in Rottenburg am Neckar

Heft 1/2012 Modern pre-injection in underground construction with rapid setting microcements and colloidal silica – application in conventional and TBM-tunneling Vorauserkundungseinrichtungen und Einrichtungen zur Gebirgs-Vorausbehandlung auf einer TBM – State of the art Vertragsmodelle für TBM Vortriebe im Festgestein

Automatisierte Felsdehnungsmessungen mit der „TIWAGRadialpresse“ für das geplante Speicherkraftwerk in Kühtei Zweischalige Auskleidung bei Tunnelbauprojekten der ÖBB mit kontinuierlichem Vortrieb Das AT – Hüllrohrsystem Palomino HRT – investigation drillings in two different geological formations

Heft 3/2012 Zerstörungsfreie Prüfung nach EN 1090 unter Berücksichtigung der technischen Möglichkeiten und Verfahrensgrenzen Zähigkeitsdargebote kaltgefertigter Hohlprofile bei tiefen Temperaturen Einsatz von gebogenem Glas im Bauwesen Aktuelle Untersuchungen zum Verhalten von Verbundglas unter Schneelasteinwirkung Prüfungen im großen Massstab

Risikoorientierte Bemessung von Tragstrukturen – Bedeutungsbeiwerte bei der Differenzierung der Zuverlässigkeit für unterschiedliche Schadensbzw. Versagensfolgeklassen Deformations- und Bruchdynamik von Sicherheitsglas Qualitätskontrolle von ESG und TVG – Einsatz der Spannungsoptik Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844–1889, Teil 3: Vom Gitterträger zum Fachwerk

Heft 2/2012 Behavior of grouted dowel used in precast concrete connections Analysis of the Subgrade Stiffness Effect on the Behaviour of Ground Supported Concrete Slabs Quantitative fracture characteristics in shear load

Dynamic response of concrete footbridges Deterioration model and input parameters for reinforcement corrosion Development of the design model for reinforcement corrosion Design procedure and simplified equations for the flexural capacity of FRP RC sections

(Änderungen vorbehalten)