Geotechnik 2013/01 by Ernst & Sohn

Bodenmechanik Erd- und Grundbau Felsmechanik

36. Jahrgang März 2013 ISSN 0172-6145 21756

Ingenieurgeologie Geokunststoffe Umweltgeotechnik

ORGAN DER DEUTSCHEN GESELLSCHAFT FÜR GEOTECHNIK

- Dynamische Pfahlprobebelastungen - Bodenkennwerte von Torfen und Mudden - Niederzyklische Belastung nichtbindiger Böden - Prognose von Oberflächensetzungen im Tunnelbau - Einfluss auf die Stabilität der Tunnelortsbrust - EASV Sachverständige für Geotechnik

Inhalt

Fortrac® Geogitter ermöglichen Brückenanrampung in Bindlach, Bayern Ausbau der Staatsstraße 2183 nördlich von Bindlach/Bayern mit Brückenanrampung unter Verwendung von Fortrac® R 650/50-30T Geogittern der Fa. HUESKER Synthetic, Gescher Das erhöhte Gefährdungspotenzial des Verkehrsknotenpunktes von Straße und Bahn sollte durch eine neue Brücke entschärft werden. Aufgrund der geringen Tragfähigkeit des Untergrundes wurde die Brückenanrampung auf einem geokunststoffbewehrten Gründungspolster über vertikalen Traggliedern (FertigbetonRammpfählen) errichtet. Rasterförmig angeordnete Pfähle wurden dabei bis zu 12 m tief bis auf eine tragfähige Buntsandsteinschicht eingerammt. Nach Aufbringung einer Ausgleichsschicht wurden die einaxialen Geogitter Typ Fortrac® verlegt und mittels Rückumschlag verankert. Mehr zum Projekt finden Sie ab Seite A5 sowie im aktuellen Anwendungsvideo, s. QR-Code.

geotechnik 1

Editorial 1

Christos Vrettos Wer schreibt, der bleibt Fachthemen

36. Jahrgang März 2013, Heft 1 ISSN 0172-6145 (print) ISSN 2190-6653 (online) Wilhelm Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG www.ernst-und-sohn.de

Oswald Klingmüller Vorgaben des EC7 für dynamische Pfahlprobebelastungen und Regelungen im deutschen Normenhandbuch – Vorschlag zur Vereinfachung

Christian Koepke, Fokke Saathoff Charakteristische Bodenkennwerte der Torfe und Mudden MecklenburgVorpommerns zur Berechnung von Primärsetzungen

Stefanie Danne, Achim Hettler Verhalten von nichtbindigen Böden bei niederzyklischer Belastung

Jochen Fillibeck Möglichkeiten der Prognose von Oberflächensetzungen beim Tunnelvortrieb im Lockergestein Teil 1: Empirisches Prognoseverfahren

Georgios Anagnostou, Paolo Perazzelli The stability of a tunnel face with a free span and a non-uniform support Bericht

AK 2.11 der Fachsektion „Erd- und Grundbau“ EASV Sachverständige für Geotechnik: Anforderungen an Sachkunde und Erfahrung Empfehlung des Arbeitskreises AK 2.11 der Fachsektion Erd- und Grundbau der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. Rubriken

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

58 61 62 65 67 71 72 73 73

DGGT-Mitteilungen Persönliches Tagungsberichte CBTR-Nachrichten Dissertationen 2012 Aus den Hochschulen Forschung und Entwicklung geotechnik aktuell Termine Produkte und Objekte

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A5 A17

Aktuell Stellenmarkt

Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Editorial

Wer schreibt, der bleibt Wer schriftliche Zeugnisse hinterlässt, wird nicht vergessen, ist die gängige Deutung dieses Sprichwortes. Übertragen auf die Veröffentlichung wissenschaftlicher Texte stellt der Satz die Aufforderung dar, Qualität nicht nur zu produzieren, sondern auch zu dokumentieren. Und genau in dieser Hinsicht leidet unsere Disziplin. Wissenschaftler in den Hochschulen bringen oft nicht die notwendige Motivation auf, ihre Arbeiten zu publizieren. Ingenieuren in der Praxis fehlt infolge des Termindrucks die notwendige Zeit. Die Überwindung der eigenen Trägheit stellt die größte Hürde dar, oft aber begleitet von einer gewissen Gleichgültigkeit, das gewonnene Wissen auszubreiten. Ingenieure in der Praxis bevorzugen heute die Teilnahme an nationalen Tagungen und Kolloquien; die Beiträge werden auf die Schnelle verfasst und in den seltensten Fällen begutachtet. Das darin enthaltene, oft wertvolle Wissen bleibt jedoch in den Tagungsbänden verborgen, die in Bibliotheken archiviert werden, oft ohne genauen bibliographischen Nachweis oder ein Inhaltsverzeichnis. Doktorandinnen und Doktoranden hätten die Zeit und den Freiraum während ihrer Tätigkeit an den Universitäten, neben der Dissertation auch weitere Arbeiten zu verfassen. Hierzu fehlt meistens der Mut, der oft durch die in dieser Phase wiederkehrenden Selbstzweifel zur Qualität der eigenen Forschung bedingt ist. Endlich ist dann das Rigorosum bestanden, die Arbeit erscheint als Heft in der Institutsreihe und der Fall ist abgeschlossen. Geht aus der Dissertation keine Veröffentlichung hervor und macht sich niemand die Mühe, die Quintessenz herauszufiltern und diese zu verwerten, bleibt das Wissen größtenteils verborgen. Somit dient die Veröffentlichung in einer angesehenen Zeitschrift nicht nur der Reputation des Verfassers, sondern hauptsächlich der Verbreitung des Wissens. Die manchmal als überflüssig erachtete Begutachtung (peer-review) von Beiträgen stellt kein absichtlich errichtetes Hindernis dar, sondern sie gewährleistet die Einhaltung eines Qualitätsstandards und wertet somit die Aufsätze maßgeblich auf. Bedingt durch die Natur unserer Disziplin, gehören wir nicht zu denen, die ihre Forschungsergebnisse in kleinen, wohlüberlegten Häppchen in Autorengemeinschaften publizieren können. Das Problem der Veröffentlichungsflut mit der einhergehenden Schwierigkeit, die tatsächliche Qualität eines Wissenschaftlers beurteilen zu können, haben wir ja nicht. Aber wir veröffentlichen zu wenig. Seit nun zwei Jahren werden in der geotechnik die eingereichten Manuskripte nach den international geltenden Regeln betreut. Neben den begutachteten Beiträgen, von denen eine stärkere wissenschaftliche Prägung erwartet wird, werden kürzere technische Berichte aus anspruchsvollen Projekten publiziert. Beide sind für die Weiterentwicklung unseres Berufsstands von Bedeutung. Meines Wissens war die geotechnik die erste Fachzeitschrift des klassischen Bauingenieur wesens, die ein elektronisch basiertes Manuskript-Einreichungssystem

Editorial

mit einer konstruktiven und nachweisbaren Begutachtung der Aufsätze eingeführt hat. Ich hoffe, dass der Nachwuchs in Wissenschaft und Praxis die geotechnik verstärkt nutzen wird, um voller Selbstvertrauen die neu gewonnenen Erkenntnisse der Fachwelt zu präsentieren; und dass die Erfahreneren unter uns sowohl als Autoren als auch als Mentoren ihre Unterstützung anbieten werden. Ihr

Christos Vrettos Vorsitzender der Schriftleitung

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

TIEF GEGRÜNDET – 28. Christian Veder Kolloquium

Das höchste Gebäude Österreichs, der 220 m hohe Donau-City-Tower-1, ist beinahe fertiggestellt. Ihn verbindet mit anderen Hochhausprojekten weltweit die Art der Gründung. Trotz relativ günstiger Untergrundverhältnisse sind die Lasten derartiger Bauwerke nur über Tiefgründungselemente, in diesem speziellen Fall als Schlitzwandelemente ausgeführt, in den Baugrund abzutragen. Dem Thema Tiefgründungen widmet sich das 28. Christian Veder Kolloquium am 4. und 5. April 2013 an der TU Graz unter dem Untertitel „Vom Mikropfahl zum Großbohrpfahl“. Damit deckt das Kolloquium das gesamte Spektrum von Tiefgründungsvarianten ab. Der Entwurf einer wirtschaftlichen Gründung auf wenig tragfähigem Baugrund ist eine komplexe Aufgabenstellung dar, da neben den Untergrundverhältnissen weitere Randbedingungen, wie Art und Nutzung des zu gründenden Bauwerks die Auswahl des optimalen Gründungskonzeptes beeinflussen. Dementsprechend breit gefächert sind die Themen, die in den Beiträgen des diesjährigen Kolloquiums aufgegriffen werden. Neben der Präsentation von ausgeführten oder in Bau befindlichen Hochhausprojekten, Kraftwerksbauten, Kaianlagen und Baumaßnahmen in Zusammenhang mit Infrastrukturmaß-

nahmen widmen sich einige Beiträge der Bemessung und den unterschiedlichen Möglichkeiten der Durchführung von Pfahlprobebelastungen. Neben konventionellen Versuchsanordnungen werden auch die Vor- und Nachteile von Osterbergzellen aufgezeigt sowie eine innovative Alternative vorgestellt. Weit gestreut ist auch die geographische Lage der vorgestellten Projekte, von Nigeria über die Türkei nach London und Berlin. Der Gründung des Donau-City-Tower-1, sind zwei Beiträge gewidmet. Ein weiterer Beitrag aus Österreich widmet sich den speziellen Anforderungen, die sich für Gründungen im Hochgebirge stellen. Seit seiner Gründung im Jahre 1985 hat sich das Christian Veder Kolloquium zum jährlichen Fixtermin für Geotechniker im deutschsprachigen Raum etabliert. „Die Veranstaltung dient in erster Linie dem Erfahrungsaustausch und daher ist im Tagungsprogramm ausreichend Zeit für die Diskussion reserviert. 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. Weitere Informationen: TU Graz, Petersgasse 16, Hörsaal P1, Ao.Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Helmut Schweiger, MSc, Institut für Bodenmechanik und Grundbau, Tel. +43 (0)316 – 873 62 34, helmut.schweiger@tugraz.at, www.cvk.tugraz.at

Dammgründung auf geokunststoffbewehrtem Gründungspolster Zur Verbesserung des Verkehrsflusses wurde 2012 damit begonnen, die Staatsstraße 2183 nördlich von Bindlach weiter auszubauen. Ziel ist es unter anderem, die Gefährdungssituation durch einen höhengleichen Bahnübergang zu entschärfen. Zu diesem Zweck wurde ein auf Ortbetonpfählen gegründetes Brückenbauwerk errichtet. Um die beidseitigen Anrampungen innerhalb begrenzter Bauzeit ebenfalls nahezu setzungsfrei ausführen zu können, musste ein Gründungssystem gewählt werden, dass nicht nur den wirtschaftlichen und statisch-konstruktiven Anforderungen genügte, sondern zusätzlich im Einklang mit den Schutzzielen für das angrenzende Wasserschutzgebiet lag. Zur Ausführung kam die seitens der TU München empfohlene Variante einer

Dammgründung auf geokunststoffbewehrtem Gründungspolster über vertikalen Traggliedern.

Stabile Gewölbeausbildung durch Geokunststoff bewehrungen Die hohen Anforderungen zur Erhaltung des Schutzgebietes konnten unter Verwendung von umweltunbedenklichen Geogittern nachweislich erfüllt werden. Die Geokunststoffbewehrungen bewirken eine stabile Gewölbeausbildung und somit eine Spannungsumlagerung oberhalb der Verlege-Ebene und leiten gleichzeitig die Lasten aus dem Eigengewicht des Dammes unterhalb der Gewölbe mittels Membranwirkung an die Pfähle weiter. Der wenig tragfähige Untergrund kann so in Abhängigkeit der Steifigkeitsverhältnisse zwischen demselben, den Geokunststoffbewehrungen sowie den

Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

Bild 1. Fortrac® Geogitter vom Typ R 650/50-30T werden nach Vorbereitung des Bodens mit Fertigbeton-Rammpfählen zur Bewehrung für die neue Brückenanrampung eingesetzt.

Bild 3. Herstellung des Rückumschlags: Durch die Flexibilität und Leichtigkeit des verwendeten Geogitters kann es einfach verlegt werden. (Fotos: Huesker)

vertikalen Tragglieder wurde eine Ausgleichsschicht aus verdichtetem nichtbindigen Boden eingebracht. Auf diesem Planum wurden die einaxialen hochzugfesten Geokunststoffbewehrungen (Typ Fortrac® R 650/50-30T von HUESKER) quer zur Längsachse des Dammes verlegt und seitlich mittels Rückumschlag verankert.

Nahezu keine weiteren Setzungen nach Erreichen der endgültigen Dammhöhe

Bild 2. Fortrac® Geogitter vom Typ R 650/50-30T werden zur Bewehrung des Untergrundes eingesetzt.

Pfählen, stark entlastet werden. Konsolidationssetzungen werden somit konstruktionsbedingt vermieden. Die rasterförmig angeordneten Betonfertigpfähle wurden im Rahmen dieser Baumaßnahme bis auf die ca. 12 m tiefere, tragfähige Buntsandsteinschicht eingerammt und ca. 20 cm oberhalb des Planums abgelängt. Zur Verringerung von Lastkonzentrationen wurden runde Pfahlkopfplatten aufgesetzt und schubfest mit den Pfählen verbunden. Nach dem Herstellen der

Bereits während des schichtweisen Einbaus des Bodens werden die Geokunststoffbewehrungen bei dieser Bauweise vorgedehnt. Dadurch entstehen leichte Setzungsmulden zwischen den Pfählen. Mit Fortschreiten des Dammbaus werden diese jedoch ausgeglichen, so dass nach Erreichen der endgültigen Dammhöhe nahezu keine weiteren Setzungen zu erwarten sind. Insgesamt wurden ca. 1.700 Fertigbeton-Rammpfähle sowie 27.000 m² Geokunststoffbewehrung eingebaut. Die Fertigstellung der Gesamtmaßnahme ist für 2013 geplant. Weitere Informationen: HUESKER Synthetic GmbH, Fabrikstraße 13–15, 48712 Gescher, Tel. +49 (0)25 42 – 701-0, Fax +49 (0)25 42 – 701-499, info@HUESKER.de, www.HUESKER.com

Ertüchtigung Staudamm Visegrad in Bosnien-Herzegowina

– verschiedene Hilfsarbeiten zum Zweck der Planungsoptimierung und der Forschung.

Eine Arge STRABAG AG – ZÜBLIN Spezialtiefbau GmbH erhielt den Auftrag für die Ertüchtigung des Staudamms am Wasserkraftwerk Višegrad. Die Arge und „Elektroprivreda Republike Srpske“ (Elektroversorgungsgesellschaft der Serbischen Republik) unterzeichneten am 5. Oktober 2012 den Vertrag im Wert von 10,226 Mio. €. Der Ausführungszeitraum beträgt 18 Monate.

Die Projektfinanzierung durch „Elektroprivreda Republike Srpske“ erfolgt aus einem von der Europäischen Investitionsbank gesicherten Kredit. Das Wasserkraftwerk „Višegrad“ liegt am Fluss Drina und ging 1989 in Betrieb. Die drei Kaplanturbinen leisten je 105 MW und geben so über drei Einphasentransformatoren jährlich 1010 GWh elektrische Leistung ab. Versuche ergaben, dass pro Sekunde 14,5 m3 Wasser durch Undichtigkeiten verloren gehen – und mit ihnen eine beträchtliche Leistung. Im Rahmen dieses Bauvertrags soll dieser Verlust unterbunden und die Leistung so um 5 % gesteigert werden, gleichzeitig wird die Betriebssicherheit der Anlage erhöht.

Die vertragliche Leistungs umfasst die Ausführung folgender Arbeiten: – Herstellung einer Baustellenerschließungsstraße und Befestigung der Arbeitsebenen usw. (Vorarbeiten), – Verpressung von Inertbaustoffen und Verdämmung der Undichtigkeiten im Damm, einschließlich Unterhalt der Arbeitsebenen und des benötigten schwimmenden Geräts und aller erforderlichen Nebenarbeiten, – Lieferung und Einrichtung der Messausrüstung zur baubegleitenden Überwachung es Einpresserfolgs,

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Weitere Informationen: Züblin Spezialtiefbau GmbH, Albstadtweg 1, 70567 Stuttgart, Tel. +49 (0)711 – 7883 – 0, spt@zueblin.de, www.spt.zueblin.de

Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

Hangsicherung und Baugrubensicherung für das LKH-Universitätsklinikum Graz Das Projekt LKH 2000 sieht vorrangig eine völlige Neugestaltung der logistischen Prozesse im LKH-Universitätsklinikum Graz vor. Die von außen kommenden LKWs, welche Güter anliefern, sollen unmittelbar im Bereich der Haupteinfahrt (Einfahrt Halmich) in den unterirdisch gelegenen Anlieferhof abtauchen. Die drei wesentlichen baulichen Komponenten zur Umsetzung dieses Logistikkonzeptes sind die beiden bereits errichteten Bauteile Logistiktunnel und die Tunneleinfahrt, sowie das noch zu errichtende Versorgungszentrum. Das Versorgungszentrum sieht die Errichtung einer 3-geschoßigen Tiefgarage (5. bis 3. UG) mit insgesamt ca. 560 Stellplätzen sowie eines Zentrallagers, einer Küche, eines Speisesaals, einem Gästecasino, einer Apotheke, einer Bekleidungsausgabe, einer Poststelle und einer medizinischen Koordinationsstelle in den restlichen Geschoßen (2. UG, 1. UG, EG und 1. OG) vor. Die Baugrubensicherung zur Errichtung des Versorgungszentrums sieht zwei wesentliche Bereiche vor: einerseits die Hangsicherung für die Feuerwehrzufahrt und andererseits eine aus zwei Ebenen bestehende Baugrubensicherung für das Versorgungszentrum. Im gegenständlichen Areal wurden grundsätzlich folgende Bodenschichten angetroffen: 0–2 m Anschüttung; 2–9 m Schluff, tonig, halbfeste bis feste Konsistenz; 9–25 m Ton, schluffig; feste Konsistenz; kein Grundwasser. Hangsicherung: Im nördlichen Bereich des Versorgungszentrums wurde die Hangsicherung (Feuerwehrzufahrt) errichtet. Diese wurde mittels einer aufgelösten SOB-Pfahlwand (∅ = 630 mm; mittlere Länge ∼ 8 m)

Bild 1. Das Projekt LKH 2000 sieht vorrangig eine völlige Neugestaltung der logistischen Prozesse im LKH-Universitätsklinikum Graz vor. (Foto: Keller Grundbau, Wien)

sowie mit einer Spritzbetonausfachung (d = 20 cm; 2-lagig bewehrt) hergestellt. Baugrubensicherung Versorgungszentrum: Die Baugrubensicherung besteht aus zwei Bauabschnitten, der „Oberen Pfahlebene“ und der „Unteren Pfahlebene“. Letztere ist bei einer Aushubtiefe von ca. 16 m ungefähr 2 bis 3 m der „Oberen Pfahlebene“ vorgesetzt. Beide Ebenen wurden mittels einer aufgelösten SOB-Pfahlwand (∅ = 630 mm; max. Länge ∼18 m bis 20 m) sowie mit einer Spritzbetonausfachung (d = 20 cm; 2-lagig bewehrt) hergestellt. Weiterhin wurden in jenen Bereichen, in welchen Lüftungsbauwerke errichtet werden, Kelly-Pfähle (∅ = 630 mm; max. Länge ∼ 28 m) hergestellt. Diese Pfähle mussten die gesamte Höhe der Baugrubensicherung, also beide Ebenen (∼ 25 m), abdecken.

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geotechnik 36 (2013), Heft 1

Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

Ein wesentlicher Unterschied der beiden Ebenen ist jener, dass die „Obere Pfahlebene“ mittels eines in Ortbeton hergestellten Ankerriegels mit 2- bis 4-litzigen Dauerankern (20 bis 25 m) in 2 bis 3 Lagen zwischen den Pfählen permanent rückverankert wurde. In der „Unteren Ebene“ wurden die Pfähle mittels Kernbohrungen durchörtert und mittels 2- bis 4-litzigen Bauzeitankern (15 bis 20 m) wiederum in 2 bis 3 Lagen temporär direkt verankert. Ausgenommen davon waren die einspringenden Baugrubenecken. Diese Knotenpunkte konnten ohne eine Vergurtung (Stahl bzw. Stahlbeton) nicht gelöst werden. Die Begründung für den Versatz der Pfahlebenen bzw. für die Verwendung von Dauerankern in der oberen und Bauzeitankern in der unteren Ebene liegt darin, dass das Gebäude im Bereich der oberen Pfahlebene um das angesprochene Versatzmaß von der Baugrubensicherung entfernt ist und somit für keine ausreichende Aussteifung sorgt. Hier soll dieser Lichtraum einerseits Platz für die erforderlichen Lüftungsbauwerke bieten und andererseits für zusätzliche Belichtung im Gebäude sorgen. Eine besondere Herausforderung dieser Baugrubensicherung waren die Ankerschnittpunkte im Bereich der einspringenden Ecken. Aufgrund der Tatsache, dass 6 Ankerhorizonte hergestellt werden mussten und die horizontalen Ankerabstände nur ca. 1,20 bis 1,50 m betragen haben, kam es zu einer Vielzahl an theoretischen Schnittpunkten. Zur Vermeidung des gegenseitigen Abbohrens der Anker wurden alle betroffenen Bohrungen mittels dem „MAXI-Bohrsystem“ vermessen und die Neigungen der nachfolgenden Bohrungen gegebenenfalls angepasst. Roman Weidacher Bautafel: LKH-Universitätsklinikum Graz Bauherr: KAGes Steiermark, Graz Auftraggeber: Kostmann GesmbH, St. Andrä Gutachter: Dipl.-Ing. Dr. Techn. Walter Prodinger, Graz Leistungen: – SOB-Pfähle (∅ = 630 mm): ∼ 4.025 m – KELLY- Pfähle (∅ = 630 mm): ∼ 710 m – Spritzbeton (d = 20 cm; 2-lagig bewehrt): ∼ 3.200 m² – Reinigen Pfähle: ∼ 3.700 m² – Daueranker (2- bis 4-litzig): ∼ 6.450 m – Bauzeitanker (2- bis 4-litzig): ∼ 7.750 m Zeitraum: Februar bis August 2012 Weitere Informationen: Kellergrundbau Ges.mbH, Mariahilfer Straße 127a, 1150 Wien, Tel. +43 (1) 8923526, office.wien@kellergrundbau.at, www.kellergrundbau.at

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Einbau eines Dammbalkens in einen Regenüberlaufkanal von 1893 Das Land Berlin und die Berliner Wasserbetriebe haben ein Gewässergüteprogramm vereinbart, das vorsieht, bis 2020 in der Mischwasserkanalisation der Innenstadtbezirke insgesamt 306.000 m³ Stauraumvolumen zu schaffen, um Überläufe bei Starkregen deutlich zu vermindern. Als Teil dieser Maßnahme wird unter der Oberbaumbrücke auf der Friedrichshainer Seite ein Dammbalken in einen Regenüberlaufkanal aus dem Jahr 1893 eingebaut. Damit lässt sich dieser am Abwasserpumpwerk an der Rudolfstraße beginnende Überlaufkanal gegen die Spree absperren. Die PST Grundbau GmbH erhielt von der Sonntag Baugesellschaft mbH, die das Ingenieurbauwerk errichtet, den Auftrag zur Herstellung der HDI-Sohle als untere Absperrung des Bautroges und zur Herstellung der Dichtsäulen zwischen UK Spundwand und HDI-Sohle. Die Arbeiten erfolgen unter beengten Verhältnissen auf der halbseitig gesperrten Brücke und gleichzeitigem Weiterbetrieb des Kanals neben einem DN 1600 Provisorium. Weitere Informationen: PST Grundbau GmbH, Kanalstrasse 103–115, 12357 Berlin, Tel. +49 (0)30 – 66 06 72-0, Fax +49 (0)30 – 66 06 72-99, info@pst-grundbau.de, www.pst-grundbau.de

Die PST Grundbau GmbH erhielt von der Sonntag Baugesellschaft mbH, die das Ingenieurbauwerk errichtet, den Auftrag zur Herstellung der HDI-Sohle als untere Absperrung des Bautroges und zur Herstellung der Dichtsäulen zwischen UK Spundwand und HDI-Sohle. (Foto: PST Grundbau GmbH/Wolfgang Reiher)

Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

Dammsicherung mit neuartigem Bohrverfahren am Lake Cumberland, USA Der Lake Cumberland in Kentucky zählt zu den größten Binnenseen der USA. Sein Einzugsgebiet gilt als Naturschutzreservat und beliebtes Erholungsgebiet. Darüber hinaus wird er mit dem angrenzenden Wolf Creek Dam zur Erzeugung von Energie genutzt. Massive Erosionen an der Basis der Staumauer führten im Laufe der Jahre zu immer größeren Undichtigkeiten, die schließlich die Stabilität des Dammes gefährdeten. Versuche, die Leckagen durch Injektionsbohrungen zu stoppen, waren nicht erfolgreich, daher war eine andere Lösung gefragt, um das kritische Bauwerk zu sichern. Seit 2010 wird der Damm mit einem Bohrverfahren abgedichtet, das Aker Wirth gemeinsam mit seinem Kunden Treviicos (Trevi) – dem federführenden Unternehmen im Joint Venture (JV), das für die Sanierung des Wolf Creek Damms verantwortlich ist – speziell für dieses Projekt entwickelte. Auftraggeber ist das US Army Corps of Engineers, der alle Dämme in den USA unterstehen. Die Staumauer ist eine Kombination aus Erdanschüttung und Betonkonstruktion. Sie ist 1,7 km lang und bis zu 79 m hoch. Für die Abdichtung sind mehr als 1.000 Bohrungen erforderlich, die bis zu 95 m tief vertikal in die Damm-Mauer bis in das Grundgestein abgeteuft werden. Die Bohrungen werden mit bis zu fünf Aker Wirth Pfahlbohranlagen ausgeführt, deren Bohrdurchmesser 1,25 m beträgt.

Innovatives Bohrverfahren mit hoher Präzision Die Bohrungen erfolgen in einer speziellen Anordnung: zuerst die Bohrungen 1, 3, 5, die dann mit Beton verfüllt werden. Nach dem Abbinden erfolgen die Bohrungen 2 und 4. Nach dem Verfüllen mit Beton entsteht so eine durchgehende Betonwand in der Staumauer.

Aker Wirth Pfahlbohranlage im Einsatz am Wolf Creek Damm (Foto: Aker Wirth)

Um die Dichtigkeit des Dammes langfristig zu gewährleisten, müssen die Bohrungen auf der gesamten Länge einen ausreichenden Überschnitt aufweisen. Um dies zu erreichen, setzte der Auftraggeber sehr enge Toleranzen für die Geradheit der Bohrungen. Um diese – bis dato einzigartige – Präzision zu erreichen, entwickelte Aker Wirth einen speziellen Bohrstrang mit dreifach stabilisierten Schwerstangen sowie einen Bohrmeißel mit Stringer (Zentrierspitze). Ergänzt wurde dieses System durch eine vom Kunden beigesteuerte Messeinrichtung, die eine Kontrolle der Vertikalität bei jeder beliebigen Bohrteufe ermöglichte. Damit wurde die vom Auftragsgeber geforderte Qualitätsdokumentation der Richtungsgenauigkeit erfüllt. „Wir haben mit Aker Wirth in der Beschaffung und kundenspezifischen Anpassung der RCD-Anlage zusammengearbeitet, so wie es die speziellen Bedingungen dieses Projektstandortes erforderten“, erläutert Fabio Santillan Project Manager für das JV. „Während des gesamten Prozesses haben wir die weitere Entwicklung dieser speziellen Ausrüstung fortgesetzt.“ Willi Schmitz, Product Sales Manager Drilling & Area Sales Manager North America bei Aker Wirth erläutert, man habe für dieses Projekt Erfahrungen aus vorangegangenen Projekten genutzt und seine Pfahlbohranlagen für die spezifischen Projektanforderungen weiterentwickelt. „Dass unsere Anlagen, die seit über drei Jahren im Dauereinsatz sind, kontinuierlich zuverlässig und sehr präzise bohren, unterstreicht unseren Anspruch als Anbieter für hocheffiziente Bohrtechnik.“ Das Bohren selbst erfolgt mit dem Lufthebeverfahren. Dabei wird Druckluft unmittelbar oberhalb des Bohrkopfes in das Bohrgestänge injiziert. Das dadurch entstehende Luft-Wassergemisch besitzt eine spezifisch leichtere Dichte. Der Druckunterschied zwischen dem Umgebungsdruck und dem geringeren Druck im Gestänge setzt den Fördervorgang in Gang. Dieses energieeffiziente und robuste Verfahren erfolgt mit reinem Wasser ohne chemische Zusätze und ist daher sehr gut für den Einsatz in ökologisch sensiblen Gebieten geeignet. Mehr als 90 % der insgesamt über 1.000 Bohrungen am Wolf Creek Damm haben die Aker Wirth Pfahlbohranlagen bereits erfolgreich gemeistert. Weitere Informationen: Aker Wirth GmbH, Kölner Straße 71–73, 41812 Erkelenz, Tel. +49 (0)2431 – 83-0, Fax +49 (0)2431 – 83-267, akerwirth.info@akersolutions.com, www.akersolutions.com

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Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

Dichtwandherstellung in Geröll Die Firma Beiselen GmbH errichtete im Jahr 2012 eine Getreidesiloanlage am Hansehafen in Magdeburg. Den Zuschlag für die Tiefgründungsmaßnahmen sowie die Baugrubenumschließung erhielt die Jacbo Pfahlgründungen GmbH, NL Berlin nach Abgabe eines Sondervorschlages. Der Baugrund zeichnet sich durch eine hohe Heterogenität aus. Anthropologische Auffüllungen werden von bindigen und rolligen Schichten unterschiedlicher Mächtigkeit unterlagert. Ab einer Tiefe von 12 bis 14 m steht Rupelton an. Die größte Aushubtiefe betrug 6,5 m und lag somit ca. 2 m unter dem Grundwasserspiegel. Zur Minderung der Setzungen waren ursprünglich Baugrundverbesserungsmaßnahmen und zur Minimierung der Wasserhaltung eine Spundwandumschließung vorgesehen.

Bild 2. Prinzipskizze Dichtwand – Die größte Aushubtiefe betrug 6,5 m. (Foto/Abb.: Jacbo)

6.500 m2 Dichtwand: Statt der Umschließung der Baugrube mit Spundwänden wurde eine Zement-Bentonit-Suspension mittels tiefreichender Bodenvermörtelung in Form einer bis zu 14,5 m tiefen überschnittenen Dichtwand (Bild 1) eingebaut. Die speziellen Rührwerkzeuge sorgten bei der Herstellung der Sekundärsäulen für eine Selbstjustierung bzgl. der Lage. Gemäß Baugrundgutachten war über dem Rupelton mit vereinzelten Findlingen zu rechnen. Tatsächlich wurde eine bis zu 2 m mächtige Geröllschicht mit entsprechend hoher Durchlässigkeit angetroffen. Nach entsprechenden Anpassungen des Rührwerkzeuges konnte diese Schicht durchdrungen werden. Nur vereinzelt wurde die Solltiefe nicht er-

reicht, weshalb dort zusätzlich Suspension verpresst wurde. Das Einbringen von Spundwänden wäre ohne aufwendige Zusatzmaßnahmen nicht möglich gewesen.

24.500 m SOB Pfahlgründung: Last und Geometrie des Bauwerks führen zu setzungsrelevanten Spannungen bis zu einer Tiefe von 40 m unter GOK. Zusätzlich durchgeführte Ödometerversuche ergaben Steifemodule von 10 bis 20 MN/m2 für den Rupelton. Eine reine Baugrundverbesserung der oberen Schichten hätte zu unzulässig großen Setzungen im Rupelton geführt. Auch bei einer Pfahlgründung ist in diesem Fall die Gruppenwirkung zu berücksichtigen. Durch die Einbindung der ca. 20 m langen Pfähle in den Ton wurde die Entwässerungsstrecke zur Konsolidierung derart vergrößert, dass die maximal zu erwartenden Setzungen von 20 cm erst lange nach der Nutzungsdauer des Bauwerks erreicht würden. Die von der Jacbo Pfahlgründungen GmbH eingesetzten Schneckenortbetonpfähle werden mit gesteuertem Betonüberdruck hergestellt. Dies führt im Allgemeinen zu höheren Tragfähigkeiten als bei verrohrter Pfahlherstellung. Die vom Hersteller vorgeschlagenen Probebelastungen ergaben ca. 80 % höhere Tragfähigkeiten, wodurch sich für den Bauherrn eine Kostensenkung von ca. 35 % ergab und das Gesamtbudget trotz der erhöhten Aufwendungen bei der Dichtwandherstellung unterschritten werden konnte. Der partnerschaftliche Umgang zwischen Bauherrn, Projektsteuerer und Spezialtiefbauer führte zu einem optimalen Ergebnis. Dr. Ingo Hylla, JACBO Pfahlgründungen GmbH, Forschung & Entwicklung

Bild 1. Statt der Umschließung der Baugrube mit Spundwänden wurde eine ZementBentonit-Suspension mittels tiefreichender Bodenvermörtelung in Form einer bis zu 14,5 m tiefen überschnittenen Dichtwand eingebaut.

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Weitere Informationen: JACBO Pfahlgründungen GmbH, Nordring 60, 48465 Schüttorf, Tel. +49 (0)59 23 – 96 97-0, Fax +49 (0)59 23 – 96 97-20, info(at)jacbo.de, www.jacbo.de, dort auch Video zur Dichtwandherstellung

Geotechnik, Spezialtiefbau

25 Jahre duktile Gussrammpfähle Die Zahl von 5 Mio. eingebauten duktilen Gussrahmpfählen hätten sich Bertil Schmidt und Pentti Kosonen, die schwedischen Erfinder des duktilen Pfahls bei der Firma AB Gustavsberg, in den frühen 80er Jahren nicht träumen lassen. Duktiles Gusseisen im Spezialtiefbau war gänzlich unbekannt und man gab dem Werkstoff auch kaum Chancen. Der „G-Påle“ wurde zu Beginn unterschätzt und er hatte nur bei Unterfangungen innerhalb von Gebäuden seine Berechtigung. Durch den Technologietransfer (Lizenzvereinbarung) zwischen den Firmen Tiroler Röhren- und Metallwerke AG und AB Gustavsberg im Jahr 1986 kam der duktile Pfahl nach Österreich und wurde dadurch als vielseitiges Gründungskonzept bekannt, welches für Zuverlässigkeit und Schnelligkeit steht. Die Erfolgsgeschichte begann. 5 Mio. Laufmeter wurden in 25 Jahren produziert und fanden weltweit Verwendung. Waren am Anfang dieser Entwicklung im Bereich der Rammtechnik noch Skepsis und Unverständnis die Wegbegleiter, so ist das System heute in Österreich nicht mehr wegzudenken. Gusseisen mit Kugelgraphit, auch duktiles Gusseisen genannt, war und ist der Schlüssel zu diesem Erfolg. Der in den frühen 50er Jahren industrialisierte Werkstoff bietet gleichzeitig alles was ein Rammpfahlsystem braucht: Duktilität, Schlagfestigkeit und Korrosionsbeständigkeit. Dazu kommt noch eine hervorragende Gießbarkeit. Die konische Steckmuffen-Verbindung als wichtigstes Verbindungselement wird zusammen mit dem Rohrschaft in einem Guss hergestellt; eine enorme Erleichterung für die Baustelle. Die produzierten 5 m langen, einfach zu handhabenden Pfahlschüsse

Bild 1. Schliffbild von duktilem Gusseisen unter dem Rasterelektronenmikroskop. Die Bildung vom Kugelgraphit verleiht dem Gusseisen hohe mechanische Festigkeiten, wie z.B. eine hohe Schlagfestigkeit.

können ohne Schweißarbeit und Spezialwerkzeug direkt auf der Baustelle rasch verbunden werden und ermöglichen eine variable Pfahllänge. Bohrpfähle mit Durchmessern ≥ 500 mm oder gebohrte Mikropfähle * mit Durchmessern ≤ 300 mm werden in Österreich mit duktilen Pfählen wirtschaftlich ersetzt, weil das duktile Gusseisen hohe Lasten mit schlankem Design bestmöglich vereinbart. Auch gegenüber anderen Fertigteilrammpfählen kann der Gussrammpfahl aufgrund seines modernen Werkstoffs in vielerlei Hinsicht punkten.

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Geotechnik, Spezialtiefbau

Bild 2. Duktile Gussrammpfähle werden unter strengsten prozessbegleitenden Qualitätskontrollen industriell vorgefertigt. Die konische Steckmuffen-Verbindung wird zusammen mit dem Rohrschaft in einem Guss hergestellt.

Vorteile von Fertigteilrammpfählen Bohrpfähle haben überwiegend Vorteile, wenn große Lasten und hohe Biegemomente aufgenommen werden müssen. Der Nachteil ist aber das dafür benötigte schwere und teure Equipment. Daher werden traditionell gebohrte Mikropfähle in großer Zahl dort verwendet, wo der Einsatz mit schwerem Gerät nicht möglich ist. Beide Systeme, Bohrpfähle und gebohrte Mikropfähle, haben aber eine geringe Tagesleistung und das geförderte Bohrgut muss entsorgt werden. In den letzten Jahren haben sich die Deponiekosten vervielfacht. Bei kontaminierten Böden kostet die Bohrgutentsorgung ein Vielfaches der eigentlichen Gründung und daher wird immer öfter die Frage gestellt, warum den Boden nicht dort belassen, wo er ist. Für die gefragten, hohen Produktionsleistungen haben sich bei Bohrpfählen neue Verfahren wie die SOB-Pfähle (Schnecken-Ortbeton-Pfähle) entwickelt. Dieses System reagiert aber nur gering auf den tatsächlichen anstehenden Baugrund. Schwankungen bei der Traglast durch wechselnde Mächtigkeit der tragenden Bodenschichten und Lagerungsdichte sind ein Problem. Betonieren unter Wasser, Ausspülen von Bewehrungseisen, Einschnürungen der frischen Betonsäule durch expandierenden Boden, alle diese Schwierigkeiten müssen zusätzlich bei der Dimensionierung einkalkuliert werden. So wird, wo immer es geht, auf Fertigteilrammpfähle zurückgegriffen. Diese werden in der Regel industriell gefertigt, besitzen eine durchgängige Qualitätskontrolle und durch den hohen maschinellen Fertigungsgrad werden menschliche Fehler auf der Baustelle reduziert. Der duktile Gussrammpfahl als Vertreter der Fertigteilrammpfähle erzielt durch sein hohes Festigkeit-MasseVerhältnis den Vorteil hoher Traglasten bei kleinem und leichtem Gerät. Eine Nachbearbeitung der Pfahlköpfe ist nicht notwendig und auf Integritätsprüfungen kann verzichtet werden.

Überlegenheit des duktilen Gusseisens Die wichtigsten Baustoffe für Fertigteilrammpfähle sind Stahlbeton, Stahl, Holz und Gusseisen, wobei der Holzpfahl sich heutzutage sehr stark auf dem Rückmarsch befindet, da zum einem die begrenzte Länge aber vor allem die bedingte gleichmäßige Qualität zu Problemen führen kann. Holz rostet zwar nicht, ist aber durch Sauerstoff im Grundwasserschwankungsbereich einer unkontrollierbaren Verrottung unterworfen. Stahlbeton und Stahl sind mengenmäßig die Nummer eins bei den Fertigteilrammpfählen, jedoch wird bei größeren Lasten

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Bild 3. Das Pfahlsystem ermöglicht einen Einbau unter schwierigsten Bedingungen. Für die Brauerei Boxer in der Schweiz (Yverdon-les-Bains), konnten trotz beschränkter Höhe (7,0 m) sowie beengter Zufahrt und Platzverhältnisse 28,0 m lange verpresste Pfähle von der Fa. SIF-Groutbor erfolgreich und wirtschaftlich hergestellt werden. (Fotos/Abb.: Duktus)

und größeren Abmessungen des Rammgutes das einzusetzende Gerät sehr schnell sehr groß und die Vorteile gegenüber den Bohrpfahlgeräten ist nicht mehr gegeben. Beide Baustoffe erfordern hohen Arbeitsaufwand bei der Abtrennung des Pfahlüberstandes aufgrund des vorzeitigen Erreichens des Abbruchkriteriums. Ebenfalls benötigt die Verlängerung der einzelnen Pfahlschüsse zusätzlichen Arbeitsaufwand. Der Gussrammpfahl besitzt zudem den Materialvorteil in Form von DUKTEC, einem speziell modulierten Gusseisen der Duktus S.A., welches die Duktilität, Schlagfestigkeit und Korrosionsbeständigkeit für den Gussrammpfahl optimiert. Duktiles Gusseisen ist auch der einzige Werkstoff welcher es ermöglicht, eine Steckmuffen-Verbindung direkt bei der Herstellung des Pfahles mit dem Schaft zu erzeugen. Die PLUG & DRIVE Verbindung ist biegesteif und kraftschlüssig. Zusätzliche Arbeitsschritte auf der Baustelle entfallen. Ein aus mehreren Pfahlsegmenten hergestellter, duktiler Gussrammpfahl ist statisch gleich wie ein durchgehender monolithischer Pfahl. Pfahllängen von 50 m und mehr sind kein Problem und können mit dem gleichen kleinem Equipment hergestellt werden. Die nachstehende Tabelle vergleicht die wichtigsten Werkstoffe im Bereich der Fertigteilrammtechnik nach folgenden Kriterien: – Umweltverträglichkeit: Rohstoffe aus der Recyclingindustrie, lokale Ressourcen, geringe Belastung durch fossile Brennstoffe und CO2-Ausstoß – Rammbarkeit: Benötigtes Equipment, hohe Schlagfestigkeit und geringe Bruchgefahr – Handhabung/Transport: Modulbauweise, Einzelbaulängen, rationeller Transport, Lagerung, Gefahrenpotential bei Entladung, Materialverhalten bei Überbeanspruchung – Längenanpassung: Zeitaufwand für Verbindungen (Steckmuffen-, Schweiß-, Schraubverbindungen), Pfahlkopfbearbeitung – Langlebigkeit: Gebrauchstauglichkeit, Korrosion – Erschütterungen/Lärm: Frequenz im Boden, Einfluss auf Mensch und Natur

Geotechnik, Spezialtiefbau Tab. 1. Einsatzkriterien verschiedener Werkstoffe im Bereich der Fertigteilrammtechnik

Umweltverträglichkeit Rammbarkeit Handhabung/Transport Längenanpassung Langlebigkeit Erschütterungen/Lärm

Duktiles Gusseisen

Holz

Stahl

Stahlbeton

++ +++ +++ +++ ++ +

+++ – + –– –– –

+ ++ + – + –

+ – – – ++ –––

Duktiles Gusseisen kann bei allen Kriterien überzeugen, besonders sollte der Recyclinggedanke unterstrichen werden. In einer Gesellschaft, die Mülltrennung als wichtig erachtet, muss der Gedanke des Recyclings auch für Baustoffe im Spezialtiefbau gelten. Zusammenfassend gilt, dass duktiles Gusseisen alle zuvor genannten Kriterien positiv entspricht und dadurch ein wichtiger Beitrag zur Nachhaltigkeit geleistet wird. Jerome Coulon/Erich Steinlechner Literatur: * EN 14199 Ausführung von besonderen geotechnischen Arbeiten (Spezialtiefbau) – Pfähle mit kleinen Durchmessern (Mikropfähle) 2005

Weitere Informationen: Duktus S.A., Innsbrucker Straße 51, 6060 Hall in Tirol, Tel. +43 5223 503 0, Fax +43 5223 436 19, office@duktus.com, www.duktus.com

Dauer-Selbstbohranker sichern Voreinschnitt beim Bau des SemmeringBasistunnel Neu Eines der zurzeit größten Bauprojekte der ÖBB-Infrastruktur AG ist der Semmering-Basistunnel Neu, der sich seit April 2012 im Bau befindet. Voraussichtlich ab dem Jahr 2024 wird die neue Südbahn den Semmering zwischen Niederösterreich und der Steiermark auf einer Strecke von 27,3 km durchqueren. Bevor der Portal- und der anschließende Tunnelvortrieb beginnen kann, muss der Portalvoreinschnitt in den Freistreckenbereichen hergestellt werden. Dazu trägt die Baubeteiligungsgesellschaft m.b.H., BBG-GRAZ, zurzeit den Hang ab und sichert diesen mittels bewehrtem Spritzbeton und Dauer-Selbstbohrankern (SDA) von der Firma Minova MAI. Diese Ankerlösung ist besonders für Lockerböden wirtschaftlich und empfehlenswert. Nach der Beendigung der Bauarbeiten Übertage, soll ab 2015 das aus zwei Röhren bestehende, einspurige Tunnelsystem sowohl konventionell als auch kontinuierlich vorgetrieben werden.

Wichtige transeuropäische Verbindung Der Semmering-Basistunnel Neu wird nach seiner Fertigstellung einer der längsten Eisenbahntunnels Österreichs sein und eine wichtige Verbindung auf der transeuropäischen Strecke von Norddeutschland nach Italien bilden. Zurzeit läuft der Eisenbahnverkehr über die als Weltkulturerbe ausgezeichnete Bergstrecke zwischen den Orten Gloggnitz und Mürzzuschlag. Diese Strecke ist für schwere Gütertransporte jedoch nur eingeschränkt befahrbar. Personenzüge können sie lediglich mit einer Geschwindigkeit von etwa 50 km/h nutzen. Der Semmering-Basistunnel Neu entlastet zukünftig die Bergstrecke und verkürzt

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Geotechnik, Spezialtiefbau Herstellung des Portalvoreinschnitts

Bild 1. Die Firma Baubeteiligungsgesellschaft m.b.H.aus Graz trägt zurzeit den Hang ab und sichert diesen mit Spritzbeton und Litzenankern sowie mit Dauer-Selbstbohrankern SDA von der Firma Minova MAI.

Der Baubeginn wurde im Frühjahr 2012 mit den Vorarbeiten im Bereich Gloggnitz eingeleitet. Die Hangsicherungsarbeiten werden von der Firma Baubeteiligungsgesellschaft, BBG-GRAZ, hergestellt. Für die Sicherung der Einschnittsböschung setzt die BBG-GRAZ auf SDA Dauer-Selbstbohranker der Minova MAI GmbH. Man habe, so Geschäftsführer Franz Schweighofer, schon mehrmals mit der Firma Minova zusammengearbeitet und sei nicht nur vom Produkt sondern auch von der sehr guten Betreuung und Flexibilität der Firma Minova überzeugt. Bei der Herstellung des Voreinschnitts wird in sogenannten Pilgerschritten vorgegangen, d.h. die horizontalen Öffnungsbreiten liegen bei ca. 6 bis 10 m, vertikal bei etwa 2 m, wobei immer ein gleich großer Zwischenstock stehen bleibt. Anschließend werden diese mittels bewehrtem Spritzbeton und Selbstbohrankern stabilisiert. Die CE-zertifizierten Dauer-Selbstbohranker SDA von Minova MAI eigenen sich besonders für die Ankerung in weichem oder sandigem Gestein.

Ankerung sichert Halt

Bild 2. Insgesamt werden etwa 1.600 Dauer-Selbstbohranker von Minova in Längen von acht bis zwölf Metern in den Hang eingebracht.

Um die Effizienz des Ankerprozesses zu steigern, setzt die Firma BBG-GRAZ auf die halbautomatische Installation mit Hilfe eines integrierten Bohr-Injektions-Adapters (IRIA). Der DauerHohlstab-Anker mit verlorener Bohrkrone dient dabei gleichzeitig als Bohrstange. Im gleichen Arbeitsschritt wie die Bohrung erfolgt je nach Beschaffenheit des Bodens eine gleichzeitige Injektion mit Mörtel oder Spülung mit Luft. Ist die vorgesehene Bohrtiefe erreicht, wird nochmals mittels Ankermörtel durch den Hohlstabanker injiziert. Dieser härtet innerhalb von ca. 3 Tagen zu einer Betonfestigkeit aus, welche dann die entsprechenden Spannkräfte aufzunehmen vermag. Die Wahl der passenden Bohrkrone hängt von der geologischen Beschaffenheit des Bodens ab, in den der Anker gebohrt wird. Aufgrund der wechselhaften Geologie des Geländes, kam das komplette Bohrkronen-Sortiment der Firma Minova MAI zum Einsatz. Auf der Gesamtstrecke des Voreinschnitts von etwa 500 m und einer Einschnittshöhe von ca. 10 m werden etwa 1.600 Dauer-Selbstbohranker eingesetzt. Die 8 bis 12 m langen Anker werden in einem Ankerraster von ca. 1,5 × 1,5 m gebohrt. Insgesamt werden etwa 5.000 m² Spritzbeton verbaut.

Tunnelvortrieb ab 2015

Bild 3. Die Dauer-Selbstbohranker SDA von Minova MAI eigenen sich besonders für die Ankerung in weichem oder sandigem Gestein. (Fotos: 1 u. 2 Minova MAI/BBGGRAZ; 3 Minova MAI)

die Fahrzeit für Personenfernzüge zwischen Graz und Wien um etwa 30 Minuten. Besonders der Güterverkehr wird von der neuen Verbindung profitieren, da selbst schwere Güterzüge den Tunnel dank einer geringen Neigung von 8,4 % uneingeschränkt befahren können.

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Zwei parallel geführte Röhren mit einem Durchmesser von ca. 10 m werden zukünftig den Semmering Basistunnel Neu bilden. Sie liegen in einem Abstand von 40 bis 70 m zueinander und sind alle 500 m durch Querschläge miteinander verbunden, um im Notfall eine Selbstrettung zu gewährleisten. Um den geologischen Verhältnissen über die komplette Strecke gerecht zu werden, werden ab 2015 zwei unterschiedliche Vortriebsmethoden eingesetzt. Zum einen erfolgt ein konventioneller Vortrieb mit Baggern und Sprengungen nach der Neuen Österreichischen Tunnelbaumethode (NÖT). Andererseits gräbt sich der Bohrkopf der Tunnelvortriebsmaschine (TVM) durch das Gestein. Der Semmering Basistunnel Neu entsteht aufgrund seiner Länge von knapp 28 km in mehreren Bauabschnitten. Bis zum Zusammenschluss mit dem Gegenvortrieb wird der Tunnel in beide Richtungen vorgetrieben. Es ist geplant, die Vortriebsarbeiten bis 2020 abzuschließen und die Tunnelröhren im Rohbau fertigzustellen. Nach dem Einbau der Tunnelausrüstung sollen Personen- und Güterzüge den Semmering-Basistunnel neu Ende 2024 mit einer Geschwindigkeit von bis zu 230 km/h befahren. Weitere Informationen: Minova CarboTech GmbH, Am Technologiepark 1, 45307 Essen, Tel. +49 (0)201 – 80 983-500, Fax +49 (0)201 – 80 983-9500, www.minova.de

Geotechnik, Spezialtiefbau

Die Software für den Grundbau Berechnung nach EUROCODE 7 / DIN EN 1997-1 / ÖN/BS/NF/... und Bemessung nach EUROCODE 2 und 3 / DIN / ÖN usw. DC-SOFTWAR E

Einstellungen bereits fertig vordefiniert für die Nationalen Anhänge der Länder: Deutschland, Österreich, Frankreich, Großbritannien, Italien Freie Einstellung des gewünschten Nachweisverfahrens, 1 oder 2 Kombinationen und der Sicherheitsbeiwerte für jedes Land einfach möglich Für jede Art von Nachweis, z.B. Wandlänge, Schnittgrößen, Gleiten, Grundbruch, Geländebruch, Gleichgewicht/Kippen, hydraulischer Grundbruch Stahlbeton: Einstellungen für Bemessung auf Biegung, Querkraft, Durchstanzen, Mindest- und Maximalbewehrung Stahl: Berücksichtigung der Querschnittsklassen 1 bis 4 für Spundwand- und Trägerprofile Verschiedene Sprachen verfügbar, einfachste Einstellung für internationale Projekte !

Tauchpumpenschulung für SONNTAGMitarbeiter zahlt sich aus Durch die Fokussierung auf einen Tauchpumpenlieferanten mit Komplettsortiment und Mitarbeiterschulung hat die Bauunternehmung SONNTAG gute Erfahrungen gemacht. Für den Disponenten Thomas Stoffel war nach einem Jahr der zurück gegangene Aufwand für Ersatzteile und Reparaturen deutlich feststellbar. Damit habe sich die Schulung der mit Schmutz- und Abwasserpumpen arbeitenden Mitarbeiter auch finanziell gelohnt. Der Hersteller Tsurumi bietet diesen Knowhow-Transfer seinen Kunden kostenlos an. Zwar gelten die japanischen Pumpen bauartbedingt als wartungsarm. Doch bei anspruchsvollen Bauprojekten ist Zeit ein wichtiger Faktor und selbst seltene Kleinreparaturen sind dann Störfaktoren. Mit dem extra Wissen können die Poliere und Vorarbeiter nun Verschleißteile wie das Laufrad am Ansaugstutzen sofort vor Ort in Eigenregie wechseln. Tsurumis Modulbauweise, die bei Wartungen nur wenige Handgriffe und Standardwerkzeug erfordert, bildet dafür die konstruktive Voraussetzung. Größere Arbeiten werden in der hauseigenen Werkstatt erledigt. Eine Pumpe zum Hersteller zu schicken, kommt kaum noch vor.

Bild 1. Bei der Wasserhaltung setzt man ausschließlich Tsurumi-Pumpen ein

DC-Software Doster & Christmann GmbH Hannah-Arendt-Weg 3 · D-80997 München Tel.: +49 (89) 89 60 48-33 · Fax: -18 service@dc-software.de · www.dc-software.de

Ebenfalls von Vorteil sind die erweiterten Kenntnisse zum Einsatzspektrum der Pumpen, mit denen die geschulten Mitarbeiter nun die Wasserhaltung angehen. Nur, wer den Bedarf für ein Projekt qualifiziert bestimmen kann, kann schließlich das passende Arbeitsgerät auswählen.

140 Tauchpumpen am Lager Die an drei Standorten vertretene Unternehmensgruppe mit etwa 400 Mitarbeitern und Hauptsitz im rheinland-pfälzischen Dörth bietet ihren kommunalen und gewerblichen Kunden ein breites Leistungsportfolio. Mircrotunnelling, Teilschnitt, Spezialtiefbau, offener Kanalbau und Ingenieurbau sind die Hauptsparten des mittelständischen Familienunternehmens mit 79 Mio. € Jahresumsatz, das von Bernd Sonntag und Marion Sonntag in der dritten Generation geführt wird. Für dieses umfangreiche Leistungsspektrum setzt man rund 140 Pumpen ein. Seit 2006 kommen diese ausschließlich von Tsurumi. Ein Kriterium: Nur wenige Pumpenhersteller decken praktisch alle Anwendungen im Bausektor ab. Der japanische Hersteller liefert hierzulande über 250 verschiedene Modelle mit Fördermengen bis 50 m3/min und Förderhöhen bis 170 m. Die umfangreiche Erfahrung spiegelt sich in vielen Konstruktionsdetails der Pumpen des – laut Unternehmensangaben – weltgrößten Baupumpenherstellers wider.

Bild 2. Der japanische Pumpenlieferant schult seine Kunden kostenlos vor Ort (Fotos: 1 Sonntag, 2 Tsurumi)

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Geotechnik, Spezialtiefbau

Alles aus einer Hand Universelle Schmutzwasserpumpen bilden die Grundausstattung für die Tiefbaupoliere. Im Kanalbau setzt man vornehmlich auf Abwasserpumpen, in der Baugrubenherstellung auf Grundwasserpumpen sowie auf Hochdruckpumpen und Rührwerkspumpen für den Rohrvortrieb und die Förderung von Schlamm, Sand und Betonit. In den Projekten werden technologisch alle Register gezogen: Auch Schwimmer-Anlagen und automatische Steuerungen inklusive GPS-Melder stehen bereit. Je nach Aufgabe musste früher auf diverse Hersteller zurückgegriffen werden. Sich auf nur einen Lieferanten festzulegen, hat Vorteile: Ein Produktsystem, ein Ansprechpartner und nicht zuletzt der Einkaufspreis. Als typisches Szenario schildert Stoffel den Rohrvortrieb für den „Südostsammler“ in Nürnberg. Ein Düker, der für die Ableitung von Abwasser und als Stauraumkanal zur Reduktion von Notüberläufen in natürliche Vorfluter zu errichten war. Hier wurden acht Pumpen der Serie LH23.0W mit Elektrodensteuerung und GPS-Melder zur Wasserhaltung über eine Höhendistanz von 30 Metern eingesetzt. Im selben Projekt mit 660 m Microtunnelling (DN 2500 SB), 25 m offener Bauweise sowie sieben Bohrpfahlgruben und acht Ortbetonbauwerken kamen noch zwei Pumpen des Typs NKZ3-80H mit Rührwerk zum Einsatz, die sandigen Schlamm aus einer 18 m tiefen Pressgrube nach oben holten. Positive Bilanz dieses Großeinsatzes: Die Pumpen liefen über ein Jahr nonstop bis zum Schluss ohne Störung. Und hätte es eine gegeben – man hätte sie sofort behoben. Weitere Informationen: TSURUMI (Europe) GmbH, Herr Ulrich Tempel, Heltorfer Str. 14, 40472 Düsseldorf, Tel. +49 (0)211 – 41 79 37-450, Fax +49 (0)211 – 41 79 37-460, vertrieb@tsurumi.eu, www.tsurumi.de sowie: SONNTAG Unternehmensgruppe, Herr Thomas Stoffel, Trinkbornstraße 21, 56281 Dörth, Tel. +49 (0)6747 – 93 09-0, Fax +49 (0)6747 – 93 09-30, doerth@sonntag-bau.de, www.sonntag-bau.de

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Neugestaltung Anschlussstelle Landstraßer Gürtel in Wien Der Baubereich des Gesamtprojektes erstreckt sich über die Kleistgasse bis hin zur Anschlussstelle A 23 und von der Kreuzung Landstraßer Hauptstraße bis hin zum Rennweg und ist gänzlich im 3. Wiener Gemeindebezirk gelegen. Mit der Baumaßnahme wird die Kreuzung Landsstraßer Gürtel/Landstraßer Hauptstraße niveaufrei umgestaltet. Dazu wird einerseits die Tieferlegung der Hauptstraße 8221 (Untertunnelung auf eine Länge von ca. 140 m), sowie ein Lärmschutztunnel, welcher auf derzeitigem Niveau errichtet wird, geplant. Durch die sehr beengten Platzverhältnisse im Bereich der Unterführung sowie der angeschlossenen Wannen ist eine aufgelöste Pfahlwand mit d = 90 cm und Spritzbetonausfachung projektiert in deren Schutz die Baugrube ausgehoben wird. Bauablaufbedingt sind die Pfahlarbeiten in mehreren Bauphasen auszuführen. Die Herstellung der Unterführung ist sowohl in Deckelbauweise als auch teilweise als offenen Baugruben vorgesehen. Aus Lärmschutzgründen wird die Rampe 6 auf 211 m komplett eingehaust (geschlossener Stahlbetonrahmen – Bodenplatte 80 cm, Wände 40 cm, Decke 80 cm). Die Einhausung schlieft schiefwinkelig über die Unterführung (Blöcke E 01 bis E 4 direkt auf der Einhausung). Aufgrund der schlechten Bodenverhältnisse (gering tragfähige antropogene Verfüllungen bis 6 m Tiefe) müssen die restlichen Blöcke E 05 bis E 10 ebenfalls tieffundiert werden (d = 90 cm Großbohrpfähle, e = ca. 2,5 m). Das Abteufen der Bohrpfähle erfolgt vom Arbeitsplanum aus. D¡eses wird von der Fa. Steinerbau laut Plan ausgeführt. Bedingt durch die große Längserstreckung des Baubereiches A 23 -,,Ast. Landstrasse“ wird an den jeweiligen Einsatzstellen ein Werkstätten- und Materialcontainer sowie die für die Bohrpfahlarbeiten unbedingt erforderliche Gerätschaften und Ausrüstungen gelagert und aufgebaut. Das Projekt wird als Gemeinschaftsprojekt der Asfinag und der Stadt Wien realisiert. Die gegenständliche Ausschreibung beschränkt sich auf den Leistungsteil der Asfinag. Die gegenwärtige Baumaßnahme umfasst im Wesentlichen die Herstellung einer Unterführung als Weiße Wanne und den Ausbau des Landstraßer Gürtels. Zur Verbesserung des Lärmschutzes werden zusätzlich eine Einhausung und eine Lärmschutzwand errichtet. Der Anschluss an die A 23 wird verbreitert, die bestehende Fahrbahn abgetragen und neu hergestellt.

Geotechnik, Spezialtiefbau Zur Sicherung von Geländesprüngen sind Stützmauern geplant. Die Bauteile sind entlang des Sportplatzes ,,Dirmoserstraße“, entlang der Rampe 7 angrenzend an das Kasernengelände Arsenal und südseitig (Seite Lutz) entlang des Gürtels geplant. Die Herstellung der Unterführung ist teils in Deckelbauweise und teils in offener Baugrube vorgesehen. Die Baugrube wird im Schutz von Bohrpfählen und Spundwänden ausgehoben. lm Aushub ist mit dem Auffinden von Kriegsmitteln zu rechnen. Weiter sind in der grundlegenden Charakterisierung gem. DVO 2008 verschieden Deponietypen ausgewiesen. Die Fahrbahnen werden als Betondecke in unterschiedlichen Stärken ausgebildet. Geh- und Radwege werden asphaltiert. Die E&M Ausrüstung gehört ebenfalls zum Bauumfang. Weitere Bestandteile der Ausschreibung sind unter anderem Lärmschutzmaßnahmen, Bodenmarkierungen, Verkehrszeichen und Beschilderungen für Provisorien und Definitivum. Arbeiten (Kabelschutzrohre, Schächte und Fundamente) für die Wechseltextanzeige (WTA) und Beleuchtung (MA 33 und Asfinag) sind ebenso enthalten. Der Baubereich des Gesamtprojektes erstreckt sich ca. über die Kleistgasse bis hin zur Anschlussstelte A 23 und von der Kreuzung Landstraßer Hauptstraße bis hin zum Rennweg. Bei der Trennung der Bauleistungen zwischen Asfinag und MA 28 besteht bei der Stützmauer ,,Gürtel“ eine Überschneidung der Baufelder. Sämtliche Bauarbeiten werden unter Aufrechterhaltung des Schienen- und Straßenverkehrs so wie der Geh- und Radwege durchgeführt. Start der Hauptphase war Mitte April 2011, die Gesamtfertigstellung ist für Ende 2013 vorgesehen.

Das Projekt Neugestaltung Anschlussstelle Landstraßer Gürtel wird als Gemeinschaftsprojekt der Asfinag und der Stadt Wien realisiert. (Foto: Grund-, Pfahl- und Sonderbau)

Weitere Informationen: Grund-, Pfahl- und Sonderbau GmbH, Industriestraße 27a, 2325 Himberg bei Wien, Österreich, Tel. +43 (0)2235 – 87 777-0, Fax +43 (0) 2235 – 86 561, wwwneu.gps-bau.com sowie: ASFINAG – Autobahnen- und Schnellstraßen-Finanzierungs-AG, 1011 Wien, Österreich, Rotenturmstraße 5–9, Tel +43 (0) 50 108 – 10000, Fax +43 (0) 50 108 – 10020, office@asfinag.at, www.asfinag.at

Fachthemen DOI: 10.1002/gete.201200020

Oswald Klingmüller

Vorgaben des EC7 für dynamische Pfahlprobebelastungen und Regelungen im Deutschen Normenhandbuch – Vorschlag zur Vereinfachung Der Eurocode 7 (EC7) enthält in seinen Entwürfen seit 1994 die dynamische Pfahlprobebelastung als zulässigen Nachweis für die Tragfähigkeit von Pfählen. Die Definitionen der verschiedenen dynamischen Pfahlprobelastungen und der verschiedenen Auswertungsverfahren in den Textabschnitten und auch die erforderlichen Nachweise zur Herstellung einer Vergleichbarkeit von statischen und dynamischen Pfahlprobebelastungen erforderten eine Klarstellung, die in der Neufassung der DIN 1054 vorgenommen wurde und dann in das Normenhandbuch, die deutsche Anwendungsnorm für den EC7, übertragen wurde. Im Beitrag wird die Beziehung von EC7 und Normenhandbuch erläutert und anhand des Wortlauts des EC7 dargestellt, warum eine Klarstellung im Normenhandbuch erforderlich wurde. Es wird auch ein Vorschlag formuliert, der zur Vereinfachung der Regelung führen kann. Regulations of EC7 for Dynamic Pile Load Tests and Specifications of the German National Application Document – Proposal for a Simplified Concept. In 2011 the German Institute of Standards (DIN) published the “Handbook Eurocode 7 – Geotechnical design – Part 1: General rules” which combines DIN EN 19971:2009, DIN EN 1997-1/NA:2010 (national appendix) and DIN 1054:2010 (additional national rules to DIN EN 1997-1) to one work of German rules in geotechnical design. The paper presents the current situation and the problems of application of the code specifications with respect to the current practice of dynamic testing. A simplification of specifications and also a basis for a consistent safety concept is proposed.

Einführung – statische und dynamische Pfahlprobebelastungen

Bei Probebelastungen wird ein Mehrfaches der Gebrauchslast als Prüfkraft aufgebracht. Bei statischen Probebelastungen wird diese Prüfkraft in mehreren Laststufen nach einer definierten Belastungsgeschichte durch hydraulische Pressen aufgebracht (siehe EA-Pfähle 2012, [1]). Die Pressen werden entweder gegen eine Totlast gestützt oder gegen eine Umlenkkonstruktion. Je nach der Größe der Prüfkraft kann der Aufwand erheblich sein. Bei der dynamischen Probebelastung wird die Prüfkraft über ein schweres Fallgewicht aufgebracht (wie beim Rammen von Pfählen). Da beim Rammen von Pfählen die Wirkung der Kraftaufbringung durch ein fallendes Gewicht für das Einbringen genutzt wird, wurden auch zuerst bei Rammpfählen Verfahren entwickelt, den Bodenwiderstand aus der Beobachtung des Rammvorganges zu be-

stimmen. In Rammformeln wird aus der bleibenden Setzung und der Rammenergie der Widerstand des Pfahles errechnet. Die wesentliche Eingangsgröße, Rammenergie, ergibt sich einfach als potenzielle Energie aus Fallmasse und Fallhöhe. Energieverluste, z. B. in einem Rammfutter oder einer Rammhaube, werden über empirische Faktoren abgeschätzt. Eine Verbesserung der Berechnung ergab sich, als 1960 durch den Vorschlag von Smith [2] eine Simulation des Rammvorganges im Computer möglich wurde. Auch bei dieser Verbesserung des Verfahrens besteht die größte Unsicherheit in der tatsächlich eingeleiteten Energie. Fortgeschrittene Messtechnik ermöglichte dann gegen Ende der 60er Jahre die Bestimmung der Energie durch Messungen der Dehnungen und Beschleunigungen am Pfahlkopf. Durch die Messungen ergab sich dann auch die Möglichkeit der direkten Auswertung. Vereinfacht wird dabei angenommen, dass ein Pfahlbodenwiderstand Rtot (oder Rult oder RU) ermittelt werden kann, der aus einem statischen Anteil Rs und einem dynamischen Anteil Rd besteht: Rtot = Rs + Rd

(1)

Der statische Anteil Rs ist dann der gesuchte und für die Bemessung maßgebliche Pfahlwiderstand. Die Größe des dynamischen Widerstandes Rd ist nicht nur abhängig vom Boden und von den Pfahleigenschaften, sondern auch von der Art der Lastaufbringung – Größe der Fallmasse, Fallhöhe, Rammfutter, gegebenenfalls Abfangung. In einem vereinfachten Modell wird der dynamische Anteil des Widerstandes als geschwindigkeitsproportional angenommen, mit j als Dämpfungskonstante: Rd = j · v

(2)

Zuerst wurde die Bestimmung des Widerstandes aus der dynamischen Lastverschiebungskurve am Unloading Point entwickelt. Der Unloading Point ist der Punkt der maximalen Verschiebung, an dem eine Bewegungsumkehr des als starr angenommenen Pfahls unter dem Rammschlag erfolgt. In diesem Punkt ist die Geschwindigkeit v = 0 und eine geschwindigkeitsproportionale Dämpfungskraft verschwindet [3].

O. Klingmüller · Vorgaben des EC7 für dynamische Pfahlprobebelastungen und Regelungen im Deutschen Normenhandbuch – Vorschlag zur Vereinfachung

Beim Unloading Point-Verfahren wird der Pfahl als Massepunkt angenommen. Deswegen ist das Verfahren nicht in der Lage, das Verhalten von Pfählen unter dynamischer Belastung ausreichend zuverlässig zu beschreiben. Als Verbesserung wurde ein Verfahren auf der Grundlage der eindimensionalen Wellentheorie entwickelt [4] [5]. Für die Bestimmung der Dämpfungskraft Rd = j · v werden bei diesem Verfahren empirische Dämpfungskonstanten j eingesetzt. Die empirischen Dämpfungsfaktoren wurden durch Vergleiche mit statischen Versuchen bestimmt (siehe [1], Abschnitt 10.5.2). Anstatt die Dämpfungskraft unter Verwendung von empirischen Dämpfungsfaktoren zu berechnen, ist es möglich, die Dämpfungskraft bzw. die dynamischen Anteile am Widerstand zu berechnen, wenn mit einem numerischen Verfahren das Verhalten des Pfahls unter dynamischer Belastung bestimmt wird. Bei der sogenannten vollständigen Modellbildung werden die gemessenen Dehnungen und Beschleunigungen mit der Berechnung an einem Computermodell des Pfahls im Boden verknüpft. Das ursprüngliche Feder-Masse-Modell [2] wurde hierfür weiterentwickelt [6]. In vielen Vergleichen statischer und dynamischer Probebelastungen wurde nachgewiesen, dass diese Widerstände nur wenig voneinander abweichen (siehe Bild 1). Zusammenfassend können also folgende dynamische Verfahren zur Tragfähigkeitsbestimmung unterschieden werden: – Rammformeln (vor 1960, siehe z. B. [13]), – Pfahlberechnung durch Computermodell (1960 [2]), – Unloading Point-Methode (1970 [3]), – direkte Auswertung von Messungen am Pfahlkopf mit eindimensionaler Wellentheorie (z. B. CASE-Formel 1975 [4]), – Auswertung von Messungen am Pfahlkopf mit vollständiger Modellbildung (z. B. CAPWAP, 1979 [5] [6]). Die Durchführung von dynamischen Probebelastungen wurde seit den 80er Jahren zu einem wichtigen und weltweit eingesetzten Verfahren der Tragfähigkeitsbestimmung von Pfählen. Diese Praxis fand dann auch ihren Niederschlag in Regelungen und Empfehlungen (ASTM

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Vorgaben des EC7

Die Anwendung dynamischer Probebelastungen für die Bestimmung der axialen statischen Tragfähigkeit von Pfählen wird im EC7 [8] in den Abschnitten 7.4.1, 7.5.3 sowie in mehreren Abschnitten in Kapitel 7.2.6 angesprochen. Während die Abschnitte 7.4.1 und 7.5.3 als Einführungen in das Nachweiskonzept für axiale Tragfähigkeit eher allgemeine Festlegungen treffen, bezieht sich der Abschnitt 7.6.2.4 ausdrücklich auf die Verfahren, bei denen am Pfahlkopf die Dehnung und die Beschleunigung bzw. die Kraft und die Geschwindigkeit als zeitabhängige Größen gemessen werden. Der Zeitbereich der Messung ist kleiner als 1 s. Im Abschnitt 7.6.2.4 wird noch in einer Anmerkung darauf hingewiesen, dass durch die Verwendung der vollständigen Modellbildung Mantelreibung und Spitzendruck ermittelt werden können und dass das Modell im Computer die Simulation der statischen Probebelastung mit der Bestimmung einer Lastsetzungskurve ermöglicht. Abschnitt 7.6.2.5 enthält Vorgaben für die Anwendung von Rammformeln. Insbesondere wird festgelegt, dass da-

CW vs SLT - drilled and augercast piles

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CW [kN]

CW vs SLT - all driven piles

4945 [16], DGEG-Empfehlungen 1986 [9], 1998 [14], EC7 1997 [7], EA-Pfähle 2007 und 2012 [1], Handbuch EC7 [8]). Die Ausführung dynamischer Probebelastungen wurde Standard bei Rammpfählen vor allem Offshore. Auch auf Ortbetonpfähle wird das Verfahren seit nunmehr über dreißig Jahren angewendet. Bei Ortbetonpfählen werden zur Einleitung der Prüfkraft Freifallgewichte eingesetzt, deren Gewichtskraft in der Regel 1 bis 2 % der nachzuweisenden Prüflast betragen. Mit einem 10-t-Gewicht kann z. B. je nach Bodenverhältnissen eine Tragfähigkeit von 500 bis 1.000 t (5 bis 10 MN) nachgewiesen werden. Die Verwendung schwererer Fallmassen kann bei Ortbetonpfählen vorteilhaft sein. Durch Abfangung oder weiche Rammfutter kann die Kontaktzeit verlängert und die Stoßkraft bei gleicher Energie verringert werden. Für solche Belastungen wird zwar auch die Bezeichnung Rapid Load-Test (auch unter den Bezeichnungen Hybridnamic, Statnamic, Statrapid) verwendet, ein eigenständiges Verfahren ist dieses Vorgehen aber nicht [12].

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SLT [kN]

Bild 1. Korrelation der statischen Widerstände aus dynamischen Versuchen mit vollständiger Modellbildung (hier CAPWAP bzw. CW) und den Widerständen aus statischen Probebelastungen (bezeichnet SLT, aus [10]) Fig. 1. Korrelation of static resistances of dynamic load tests with signal matching (here CAPWAP or CW resp.) and resistances as determined by static load tests (denoted SLT, see [10])

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O. Klingmüller · Vorgaben des EC7 für dynamische Pfahlprobebelastungen und Regelungen im Deutschen Normenhandbuch – Vorschlag zur Vereinfachung

bei mindestens 5 Pfähle pro Pfahl-Boden-Profil zu prüfen sind. In Abschnitt 7.6.2.7 wird die dynamische Pfahlprobebelastung beim Nachrammen behandelt. Im Abschnitt 7.6.2.6 wird auf die Bestimmung der axialen Tragfähigkeit mit Anwendung des Wellengleichungsverfahrens eingegangen. Die Anforderungen an das Verfahren werden allerdings nicht behandelt. Ebenso wird nicht angegeben, welche Eingangsdaten aus dem Rammvorgang verwendet werden sollen, da die Berechnung entweder mit der Eindringung pro Schlag bei Erreichen der Endtiefe durchgeführt oder das komplette Rammprotokoll nachgerechnet werden kann. Im Sicherheitskonzept des EC7 wird ein charakteristischer Wert des Pfahlwiderstandes gebildet aus Rc,k = Rm/γR = Rm/γt · (ξ5 oder ξ6) mit Rm γR γt ξ5 oder ξ6

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Messwert der Grenztragfähigkeit, Teilsicherheitsbeiwert, Widerstandsfaktor, Korrelationsfaktoren, ξ5 für den Mittelwert, ξ6 für den Mindestwert.

Die Korrelationsfaktoren werden durch Modellfaktoren abgemindert oder vergrößert. Aus den zusätzlichen Angaben zur Wahl der Modellfaktoren in der Zusammenstellung der empfohlenen Korrelationsbeiwerte in der Tabelle A11 wird ersichtlich, dass die Autoren des EC7 eine Hierarchie der Zuverlässigkeit der Verfahren durch die Durchführung und die Auswertung sehen: – Rammformel: Modellfaktor ηD = 1,2, – Rammformel mit Messung der elastischen Verformungen: Modellfaktor ηD = 1,1, – Auswertung mit einer geschlossenen Formel auf der Grundlage der eindimensionalen Wellentheorie (z. B. CASE) und empirischen Dämpfungsfaktoren: Modellfaktor ηD = 1,0, – Auswertung mit vollständiger Modellbildung (signal matching, z. B. CAPWAP): Modellfaktor ηD = 0,85. Die Zusammenstellung der Modellfaktoren in Tabelle A11 bezieht sich nicht direkt auf die Erläuterungen in den Abschnitten 7.6.2.4 bis 7.6.2.7. Im Abschnitt 7.6.2.5 ist nicht erwähnt, dass die Messung der elastischen Verformung während des Rammens zu einer Erhöhung der Sicherheit (und damit zu einer Reduktion des Modellfaktors) führen kann. Für die in Abschnitt 7.6.2.6 erwähnte Berechnung mit der Wellengleichungsmethode ist kein Modellfaktor angegeben.

Regelungen im Normenhandbuch

Der EC7 soll gewährleisten, dass im europäischen Wirtschaftsraum einheitliche technische Regelungen angewendet werden. Es ist deswegen nicht möglich, die Vorgaben des EC7 bei der Einführung in den einzelnen Teilnehmerländern zu ändern. Durch nationale Anwendungsdokumente werden die Vorgaben den speziellen Gegebenheiten in den einzelnen Ländern angepasst. Diese Anwendungsdokumente können aber lediglich Widerstandsfaktoren oder Korrelations-

faktoren entsprechend nationalen Sicherheitsstandards festlegen oder durch spezielle Erläuterungen und Anwendungshinweise die Rahmenvorgaben des EC7 der nationalen Praxis anpassen. Im Deutschen Normenhandbuch – Handbuch EC7 [8] – wird durch Erläuterungen versucht, die Vorgaben des EC7 etwas zu strukturieren. Ausgehend von der implizit angegebenen Hierarchie in der Durchführung und der Auswertung gibt das Normenhandbuch [8] in einer Anmerkung zu Abschnitt 7.6.1.4 eine Einteilung in Stoßversuche und dynamische Probebelastungen vor: Stoßversuch: mit 1) Rammformeln, 2) verbesserte Rammformeln mit gemessener maximaler elastischer Verformung, 3) Wellengleichungsverfahren. Dynamische Pfahlprobebelastung: mit 4) dynamische Pfahlprobebelastungen mit Auswertungen nach dem direkten Verfahren, 5) dynamische Pfahlprobebelastungen mit Auswertungen nach dem erweiterten Verfahren mit vollständiger Modellbildung. Weitere Hinweise zu den verschiedenen Verfahren, deren Anwendungsgrenzen und Anwendungsbedingungen siehe EA-Pfähle 2012, 5.3 und 10 [1]. Gegenüber der Tabelle A11 des EC7 wurde die Tabelle A7.2 im Normenhandbuch zur Vervollständigung um einen Modellfaktor für die Auswertung mit der Wellengleichung erweitert: – Rammformel: Modellfaktor ηD = 1,2, – Rammformel mit Messung der elastischen Verformungen: Modellfaktor ηD = 1,1, – Auswertung mit der Wellengleichungsmethode: Modellfaktor ηD = 1,05, – Auswertung mit einer geschlossenen Formel auf der Grundlage der eindimensionalen Wellentheorie (z. B. CASE) und empirischen Dämpfungsfaktoren: Modellfaktor ηD = 1,0, – Auswertung mit vollständiger Modellbildung (signal matching, z. B. CAPWAP): Modellfaktor ηD = 0,85. Während der EC7 allgemein verlangt, dass nachgewiesen wird, dass die statischen Widerstände aus dynamischen Prüfungen den statischen Widerständen aus statischen Prüfungen entsprechen, wird im Normenhandbuch ein spezieller Zuschlag zu den Korrelationsfaktoren (siehe auch Abschnitt 2) durch ξi = (ξo,i + Δξ) · ηD

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vorgegeben. Der Erhöhungswert Δξ ist in Abhängigkeit von der Zuverlässigkeit, mit der Tragfähigkeiten aus dynamischen Versuchen den Tragfähigkeiten aus statischen Versuchen gleichgesetzt werden können, zu wählen: – Δξ = 0: für die Kalibrierung dynamischer Auswerteverfahren an statischen Pfahlprobebelastungsergebnissen auf dem gleichen Baufeld;

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– Δξ = 0,10: für die Kalibrierung dynamischer Auswerteverfahren an statischen Pfahlprobebelastungsergebnissen an einer vergleichbaren Baumaßnahme; – Δξ = 0,40: für die Kalibrierung dynamischer Auswerteverfahren aufgrund belegbarer oder allgemeiner Erfahrungswerte für Pfahlwiderstände, z. B. aus [6] [1]. Die Anwendung des direkten Verfahrens, wie z. B. CASEoder TNO-Verfahren, ist nicht zulässig. Gegenüber den Vorgaben des EC7 ermöglicht diese Regelung, dynamische Pfahlprobebelastungen auch dann durchzuführen, wenn es keine direkten statischen Probebelastungen auf demselben Baufeld gibt.

Sicherheitskonzept – partielle und äquivalente globale Sicherheitsfaktoren

Ohne auf die Regelungen im Einzelnen einzugehen, werden im Folgenden die Sicherheitsfaktoren und das grundlegende Sicherheitskonzept erläutert. In Tabelle A3 des EC7 werden Lastfaktoren für ständige Belastung mit 1,35 und für veränderliche Belastung mit 1,5 angegeben. Wenn für die Bestimmung eines globalen Sicherheitsfaktors für die Pfahlbemessung der Anteil der ständigen Belastung zu 70 % angenommen wird, ergibt sich ein zusammengefasster Lastfaktor zu 1,395. Als Widerstandsfaktor wird in Tabelle A2.3 zu γR = 1,1 festgelegt. Für die Bestimmung der Korrelationsfaktoren sind die Anzahl der geprüften Pfähle und auch der Modellfaktor zu beachten. Der größte Korrelationsfaktor wird für die dynamische Prüfung von 2 Pfählen zu 1,6 angegeben. Wird eine vollständige Modellbildung durchgeführt, ist der Korrelationsfaktor mit dem zugehörigen Modellfaktor zu multiplizieren: 1,6 · 0,85 = 1,36. Der kleinste Korrelationsfaktor ergibt sich für die Prüfung von 20 Pfählen und Auswertung mit vollständiger Modellbildung zu 1,25 · 0,85 = 1,0625. Für Auswertung mit vollständiger Modellbildung liegt der äquivalente Sicherheitsfaktor zwischen 1,395 · 1,1 · 1,25 · 0,85 = 1,63 und 2,09. Wenn aufgrund der Art der Kalibrierung (bei vergleichbarer Baumaßnahme aus Erfahrungswerten) ein Zuschlag vorgenommen werden muss, ergibt sich für Δξ = 0,40 ein maximaler äquivalenter globaler Sicherheitsfaktor von 2,61. Aus vorstehenden Ausführungen wird ersichtlich, dass das Sicherheitsniveau sich an dem früher verwendeten Sicherheitsfaktor 2 orientiert, aber aufgrund des Konzeptes der partiellen Sicherheitsfaktoren eine erheblich differenziertere Berücksichtigung der unterschiedlichen Gegebenheiten ermöglicht.

Kalibrierung – Äquivalenz von statischen und dynamischen Probebelastungen

Das Vorgehen bei der dynamischen Pfahlprüfung erfordert einen sehr viel geringeren Aufwand als die statische Probebelastung. Aber die schnellen Bewegungen und Dehnungsänderungen des Pfahlkopfes beim Auftreffen der Fallmasse definieren ein dynamisches Problem und müssen bei der Auswertung der Messungen in einem mechanischen Modell berücksichtigt werden.

Die Normung [7] [8] verlangt für Nachweise aufgrund von dynamischen Probebelastungen, dass die Vergleichbarkeit mit statischen Probebelastungen nachgewiesen wird. In den verschiedenen Abschnitten des EC7 (7.4.1, 7.5.3, 7.6.2.4) werden jeweils unterschiedliche Formulierungen für diese Anforderung gewählt. Vereinfacht wird die Darstellung des Zusammenhangs statischer und dynamischer Prüfungen als Kalibrierung bezeichnet. Es ist anzunehmen, dass die Fachleute, die in den Komitees die Anforderung formuliert haben, sicher sind, dass von den Anwendern der Normen verstanden wird, wie zu verfahren ist. Anscheinend wurde bei der Formulierung des EC7 davon ausgegangen, dass dynamische Probebelastungen immer einen zu hohen Widerstand oder eine zu hohe Tragfähigkeit liefern und dass es durch die statische Probebelastung möglich ist, einen Abminderungsfaktor zu bestimmen. Wie Likins u. a. [10] [11] ausführlich dargestellt haben, sind beim Vergleich statischer und dynamischer Probebelastungen immer auch die Randbedingungen der statischen und der dynamischen Probebelastungen zu beachten. Das Erfordernis und die Problemstellung der Kalibrierung ist in den Lastsetzungskurven (Bild 2) für Ortbetonpfähle in weichem Seeton und in Bild 3 für Ortbetonpfähle im Mergel zu erkennen. Im Seeton zeigen sich bei statischer Belastung Kriechsetzungen bei den Laststufen über 600 kN. Im Mergel zeigt sich, dass die Lastsetzungskurve des statischen Versuchs schon ab 1 MN ein weicheres Verhalten gegenüber den beiden auf unterschiedliche Weise durchgeführten dynamischen Probebelastungen zeigt. In beiden Fällen ist aber die Kalibrierung nicht in Form einer Bestimmung eines Skalierungsfaktors direkt ausführbar: – Im Seeton wurde die statische Prüfung an einer 15 m langen Säule durchgeführt, die dynamischen Prüfungen an einer 18 m und einer 19 m langen Säule. – Die statische Prüfung im Mergel war auf die zweifache Gebrauchslast ausgelegt, ein Tragfähigkeitszuwachs bei höheren Setzungen bis zur Grenzsetzung d/10 (hier 60 mm) wurde nicht bestimmt. Im gemessenen Belas-

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Bild 2. Ortbetonpfähle (Rüttelstopfsäulen) in bindigem Boden Fig. 2. Vibro Cast-in-place concrete piles in cohesive soil

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Bild 3. Ortbetonpfähle im Mergel Fig. 3. Cast-in-place piles in till

Bild 5. Ortbetonpfahl im Tonstein – Freifallgewicht 10 t Fig. 5. Cast-in-place piles in hard clay – drop mass 10 t

feld nur abgeschätzt werden. Deswegen wird meist die Bezeichnung „aktivierter statischer Bodenwiderstand“ gewählt. Das 10-t-Freifallgewicht konnte nur nahezu 9 MN statischen Bodenwiderstand aktivieren gegenüber einem Widerstand von 15 MN im statischen Versuch. Die Kalibrierung dynamischer Probebelastungsergebnisse an den Ergebnissen statischer Probebelastungen entsprechend Normenhandbuch [8] ist eigentlich nur dann möglich, wenn das Nachweiskonzept mit Streuungsfaktoren und Zuschlägen vorher aufgestellt wird und die Probebelastungen dementsprechend ausgelegt werden.

6 Bild 4. Fertigbetonpfähle im dichtgelagerten Sand Fig. 4. Driven precast concrete piles in dense sand

tungsbereich war das Kriechkriterium eingehalten. Insofern kann es möglich sein, die im dynamischen Versuch bestimmten Bodenwiderstände von 4 MN für Nachweise zu verwenden, allerdings wäre es erforderlich, hierzu weitere Untersuchungen durchzuführen oder bei der statischen Probebelastung die Last zu erhöhen. Die Lastsetzungskurve in Bild 4 zeigt das Ergebnis einer Prüfung eines Fertigbetonpfahls in mitteldichten bis sehr dichten Sanden. Die statische Prüfung wurde mehrere Wochen nach den dynamischen Prüfungen durchgeführt und zeigt demnach durch das Festwachsen ein etwas steiferes Verhalten als das Ergebnis der dynamischen Prüfung. Die Lastsetzungskurve in Bild 5 zeigt, dass die dynamischen Probebelastungen häufig weniger Tragfähigkeit nachweisen als die statischen. Während Pressenkräfte für die statischen Probebelastungen auf die doppelte Gebrauchslast ausgelegt wurden, wurden die dynamischen Probebelastungen im Tonstein mit einer verfügbaren Belastungseinrichtung (hier ein 10-t-Fallgewicht) durchgeführt. Der nachweisbare statische Anteil des Bodenwiderstandes ist jedoch auch abhängig von der Größe des Fallgewichtes und den Bodeneigenschaften und kann im Vor-

6.1

Stand der Technik bei dynamischen Pfahlprobebelastungen und Probleme mit der Anwendung des EC7 Auswertungsverfahren

Während sich die Anwendung der dynamischen Probebelastung in den vergangenen 30 Jahren entwickelt hat – allerdings in den verschiedenen europäischen Ländern sehr unterschiedlich –, sind die Regelungen des EC7 seit der ersten Ausgabe 1994 unverändert. Auch die Anmerkungen und Erläuterungen im deutschen Normenhandbuch [8] können die grundlegenden Schwierigkeiten bei der Anwendung des EC7 nicht aufheben. In Bezug auf die zugelassenen Verfahren ist festzustellen: – die Verschärfung der Rammformel durch die Messung der elastischen Stauchung am Pfahlkopf hat als Verfahren ausschließlich historischen Charakter, – die Bestimmung von Widerständen durch die Anwendung der Wellengleichungsmethode auf der Grundlage von Angaben aus dem Rammprotokoll ist ein Verfahren, welches höchstens in Ausnahmefällen zum Einsatz kommt (bei einer normativen Festlegung sollte zudem genau definiert sein, wie und mit welchen Eingangsdaten die Berechnung durchgeführt wird). Es wäre also sinnvoll und möglich, beide Verfahren nicht mehr aufzuführen. Durch die Entwicklung der Computertechnologie in den letzten 30 Jahren hat sich das Verfahren der vollstän-

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digen Modellbildung als Standard herausgebildet. Lediglich durch die Größe der Modellfaktoren wird deutlich, dass das Verfahren der vollständigen Modellbildung bevorzugt wird. Der tatsächlichen Praxis, nach der ausschließlich das Verfahren der vollständigen Modellbildung herangezogen wird und die Auswertung mit Rammformeln oder nach dem direkten Verfahren (z. B. CASEFormel) nur in Verbindung mit der vollständigen Modellbildung eingesetzt wird, wird diese versteckte Bevorzugung nicht gerecht. Die Auswertung mit der vollständigen Modellbildung sollte besser eindeutig als alleiniges Verfahren für Tragfähigkeitsnachweise mit dynamischer Probebelastung zugelassen werden.

6.2

Sicherheitskonzept – Korrelationsfaktoren

Das Sicherheitskonzept, d. h. die Festlegung von Korrelations- und Modellfaktoren, basiert auf der Angabe zweier getrennter Tabellen für statische und dynamische Probebelastungen [8]. Auch die im Normenhandbuch vorgenommene Klarstellung, dass bei einer Kombination von statischen und dynamischen Ergebnissen nach geotechnischer Prüfung der jeweils höchste zulässige Widerstand gelten kann, löst das Problem der Kombination nicht wirklich. – Wenn statische Probebelastungen durch eine Anzahl dynamischer Probebelastungen ergänzt werden, ermöglicht das „entweder/oder“-Schema nicht, die tatsächliche Verbesserung der Sicherheit zu bewerten. – Bei großen Rammpfahlgründungen ist es üblich, durch eine Anzahl statischer und dynamischer Probebelastungen das Rammkriterium festzulegen. Da dann bei jedem Pfahl die Einhaltung des Rammkriteriums überprüft wird, ergibt sich eine zusätzliche Sicherheit, die im Konzept der getrennten Korrelationsfaktoren nicht berücksichtigt werden kann. – Durch Kalibrieren soll erreicht werden, dass der statische Widerstand aus einer dynamischen Prüfung dem aus einer statischen Prüfung gleichgesetzt werden kann. Dass dann aber andere Korrelationsfaktoren vorgesehen sind, widerspricht dieser Intention. – Das jetzige Konzept der Korrelationsfaktoren berücksichtigt nicht, dass es einen sehr großen Erfahrungsschatz für Rammpfähle gibt, der auch eine homogene Datenbasis für statistische bzw. wahrscheinlichkeitstheoretische Auswertungen bietet, wohingegen für Ortbetonpfähle weniger Ergebnisse vorliegen und diese aufgrund der Vielzahl von Varianten (verrohrt, bentonitgestützt, Schneckenbohrpfähle ohne und mit Verdrängung, Ortbetonrammpfähle, Beton-Rüttelstopfsäulen usw.) nur sehr eingeschränkt einer statistischen Auswertung zugänglich sind. – Das jetzige Konzept der Korrelationsfaktoren berücksichtigt auch nicht, dass der statische Widerstand aus einer dynamischen Prüfung im tragfähigen, mitteldicht bis sehr dicht gelagertem Sand oder Kies ausreichend genau bestimmt werden kann, während bei der Einbindung in bindigen Boden immer die Zeitabhängigkeit der Setzungen unter konstanter Belastung berücksichtigt werden muss. Da also einige Vorgaben des EC7 nicht auf die tatsächliche Praxis der dynamischen Pfahlprüfung anwendbar

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sind, ist aus Sicht des Verfassers eine Neufassung erforderlich. Im Zuge einer Überarbeitung des EC7 sollten die Regelungen vereinfacht und auf die tatsächliche Praxis angepasst werden. Bei dieser Erneuerung könnte auch versucht werden, die Regelungen in ein konsistentes Sicherheitskonzept einzubetten.

Vorschlag zur Vereinfachung

Konsistente Regelungen für dynamische Pfahlprobebelastungen sollten dem Umstand Rechnung tragen, dass die vollständige Modellbildung sich als Auswertungsstandard durchgesetzt hat und dass dieses Verfahren auf einer geschlossenen mechanisch-mathematischen Theorie basiert. Insofern sollte die Regelung folgende Vorgaben enthalten: A Die Tragfähigkeit von Pfählen kann mit der Dynamischen Pfahlprobebelastung (Messung der zeitabhängigen Kraft und Geschwindigkeit am Pfahlkopf bei Stoßbelastung) bestimmt werden, wenn die Auswertung mit vollständiger Modellbildung erfolgt und die Vergleichbarkeit zur Tragfähigkeit aus einer statischen Probebelastung nachgewiesen ist. a) Die vollständige Modellbildung ist das einzige Verfahren, das in der Lage ist, das Verhalten des Pfahls im Boden richtig zu beschreiben und die Messungen auszuwerten. Vor allem ist es mit dem Verfahren möglich, Pfähle im geschichteten Baugrund genau zu beschreiben. Bei Pfählen mit veränderlichem Querschnitt und insbesondere bei Bohrpfählen lässt sich mit geeigneten Programmen eine ausreichend genaue Beschreibung des Pfahls im Boden erzielen. Da bei den anderen möglichen Verfahren, Rammformeln und direktes Verfahren, empirische Faktoren benötigt werden, sollten diese Auswertungen immer durch statische Probebelastungen oder Auswertungen mit der vollständigen Modellbildung abgesichert werden. Bei Rammpfahlgründungen ergibt sich durch die Auswertung einer Anzahl Pfähle mit der vollständigen Modellbildung eine sinnvolle Kombination der Verfahren. Bei Bohrpfählen muss die Anwendung ausschließlich mit der vollständigen Modellbildung ausgeführt werden, da es erforderlich ist, das Querschnitts-Profil und die Beton-Eigenschaften zu modellieren. b) Der Unterschied zwischen einer statischen Belastung und einer dynamischen Belastung sollte bei der Festlegung von Widerständen und insbesondere von Verschiebungsgrenzen immer beachtet werden. Hierbei ist der Unterschied zwischen bindigen und nichtbindigen Böden besonders zu beachten. Während es bei nichtbindigen Böden in der Regel eine sehr gute Übereinstimmung zwischen den errechneten und den tatsächlichen Setzungen gibt, kann das Kriechverhalten unter konstanter Belastung bei bindigen Böden bei der dynamischen Belastung nicht zufriedenstellend bestimmt werden. Wie in Abschnitt 4 gezeigt wurde, ist die Bestimmung der Vergleichbarkeit in Bezug auf die Verschiebungen nur dann herzustellen, wenn ein Versuchsprogramm unter Einbeziehung statischer und dynamischer Prüfungen gemeinsam geplant wird.

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B Das Sicherheitskonzept sollte dem ingenieurmäßigen Grundsatz folgen, dass in situ-Prüfungen die Sicherheit erhöhen. Je mehr Pfahlprobebelastungen (statisch oder dynamisch) also durchgeführt werden, umso kleiner sollte der äquivalente globale Sicherheitsfaktor sein. Ein Sicherheitskonzept, bei dem die Durchführung von in situ-Prüfungen durch eine Reduzierung der Sicherheitsfaktoren belohnt wird, wurde in einem Regelwerk der American Association of State Highway and Transport Organisations realisiert. Je nach der Anzahl der Bodenuntersuchungen sowie der statischen und dynamischen Probebelastungen verschiedener Auswertungsverfahren wird der Sicherheitsfaktor von 3,5 bis 1,9 vermindert. Das jetzige Sicherheitskonzept enthält getrennte Korrelationsfaktoren für statische und Korrelationsfaktoren für dynamische Prüfung. In einem konsistenten Sicherheitskonzept sollten die verschiedenen Aspekte der Prüfung berücksichtigt werden können: – wenn statische Probebelastungen durch dynamische ergänzt werden, sollte es möglich sein, ausgehend von den Korrelationsfaktoren für statische Prüfungen, eine Reduktion des Widerstandsfaktors zu bestimmen; – wenn zusätzlich bei Rammpfahlgründungen eine durch die vollständige Modellbildung bestimmte Rammformel für die Überprüfung aller Pfähle eingesetzt wird, ist dies ein Sicherheitsgewinn, der zu einer Reduktion der Korrelationsfaktoren führen sollte; – wenn die Pfähle, wie es üblich ist, in sehr tragfähigem nichtbindigen Boden (z. B. dichtgelagerten Sanden) abgesetzt werden, ist die Äquivalenz von statischen und dynamischen Probebelastungen durch so viele Vergleiche nachgewiesen, dass die Ergebnisse als statische Tragfähigkeiten verwendet werden können, – bei Pfählen mit bindigen Böden im Pfahlfußbereich ist immer zu festzustellen, wie zeitabhängige Setzungen unter konstanter Belastung (Kriechen) das Tragverhalten beeinflussen; – bei Ortbetonpfählen sollte auch die Zuverlässigkeit des Herstellungsverfahrens (verrohrt hergestellte Pfähle, Schneckenbohrpfähle mit oder ohne Verdrängung, Ortbetonrammpfähle, Atlaspfähle usw.) und die Möglichkeit der Qualitätssicherung im Sicherheitskonzept berücksichtigt werden können, da diese auch Einfluss auf die Zuverlässigkeit der Ergebnisse einer dynamischen Probebelastung haben können. Da es nicht möglich sein wird, alle Punkte in einem Sicherheitskonzept abzudecken und auch nicht sinnvoll ist, den geotechnischen Sachverständigen vollständig von seiner Verantwortung zu entlasten, sollte durch eine Grundsatzformulierung das ingenieurmäßige Prinzip als Grundlage der Wahl von Sicherheitsfaktoren (Korrelationsfaktoren, Modellfaktoren, Widerstandsfaktoren) eingeführt werden. Bei der Komplexität des Sicherheitskonzeptes ist auch weiterhin von einem Ineinandergreifen von Normung, Anmerkungen und Erläuterungen sowie Empfehlungen für Ausführung und Auswertung auszugehen.

Literatur [1] Deutsche Gesellschaft für Geotechnik: Empfehlungen des Arbeitskreises „Pfähle“ – EA-Pfähle. 2. Auflage, Berlin: Ernst & Sohn, 2012. [2] Smith, E. A. L.: Pile driving analysis by the wave equation. Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, ASCE 86 (1960), No. 4, pp. 35–64. [3] Goble, G. G., Rausche, F.: Pile load test by impact driving. Highway Research Record No. 333, Highway Research Board, 1970. [4] Rausche, F.: Dynamische Methoden zur Bestimmung der Tragfähigkeit von Rammpfählen. Baugrundtagung Frankfurt/Main-Höchst, S. 395–409, 1974. [5] Goble, G. G., Likins, G., Rausche, F.: Bearing Capacity of Piles from Dynamic Measurements. Final Report. Ohio Department of Transportation, 1975. [6] Goble, G. G., Rausche, F.: Pile driveability predictions by CAPWAP. Institution of Civil Engineers, Numerical Methods in Offshore Piling. London, pp. 29–36, 1979. [7] Eurocode 7: Geotechnical design, 1994. [8] Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemessung, Band 1. Berlin: Beuth Verlag, 2011. [9] Franke, E., Seitz, J. M.: Empfehlungen des Arbeitskreises 5 der Deutschen Gesellschaft für Erd- und Grundbau für Dynamische Pfahlprüfungen. geotechnik 9 (1986), S. 197–205. [10] Likins, G., Rausche, F.: Correlation of CAPWAP with static load tests. Proceedings 7th International Conference on the Application of Stresswave Theory to Piles. Petaling Jaya, Selangor, Malaysia, pp. 153–165, 2004. [11] Likins, G., Piscalko, G., Roppel, S., Rausche, F.: PDA Testing 2008 – A state of the Art. Proceedings 8th International Conference on the Application of Stresswave Theory to Piles. Lisbon, pp. 395–402, 2008. [12] Stahlmann, J., Middendorp, P., Fischer, J.: Rapid-Load-Tests und dynamische Pfahlprobebelastungen – ein Vergleich. 32. Baugrundtagung Mainz, Deutsche Gesellschaft für Geotechnik, S. 67–74, 2012. [13] Klingmüller, O.: Dynamische Pfahlprüfung als Optimierungsproblem. In: Pfahlsymposium, Mitteilungen des Instituts für Grundbau und Bodenmechanik, TU Braunschweig, H. 38, S. 149–176, 1991. [14] Deutsche Gesellschaft für Erd- und Grundbau: Empfehlungen des AK 2.1 für statische und dynamische Pfahlprüfungen. Braunschweig, 1998. [15] Rollberg, D.: Zur Anwendung von Rammformeln. Bautechnik 57 (1980), H. 10, S. 337–343. [16] ASTM 4945 Standard Test Method for High Strain Dynamic Testing of Piles, 2000.

Autor Dr.-Ing. Oswald Klingmüller GSP Gesellschaft für Schwingungsuntersuchungen und dynamische Prüfmethoden mbH Steubenstraße 46 68163 Mannheim

Eingereicht zur Begutachtung: 30. November 2012 Überarbeitet: 30. Januar 2013 Angenommen zur Publikation: 30. Januar 2013

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Fachthemen DOI: 10.1002/gete.201100015

Christian Koepke Fokke Saathoff

Charakteristische Bodenkennwerte der Torfe und Mudden Mecklenburg-Vorpommerns zur Berechnung von Primärsetzungen Die Festlegung charakteristischer Bodenkennwerte organischer Böden ist nach wie vor mit großen Unsicherheiten behaftet, da dabei u. a. auch der erhebliche Einfluss des veränderlichen äußeren Spannungszustandes berücksichtigt werden muss. Auf Grundlage durchgeführter eindimensionaler Kompressionsversuche und Durchströmungsversuche an Torfen und Mudden Mecklenburg-Vorpommerns wurden daher Korrelationen der für analytische Berechnungen notwendigen Bodenkennwerte zu den relativ einfach zu bestimmenden Bezugsparametern Wassergehalt und Porenzahl ermittelt. Dabei fand die spannungsabhängige Formulierung des Steifemoduls nach OHDE Berücksichtigung. Für die Ermittlung des spannungsabhängigen Wasserdurchlässigkeitsbeiwerts wurde durch die Verfasser ein analoger Ansatz formuliert. Die ermittelten Korrelationen wurden mit vorliegenden Literaturangaben verglichen und anhand baubegleitend durchgeführter Messungen validiert. Zum jetzigen Kenntnisstand können die Korrelationen als plausibel und für bautechnische Zwecke hinreichend genau eingestuft werden. Eine Anwendung und Überprüfung der Ergebnisse im Rahmen künftiger Bauvorhaben wäre aus Sicht der Verfasser wünschenswert. Characteristic soil parameters of peat and mud of MecklenburgWestern Pomerania for the calculation of primary settlements. The specification of characteristic soil parameters for organic soils is still tainted with uncertainties because among other things the influence of the changing stress level of the surrounding soil has to be taken into account. Therefore one-dimensional compression tests and flow tests were carried out for the peats and muds of Mecklenburg-Western Pomerania. Based on the test results correlations for the characteristic soil parameters for the calculation of primary settlements were formulated that refer to the water content and the void ratio. In regard of the stress-dependency of the oedometric modulus the formulation of OHDE was used. For the coefficient of water permeability a similar formulation was determined by the authors. The correlations were compared to literature and validated by field measurements. According to the current state of knowledge the correlations can be considered plausible and accurate for geotechnical design. The results should be used and revised within upcoming projects.

Einleitung

Dem Bauen auf organischen Böden kommt in Mecklenburg-Vorpommern aufgrund des hohen Anteils an Moorstandorten eine besondere Bedeutung zu. In bautechni-

scher Hinsicht sind organische Böden als besonders anspruchsvoll einzustufen, da diese im Vergleich zu mineralischen Böden eine sehr hohe Kompressibilität aufweisen und die Verformungsvorgänge aufgrund der geringen Wasserdurchlässigkeit und des ausgeprägten Kriechverhaltens organischer Böden große Zeiträume in Anspruch nehmen. Darüber hinaus ändern sich sowohl die Bodensteifigkeit als auch die Wasserdurchlässigkeit in Abhängigkeit des äußeren Spannungszustandes sehr deutlich. Ziel der durchgeführten Untersuchungen war es daher, geeignete Korrelationen zu ermitteln, die eine verlässliche Ermittlung der für die Berechnung von Primärsetzungen notwendigen charakteristischen Bodenkennwerte anhand einfach zu bestimmender Bodenparameter erlauben.

Untersuchungsgegenstand

In Mecklenburg-Vorpommern treten sowohl Mudden als auch Torfe auf. Bei Mudden handelt es sich um organisch durchsetzte Sedimente, die im Bereich von stehenden bis langsam fließenden Süß- und Brackwassern unter Wasser abgelagert wurden. Bodenkundlich entsprechen die Mudden den subhydrischen Böden und werden entsprechend deren Genese und deren Eigenschaften als Dy, Sapropel oder Gyttja bezeichnet. Die Mudden lassen sich nach [8] entsprechend des enthaltenen Anteils an organischer Substanz sowie des Kalkgehaltes weiter in – Kalkmudde (Kalkgehalt ≥ 30 %), – Silikatmudde (Kalkgehalt < 30 %, Glühverlust ≤ 30 %), – Organomudde (Kalkgehalt < 30 %, Glühverlust > 30 %) unterteilen. Ca. 75 % der untersuchten Muddeproben aus Mecklenburg-Vorpommern sind den Silikatmudden zuzurechnen, der Anteil der Kalkmudden beträgt ca. 20 % und der Anteil der Organomudden ca. 5 %. Bei Torfen handelt es sich im Gegensatz zu Mudden nicht um Sedimente, sondern um an Ort und Stelle aufgewachsene Substrate aus abgestorbenen Pflanzenresten. Bodenkundlich bilden die Torfe eine eigene Klasse, die sogenannten Moorböden. Moorböden mit Gehalten an org. Substanz < 30 % werden nach [8] als Moorerden oder als Anmoor bzw. Antorf bezeichnet. Bei den durchgeführten Untersuchungen wurden auch Antorfe einbezogen. Torfe enthalten im Gegensatz zu Mudden einen wesentlich höheren Anteil an verholzten Gerüststoffen (Lignin). In Abhängigkeit des Ligningehaltes der Pflanzenausgangsstoffe sowie in Abhän-

Ch. Koepke/F. Saathoff · Charakteristische Bodenkennwerte der Torfe und Mudden Mecklenburg-Vorpommerns zur Berechnung von Primärsetzungen

gigkeit von temporär oder dauerhaft auftretenden aeroben Verhältnissen weisen Torfe unterschiedliche Zersetzungsgrade auf. Bei unzersetzten Torfen ist eine deutliche Strukturierung der abgestorbenen Pflanzenfasern vorhanden. Die Strukturierung geht bei zunehmender Zersetzung der Pflanzenfasern verloren. Die Torfe werden entsprechend des Zersetzungsgrades nach DIN 19682-12 in folgenden Stufen weiter klassifiziert: – gering zersetzte, faserige Torfe (H1–4), – mäßig zersetzte Torfe (H5-7) und – stark bis sehr stark zersetzte Torfe (H8–10/amorphe Torfe).

Spannungs-Verformungsdiagramm lässt sich der lineare Zusammenhang zwischen der Spannung und der Verformung in einer Funktion folgender Form darstellen: f(σ′z) = εz = A · lg σ′z + B

(3)

Die Parameter A und B lassen sich über eine lineare Regression ermitteln. Die Ableitung der o. g. Funktion lautet: f ′ (σ′ z ) = A ·

1 σ′ z · ln(10)

(4)

Aus der Definition des Steifemoduls ergibt sich In Mecklenburg-Vorpommern weist der überwiegende Teil der Torfe mittlere Zersetzungsgrade (H5–8) auf.

Eoed = f ′ –1 (σ′ z ) =

σ′ z · ln(10) A

(5)

Steifemodul/Steifebeiwerte bei Erstbelastung Mit σ′z = pref ergibt sich hieraus ve zu

Der Steifemodul stellt eine veränderliche, weil spannungsabhängige Bodenkenngröße dar und lässt sich aus der Druck-Setzungslinie des eindimensionalen Kompressionsversuchs nach DIN 18135 als Tangentenmodul entsprechend Gl. 1 ermitteln. Eoed = dσ′z/dεz

(1)

dσ′z ist hierbei die Spannungsänderung und dε’z die zugehörige, bezogene Verformung. Bei mineralischen Erdstoffen mit geringer Viskosität werden die Steifemoduln üblicherweise bei einer Belastungsdauer von 24 h je Laststufe ermittelt. Bei den üblichen Probenhöhen von 20–30 mm sind die Primärsetzungen in dieser Zeitspanne in fast allen Fällen abgeklungen und es ist bereits ein Teil der Sekundärsetzungen eingetreten. Aufgrund der meist vernachlässigbar geringen Sekundärsetzungsbeträge bei mineralischen Böden können diese Verformungen näherungsweise ausschließlich den Primärsetzungen zugeordnet werden, eine getrennte Berechnung der Sekundärsetzungen wird dann nicht durchgeführt. Organische Böden weisen hingegen eine hohe Viskosität auf, sodass die Sekundärsetzungen bautechnisch relevante Beträge erreichen und diese gesondert berechnet werden müssen. Die folgenden Angaben für Steifemoduln bzw. Steifebeiwerte basieren daher auf den Verformungsbeträgen, die sich jeweils bis zum Abschluss der Primärsetzungsphase einstellten. Zur Ermittlung dieser anteiligen Setzungsbeträge wurden die einzelnen Laststufen entsprechend deren zeitlichem Setzungsverhalten ausgewertet und es wurden der Zeitpunkt des Abschlusses der Primärsetzungen (teoc) sowie die zugehörige Verformung (εz,eoc) bzw. die zugehörige Porenzahl (eeoc) bestimmt. Der spannungsabhängige Steifemodul lässt sich über den Ansatz nach [15] ausdrücken zu:  σ′  Eoed,i = v e · pref ·  i   pref 

(2)

Der Parameter ve wird dabei als Steifebeiwert und we als Steifeexponent bezeichnet. Die Referenzspannung wird üblicherweise mit pref = 100 kN/m² gewählt. Bei Darstellung der Druck-Setzungslinie im halblogarithmischen

Ve =

ln(10) A

(6)

Der Steifeexponent beträgt wegen des logarithmischen Zusammenhangs dabei immer we = 1,0. Dass dieser Wert für organische Erdstoffe zutreffend ist, wurde bereits in [15] berichtet und wurde durch zahlreiche Nachuntersuchungen bestätigt. Im Rahmen der hier durchgeführten Untersuchungen wurde bei insgesamt 98 Auswertungen eindimensionaler Kompressionsversuche ein durchschnittlicher Korrelationskoeffizient von r = 0,999 bei Annahme eines Steifeexponenten von we = 1,0 ermittelt, sodass dieser Steifeexponent sowohl für Mudden als auch für Torfe hier nochmals bestätigt werden kann. Die Steifigkeit eines Erdstoffs wird maßgeblich durch die Größe des Porenraums bestimmt. Dieser wird bei organischen Erdstoffen insbesondere vom Anteil und der Zusammensetzung der organischen Bodensubstanz, d. h. deren Ausgangsstoffen und deren Zersetzungsgrad, sowie vom äußeren Spannungszustand beeinflusst. Da diese Einflüsse bei organischen Böden aufgrund der Bodengenese und der anthropogenen Beeinflussung an jedem Standort unterschiedlich ausgeprägt sind, ergeben sich auch für jeden Standort spezielle Steifebeiwerte. Wie im Rahmen der durchgeführten Untersuchungen auch nachgewiesen wurde, stellen der Wassergehalt und die Porenzahl geeignete Bezugsparameter dar, mit denen sich die vorgenannten Einflüsse ausdrücken lassen. Die häufig als Bezugsparameter verwendete Fließgrenze oder der Plastizitätsindex wurden bei den vorliegenden Untersuchungen nicht genutzt, da die Bestimmung der Fließ- und Ausrollgrenze bei Torfen aufgrund deren faseriger Bestandteile nicht anwendbar ist. Zudem findet bei Sauerstoffzutritt und/oder Austrocknung eine irreversible Veränderung der organischen Bodensubstanz statt, die die Versuchsergebnisse beeinflusst. Wegen der oben beschriebenen Zusammenhänge war zu erwarten, dass sich zwischen dem Wassergehalt bzw. der Porenzahl und dem Steifebeiwert weitestgehend unabhängig von der Bodenart straffe korrelative Zusammenhänge ergeben werden. Eine Unterscheidung nach Bodenarten wurde daher im Folgenden nicht durchgeführt. Die im Rahmen dieser Untersuchungen er-

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Bild 1. Ermittlung des Steifebeiwertes in Abhängigkeit des Wassergehaltes Fig. 1. Determination of the coefficient of stiffness as a function of the water content

Bild 2. Ermittlung des Steifebeiwertes in Abhängigkeit der Porenzahl Fig. 2. Determination of the coefficient of stiffness as a function of the void ratio

mittelten Korrelationen sind in den Bildern 1 und 2 dargestellt. Die ermittelten Steifebeiwerte liegen mit Ausnahme einiger Einzelwerte im Bereich von ve = 4 bis 15 und entsprechen damit den Angaben für Mudden, die in [5] und [7] enthalten sind. Für Torfe wird die Spannbreite in den vorgenannten Unterlagen mit 3 bis 8 angegeben. Dies trifft auch für die meisten der im Rahmen dieser Arbeit untersuchten Torfe zu, jedoch wurden insbesondere bei stark zersetzten Torfen auch höhere Steifebeiwerte festgestellt. In den in der DDR verwendeten Anwendungsvorschriften des VEB Baugrund Berlin sind korrelative Zusammenhänge dargestellt. Aus [18] lassen sich für Torfe mit Porenzahlen zwischen e = 1,0 und e = 12,0 Steifebeiwerte zwischen ve = 5,9 und ve = 9,4 ableiten. Für Mudden lassen sich aus [19] in Abhängigkeit der Fließgrenze sehr hohe Bandbreiten der Steifebeiwerte ermitteln, diese liegen zwi-

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schen ve = 1,8 und ve = 34,0. Insgesamt liegen die in den Bildern 1 und 2 dargestellten Versuchsergebnisse somit im Vergleich zu vorliegenden Literaturangaben innerhalb plausibler Spannbreiten. Neben der vergleichenden Auswertung von Literaturangaben wurden die Ergebnisse baubegleitend durchgeführter Setzungs- und Porenwasserdruckmessungen an insgesamt 6 in den Jahren 2000–2009 im Überschüttverfahren errichteten Erdbauwerken zur Validierung der ermittelten Korrelationen genutzt. Hierfür wurden die notwendigen Steifebeiwerte aus den gemittelten Laborergebnissen der durchgeführten Baugrunderkundungen anhand der vorgenannten Korrelationen abgeleitet. Die Messungen wurden im Zeitraum bis maximal etwa 2 Jahre nach Bauende durchgeführt. Daher mussten die Endsetzungsbeträge durch Extrapolation des gemessenen Setzungsverlaufs ermittelt werden. Hierfür wurde das soge-

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nannte „hyperbolische Verfahren“ nach Sherif, enthalten in [7], angewendet. Die hierbei festgestellten Abweichungen zwischen den extrapolierten Messergebnissen und den anhand der vorgenannten mittleren Korrelationen berechneten Primärsetzungen betrugen im Endzustand überwiegend weniger als ± 20 %. Die gemessenen Setzungsbeträge lagen in jedem Fall innerhalb der Spannbreite der berechneten Setzungen, die sich unter Ansatz der Steifebeiwerte der ermittelten oberen und unteren 95 %Vertrauensbereiche ergaben. Eine durchgängige Tendenz hinsichtlich einer Über- bzw. Unterschreitung der Messwerte wurde nicht festgestellt. Grundsätzlich sollte die Festlegung der Steifebeiwerte daher auf Grundlage der mittleren Korrelationen erfolgen, nur für gesondert durchzuführende Grenzwertbetrachtungen wären die Kennwerte in Ansatz zu bringen, die sich aus den ermittelten oberen und unteren 95 %-Vertrauensbereichen ergeben.

Einen weiteren, international gebräuchlichen Parameter zur Berechnung von Primärsetzungen bei Erstbelastung stellt der Kompressionsbeiwert CC dar. Dieser lässt sich aus dem halblogarithmischen Spannungs-Porenzahldiagramm als Sekantenmodul nach Gl. (7) ableiten. CC =

∆e lg ∆σ′

(7)

Die im Rahmen dieser Arbeit ermittelten Korrelationen bzgl. der Kompressionsbeiwerte sind nachfolgend in den Bildern 3 und 4 dargestellt. Korrelationen in Abhängigkeit des Wassergehaltes bzw. der Porenzahl werden in [12] angegeben. Dabei zeigt sich eine sehr gute Übereinstimmung mit den hier ermittelten Werten. Weitere Literaturangaben zu Kompressionsbeiwerten organischer Böden liegen in [10] und [17]

Bild 3. Ermittlung des Kompressionsbeiwertes in Abhängigkeit des Wassergehaltes Fig. 3. Determination of the coefficient of compression as a function of the water content

Bild 4. Ermittlung des Kompressionsbeiwertes in Abhängigkeit der Porenzahl Fig. 4. Determination of the coefficient of compression as a function of the void ratio

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Bild 5. Verhältniswerte Cα/CC Fig. 5. Ratio of Cα/CC

vor. Darin werden die Kompressionsbeiwerte den Glühverlusten und Kalkgehalten gegenübergestellt, korrelative Beziehungen werden nicht formuliert. Die angegebenen Werte liegen zwischen CC = 0,5 und 8. Die genannte Spannbreite deckt sich mit dem hier ermittelten Wertebereich. Eine weitere Vergleichsmöglichkeit bietet das international gebräuchliche Cα/CC-Konzept nach Mesri [14]. In Bild 5 sind die von den Verfassern ermittelten Verhältniswerte dargestellt, vgl. auch [9]. Die in [10] und [17] angegeben Verhältniswerte von Cα/CC = 0,03 bis 0,10 stimmen ebenfalls sehr gut mit den hier ermittelten Verhältniswerten überein, sodass die hier bestimmten Kompressionsbeiwerte aus Sicht der Verfasser insgesamt als gesichert einzustufen sind.

Wasserdurchlässigkeitsbeiwert

Der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert hängt entscheidend vom Porenvolumen und der Porengrößenverteilung eines Erdstoffes ab. Ein höherer Grobporenanteil bedingt dabei zunächst eine höhere initiale Wasserdurchlässigkeit. Bei zunehmender Kompaktion nimmt der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert ab und stellt somit ebenfalls eine spannungsabhängige Bodenkenngröße dar. Der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert wurde im Rahmen dieser Untersuchungen zum einen im direkten Durchströmungsversuch in der Triaxialzelle entsprechend der Vorgaben der DIN 18130-1 und der DIN ISO/TS 17892-11 ermittelt. Zur Ermittlung des spannungsabhängigen Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes wurde jede einzelne Probe bei unterschiedlichen Zelldrücken triaxial konsolidiert und der zugehörige Wasserdurchlässigkeitsbeiwert bei Umgebungstemperatur kT wurde bei konstanter Druckhöhe bestimmt. Anschließend erfolgte entsprechend den Vorgaben der DIN ISO/TS 17892-11 eine Umrechnung auf eine Referenztemperatur von T = 10 °C. In der Regel wurde die initiale Konsolidation bei s2 = s3 = 10 bis 30 kN/m2 durchgeführt, im Folgenden wurden die Zelldrücke mit einem Spannungsinkrement von 20 bis 50 kN/m2 im Regelfall bis auf maximal etwa 130 kN/m² erhöht. Bei ausgewählten Versuchen wurde

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die Spannung hingegen bis auf 200 kN/m² erhöht, es zeigten sich aber im Spannungsbereich zwischen etwa 100 und 200 kN/m² keine bautechnisch relevanten Änderungen des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes mehr. Die initialen (Index 0) sowie die finalen (Index A) Abmessungen der Probenkörper wurden gemessen. Die bei der Auswertung berücksichtigte zwischenzeitliche Deformation der Probenkörper wurde rechnerisch auf Grundlage parallel durchgeführter eindimensionaler Kompressionsversuche ermittelt. Es wurde hierbei sowohl für die horizontale als auch für die vertikale Verformung der triaxial belasteten Probe angenommen, dass diese den vertikalen Verformungsraten der eindimensional belasteten Probe entspricht. Zur rechnerischen Ermittlung der jeweiligen Probenabmessungen wurde zunächst die horizontale und vertikale Probendeformation der triaxial belasteten Probe (eH,A, eV,A) bei der Ausbauspannung s′A nach den Gln. (8) und (9) bestimmt. εH,A = (d0 – dA)/d0

(8)

εV,A = (h0 – hA)/h0

(9)

Anschließend wurden die Parameter A und B aus Gl. (10) des Spannungs-Verformungsverlaufes der eindimensional belasteten Vergleichsprobe über eine lineare Regression ermittelt. εz = A · lg(σ′z) + B

(10)

Mit Gl. (10) wurde dann die Verformung der eindimensional belasteten Probe errechnet, die der Ausbauspannung der triaxial belasteten Probe entspricht. Anschließend wurden die Verhältniswerte εH,A/εz,A und εV,A/εz,A gebildet. Damit ließen sich die jeweiligen spannungsabhängigen Deformationen der triaxial belasteten Probe über die Gln. (11) und (12) ermitteln. di = d0 – εz,i · d0 · εH,A/εz,A

(11)

hi = h0 – εz,i · h0 · εV,A/εz,A

(12)

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Bild 6. Wasserdurchlässigkeitsbeiwert bei einer Referenzspannung von pref = 100 kN/m² Fig. 6. Coefficient of water permeability at a reference stress level of pref = 100 kN/m²

Bild 7. Wasserdurchlässigkeitsexponent Fig. 7. Exponent of water permeability

Des Weiteren wurden die Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte aus den Zeitsetzungsversuchen der eindimensionalen Kompressionsversuche über Gl. (13) ermittelt. Hierbei wurde gleichermaßen eine Umrechnung auf eine Referenztemperatur von T = 10 °C vorgenommen. Die Bestimmung des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes erfolgte jeweils für eine einzelne Laststufe. Dabei wurden der Konsolidierungsbeiwert cv sowie der Steifemodul Eoed je Laststufe aus den Versuchsergebnissen abgeleitet. Die Dichte des Wassers ρw sowie die Erdbeschleunigung g sind bekannt. k=

c v · ρW · g Eoed

(13)

Die aus den o. g. Versuchen ermittelten Wertepaare wurden anschließend in ein doppelt logarithmisches Durchlässigkeitsbeiwert-Spannungsdiagramm eingetragen. Es zeigte sich hierbei im Erstbelastungsbereich der Proben ein linearer Zusammenhang, der eine mathematische Beschreibung über eine transformierte, lineare Regression in Anlehnung

an Gl. (2) erlaubt, siehe Gl. (14). Der mittlere Korrelationskoeffizient lag bei Auswertung der insgesamt 113 Versuche bei r = 0,985. Der Parameter kref bezeichnet dabei den Wasserdurchlässigkeitsbeiwert bei Referenzspannung pref und mk10 den Wasserdurchlässigkeitsexponenten.  σ′  k10 = k ref ·  z   pref 

m k10

(14)

Zunächst wurden die ermittelten Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte bei einer gewählten Referenzspannung von pref = 100 kN/m2 den Bezugsparametern Wassergehalt und Porenzahl gegenübergestellt. Hierbei zeigten sich zwar bodenspezifische Unterschiede, es ließen sich jedoch keine eindeutigen korrelativen Zusammenhänge zu den Bezugsparametern erkennen. Daher wurden Merkmalsanalysen auf Basis des vorliegenden Datenmaterials ausgeführt. Die Ergebnisse der Merkmalsanalysen sind in den Bildern 6 und 7 dargestellt.

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Bild 8. Spannungsabhängige Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte für Torfe Fig. 8. Stress-dependent coefficients of water permeability for peat

Es ist festzustellen, dass der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert und dessen spannungsabhängige Änderung maßgeblich durch die Bodenzusammensetzung und die Bodenstruktur beeinflusst werden. Die eher faserigen Torfe weisen gegenüber den feinkörnigeren Mudden höhere Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte auf. Bei Torfen unterschiedlicher Zersetzungsgrade nimmt der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert mit zunehmender Zersetzung ab und nähert sich den Werten für Mudden an. Die spannungsinduzierten Änderungen des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes, ausgedrückt durch den Wasserdurchlässigkeitsexponenten mk10, sind ebenfalls bei den gering zersetzten Torfen, die die höchsten Porenvolumina aufweisen, am größten. Aus den o. g. mittleren Wasserdurchlässigkeitsbeiwerten bei Referenzspannung und den mittleren Wasserdurchlässigkeitsexponenten lassen sich die spannungsabhängigen Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte ermitteln. Es ist festzustellen, dass die größten Änderungen im Spannungsbereich bis etwa 100 kN/m2 stattfinden. In [5] und [7] sind für Torfe Spannbreiten von k = 10–5 m/s und k = 10–8 m/s und für Mudden von k = 10–7 m/s bis k = 10–9 m/s angegeben. Im Vergleich zu den im Rahmen dieser Arbeit ermittelten Werten können diese Spannbreiten den nicht oder nur mäßig vorbelasteten, d. h. unter einer geringen Auffüllung konsolidierten Torfen und Mudden zugeordnet werden (Spannungsbereich bis etwa σ = 30 kN/m2). In [4] liegen die für Niedermoortorfe genannten Spannbreiten in Abhängigkeit des Zersetzungsgrades zwischen k = 1,2 · 10–7 m/s und 3,5 · 10–5 m/s. Diese Werte können vollkommen unvorbelasteten, d. h. nur durch Eigengewicht belasteten Torfen zugeordnet werden. Korrelationen des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes für Torfe in Abhängigkeit der Lagerungsdichte finden sich in [1], [20] und [21]. Aus der Gl. von Wertz [21] lässt sich für Niedermoortorfe ein Wasserdurchlässigkeitsbeiwert von k ≈ 1,5 · 10–6 m/s errechnen, während sich dieser nach [1] zu k ≈ 4 · 10–6 m/s ergibt. In [20] lassen sich die Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte für feinfaserige Torfe zu k = 1 · 10–5 m/s bis 2 · 10-6 m/s errechnen, für grobfaserige Torfe zu k = 8 · 10–7 m/s bis 1 · 10–5 m/s. Die genannten Spannbreiten entsprechen

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den Ergebnissen gemäß Bild 8 im Spannungsbereich bis etwa 20 kN/m2. Für Mudden werden in [20] Spannbreiten von k = 1 · 10–7 m/s bis 1 · 10–6 m/s für Tonmudden und von k = 1 · 10–7 m/s bis 4 · 10–6 m/s für Kalkmudden und Torfmudden angegeben. Es ist somit festzustellen, dass die in der Literatur enthaltenen Durchlässigkeitsbeiwerte den völlig unvorbelasteten, d. h. nur durch Eigengewicht konsolidierten Belastungszustand kennzeichnen. Spannungsinduzierte Änderungen durch Bauwerkslasten sind hierbei nicht erfasst. Die hier vorgestellte Gl. (14) in Verbindung mit den Parametern aus den Bildern 6 und 7 erlaubt hingegen die Ermittlung des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes für beliebige Spannungszustände. Die vorgenannten Versuchsergebnisse beziehen sich ausschließlich auf die vertikale Wasserdurchlässigkeit der untersuchten Böden. Insbesondere bei Torfen ist aufgrund der enthaltenen Faserbestandteile eine in horizontaler Richtung abweichende Wasserdurchlässigkeit zu erwarten (anisotropes Verhalten). Bei Mudden ist aufgrund deren feinkörniger und im Vergleich zu Torfen wesentlich homogeneren Zusammensetzung ein nahezu isotropes Verhalten anzunehmen. LARSSON [11] benennt Verhältniswerte von kh/kv = 1,0–2,0 für Mudde und von kh/kv = 1–14 bei Torf. Bei steigendem Wassergehalt, d. h. bei größerem Porenraum, tritt hierbei eine Zunahme des Verhältniswertes auf. Eigene Untersuchungen wurden hierzu nicht ausgeführt.

Konsolidationsbeiwert

Der Konsolidationsbeiwert cv errechnet sich aus dem Steifemodul Eoed und dem Wasserdurchlässigkeitsbeiwert k sowie der Dichte des Wassers ρw und der Erdbeschleunigung g nach Gl. (15): cv =

k · Eoed ρW · g

k · Eoed γw

(15)

Der Steifemodul und der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert stellen jeweils spannungsabhängige Bodenkenngrößen dar, sodass dies auch für den Konsolidationsbeiwert gilt.

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Bild 9. Spannungsabhängige Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte für Mudden Fig. 9. Stress-dependent coefficients of water permeability for mud

In Kombination der Gln. (2), (13) und (14) ergibt sich der Konsolidationsbeiwert zu

k cv =

ref

 σ′  ·  refz  p 

m k10

· ve · p

ref

 σ′  · z   pref 

γW  σ′  k ref · v e · pref ·  z   pref  = γw

w e + m k10

(16)

Mit we = 1,0 und Eref = ve · pref

(17)

ergibt sich Gl. (17) zu k ref · E ref cv =

 σ′  ·  refz  p  γw

l+ m k10

(18)

Entsprechend der Angaben aus den vorstehenden Kapiteln und den angegebenen mittleren Werten ergeben sich hieraus bodenspezifische Kurven. Beispielhaft sind in den Bildern 10 und 11 die Kurven für gering zersetzte Torfe und für Silikat- und Organomudden dargestellt. Es ergeben sich für Torfe Konsolidationsbeiwerte zwischen etwa cv = 1 · 10–4 m2/s und 2 · 10–8 m2/s. Für Mudden liegen die ermittelten Konsolidationsbeiwerte zwischen etwa cv = 1 · 10–6 m2/s und 3 · 10–8 m2/s. Bei Torfen sind gegenüber Mudden größere spannungsinduzierte Abnahmen des Konsolidationsbeiwertes festzustellen. Dies ist in den höheren initialen Wasserdurchlässigkeitsbeiwerten sowie in der höheren Kompressibilität der Torfe begründet. Die ermittelten Konsolidationsbeiwerte wurden ebenfalls auf Grundlage der bereits in Abschnitt 3 erwähnten, baubegleitend durchgeführten Messungen validiert. Unter Ansatz der hier ermittelten mittleren Konsolidationsbeiwerte zeigte sich trotz des erheblichen Einflus-

Bild 10. Spannungsabhängige Konsolidationsbeiwerte für gering zersetzte Torfe Fig. 10. Stress-dependent coefficients of consolidation for fibrous peat

ses der natürlichen Inhomogenität des Baugrundes (Sandeinlagerungen, wechselnde Schichtdicken usw.) eine sehr gute Übereinstimmung der Messwerte mit den berechneten Konsolidationsdauern. Literaturangaben zu Konsolidationsbeiwerten finden sich nur sehr vereinzelt. In [6] wurden für Torfe eine Spannbreite von cv = 10–4 m2/s bis 10–6 m2/s und für Mudden von cv = 10–3 m2/s bis 10–6 m2/s angegeben. Für Torfe kann die genannte Spannbreite im Spannungsbereich bis 100 kN/m2 bestätigt werden. Bei den Mudden stimmen hingegen allenfalls die unteren Spannbreitenbereiche für Kalkmudden überein, bei Silikat- und Organomudden wurden hier geringere Werte ermittelt. In [11] werden ebenfalls Versuchswerte für verschiedene Mudden angegeben. Die darin genannten Werte liegen gegenüber den hier ermittelten Werten mit cv = 2 bis 5 · 10–9 m2/s im Gegensatz zu den höheren Werten aus [6] deutlich niedriger. Aus Sicht der Verfasser sind die teilweise stark differieren-

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Bild 11. Spannungsabhängige Konsolidationsbeiwerte für Silikat- und Organomudden Fig. 11. Stress-dependent coefficients of consolidation for mineral and organic mud

den Angaben auf die lokalen Unterschiede in der Genese und der Beschaffenheit der organischen Erdstoffe zurückzuführen. Die im Rahmen der durchgeführten Untersuchungen ermittelten Konsolidationsbeiwerte liegen im Vergleich zu den vorliegenden Literaturangaben aber innerhalb plausibler Wertebereiche.

Fazit

Die vorgestellten Korrelationen erlauben eine relativ einfache Bestimmung der für analytische Berechnungen von Primärsetzungen notwendigen Bodenkennwerte der Torfe und Mudden Mecklenburg-Vorpommerns. Nach jetzigem Kenntnisstand können die sich hieraus ergebenden Kennwerte als plausibel und für bautechnische Zwecke hinreichend genau eingestuft werden. Es wäre aus Sicht der Verfasser wünschenswert, wenn die ermittelten Korrelationen im Vergleich mit baubegleitend durchgeführten Messungen auf deren Zuverlässigkeit weiter überprüft würden. Literatur [1] Baden, W., Eggelsmann, R.: Zur Durchlässigkeit von Moorböden. Zeitschrift für Kulturtechnik und Flurbereinigung 4 (1963), H. 4, S. 226–254. [2] Barden, L.: Time dependent deformation of normally consolidated clays and peats. New York: Journal of the Geotechnical Engineering Division: GT, American Society of Civil Engineers (ASCE)/Geotechnical Engineering Division 95 (1969), No. 1, pp. 1–31. [3] Berry, P. L., Vickers, B.: Consolidation of fibrous peat. New York: Journal of the Geotechnical Engineering Division: GT, American Society of Civil Engineers (ASCE)/Geotechnical Engineering Division 101 (1975), No. 8, pp. 741–753. [4] DVWK-Regel 136: Bodenkundliche Untersuchungen im Felde zur Ermittlung von Kennwerten zur Standortcharakterisierung, Teil II: Ableitungen zu Wasser- und Lufthaushalt von Böden. Deutscher Verband für Wasserwirtschaft und Kulturbau e.V. (DVWK). Bonn: 1999. [5] Arbeitsausschuss „Ufereinfassungen“ der HTG e.V. (Hrsg.): EAU: Empfehlungen des Arbeitsausschusses „Ufereinfassungen“. Berlin: Ernst & Sohn, 2009.

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[6] FGSV Merkblatt 542: Merkblatt über Straßenbau auf wenig tragfähigem Baugrund. Forschungsgesellschaft für Straßenbau und Verkehrswesen. [7] Grundbau-Taschenbuch, Teil 1: Geotechnische Grundlagen. Berlin: Ernst & Sohn, 2008. [8] Hinze, C. et al.: Geogenetische Definitionen quartärer Lockergesteine für die geologische Karte 1:25.000 (GK 25). Geologisches Jahrbuch, Reihe A. Allgemeine und regionale Geologie Bundesrepublik Deutschland und Nachbargebiete, Tektonik, Stratigraphie, Paläontologie. Heft 112. Stuttgart: E. Schweizerbart’sche Verlagsbuchhandlung 1989. [9] Koepke, C., Saathoff, F.: Parameters for the calculation of stress-induced creep of peat and mud in Mecklenburg-Western Pomerania. 12th Baltic Sea Geotechnical Conference in Rostock, 2012. [10] Krieg, S.: Viskoses Bodenverhalten von Mudden, Seeton und Klei. Karlsruhe: Veröffentlichungen des Instituts für Bodenmechanik und Felsmechanik der Universität Fridericana, Heft 150, 2000. [11] Larsson, R.: Behaviour of organic clay and Gyttja. Linköping: Swedish Geotechnical Institute, report no. 38, 1990. [12] Lo, Y. K., Lovell, C. W.: Prediction of soil properties from simple indices. Transportation Research Record 873, p. 43–49. [13] Loxham, M., Burghardt, W.: Saturated and unsaturated permeabilities of north German peats. In: Peat and water, 1986, p. 37–59. [14] Mesri, G., Castro, A.: Ca/CC concept and K0 during secondary compression. New York: Journal of the Geotechnical Engineering Division: GT, American Society of Civil Engineers (ASCE)/Geotechnical Engineering Division 113 (1978), No. 3, pp. 230–247. [15] Ohde, J.: Zur Theorie der Druckverteilung im Baugrund. Der Bauingenieur 20 (1939), S. 451–459. [16] Poskitt, T. J.: Consolidation of clay and peat with variable properties. New York: Journal of the Geotechnical Engineering Division: GT, American Society of Civil Engineers (ASCE)/ Geotechnical Engineering Division 97 (1971), No. 6, pp. 841–880. [17] Rackwitz, F., Schüßler, M., Savidis, S., Ney, M.: Bodenmechanische Eigenschaften organischer Ablagerungen der brandenburgischen Niederungs- und Luchgebiete. Geotechnik 34 (2011), H. 2, S. 97–107. [18] TEV 1252-01: Gesteinseigenschaften; TORFE; Mechanische Kennwerte. Technische Vorschrift VEB Baugrund Berlin, 1979. [19] TEV 1253-01: Gesteinseigenschaften; MUDDEN; Mechanische Kennwerte. Technische Vorschrift VEB Baugrund Berlin, 1979. [20] TGL 31222/08: Physikalische Bodenuntersuchung; Näherungsweise Ermittlung des Durchlässigkeitsbeiwertes nach Berechnungsverfahren. Berlin: Akademie der Landwirtschaftswissenschaften der DDR, 1980. [21] Wertz, G.: Einige Beziehungen zwischen den physikalischen Größen Mecklenburger Niedermoore. Zeitschrift für Landeskultur 1960, H. 1, S. 262–266. Autoren Dipl.-Ing. Christian Koepke Baugrund Stralsund Ingenieurgesellschaft mbH Carl-Heydemann-Ring 55 Stralsund 18437 Prof. Dr.-Ing. Fokke Saathoff Universität Rostock –- Lehrstuhl für Geotechnik und Küstenwasserbau 18051 Rostock Eingereicht zur Begutachtung: 15. August 2011 Überarbeitet: 8. Oktober 2012 Angenommen zur Publikation: 23. Oktober 2012

Fachthemen DOI: 10.1002/gete.201200010

Stefanie Danne Achim Hettler

Verhalten von nichtbindigen Böden bei niederzyklischer Belastung Niederzyklische Belastungen treten in der Praxis in verschiedenen Situationen und insbesondere bei geotechnischen Herstellvorgängen auf. Zur Erfassung der Größenordnung herstellbedingter Verformungen ist man bisher auf Beobachtungsmethoden und Messungen angewiesen, da gängige Stoffmodelle bei Verformungsberechnungen infolge niederzyklischer Belastungsvorgänge oft Defizite aufweisen. Mithilfe der in diesem Beitrag vorgestellten Triaxialversuchsserien wurden u. a. Antwort-Ellipsen produziert, welche einen Beitrag zur Weiter- oder Neuentwicklung von höherwertigen Stoffmodellen leisten, mit welchen es möglich sein soll, herstellbedingte, aus niederzyklischen Beanspruchungen resultierende Verformungen numerisch zu prognostizieren. Incremental stress-strain behaviour of non-cohesive soils at low cycle loading. Low cycle loading-processes occur in different situations and in particular during geotechnical construction-processes. To capture the magnitude of deformations due to these processes, one is currently dependent on observations and measurements, because common constitutive models often show deficits when predicting these deformations. With the aid of triaxial series presented in this article, strain-response-envelopes amongst others were produced, which can contribute to the development of constitutive equations to improve the numerical prediction of deformation of construction-induced, low cycle loading-processes.

Allgemeines

Unter quasistatischer Belastung mit zyklischem Verlauf kommt es zu plastischen, d. h. bleibenden und quasi-elastischen, d. h. reversiblen Dehnungen im Boden, ohne vollkommen elastisches Verhalten zu erreichen. In dem quasielastischen Bereich verhält sich das Material asymptotisch elastisch. Goldscheider [1] bezeichnet dieses Verhalten als materiellen Shakedown. Bezüglich der Anzahl der Belastungen lässt sich grundsätzlich zwischen hoch- und niederzyklischen Vorgängen unterscheiden. Zu einer hochzyklischen Belastung gehören beispielsweise Einwirkungen aus Wind auf die Fundamente von Windenergieanlagen oder aus Überfahrten von Fahrzeugen auf Gründungskonstruktionen. Auch durch das Einrütteln von Gründungselementen, z. B. von Spundwänden oder RI-Pfählen, wird der umgebende Boden hochzyklisch beansprucht. Die Zyklenanzahl N ist bei diesen Vorgängen mit N > 50 sehr groß. Eine implizite Be-

rechnung der Verformungen, bei der jeder Zyklus mit einem Materialmodell und einer entsprechenden Anzahl von Dehnungsinkrementen berechnet wird, ist wegen der Akkumulation numerischer Fehler und des Rechenaufwandes nicht sinnvoll. Stattdessen werden Verformungsprognosen infolge hochzyklischer Beanspruchung in der Regel mit expliziten Modellen durchgeführt. Hierbei wird die Akkumulation bleibender Dehnungen analog zum Problem des Kriechens unter konstanter Last behandelt. In diesem Zusammenhang wurden von vielen Autoren umfangreiche Untersuchungen zum Akkumulationsverhalten bei hochzyklischer Belastung durchgeführt und verschiedene Prognosemodelle entwickelt [2] [3] [4] [5] [6]. Prozesse mit niederzyklischer Belastung können für eine deutlich geringere Zyklenanzahl mit N ≤ 50 definiert werden [7]. Verformungsberechnungen erfolgen hier meist implizit, d. h., die Verformungen infolge eines Zyklus werden für jeden Zyklus einzeln berechnet und kumuliert. Gegenstand dieses Beitrags sind niederzyklische Belastungen, bei denen vorausgesetzt wird, dass Trägheitskräfte vernachlässigbar sind [8]. Verwandte Ent- und Wiederbelastungsvorgänge werden in nachfolgende Ausführungen miteinbezogen, weil sich die Spannungspfade bei einem zyklisch belasteten System in der Anfangsphase und bei rein zyklischer Beanspruchung ähneln. Zum Beispiel führt eine äußere Einwirkung mit zyklischem Verlauf auf ein Fundament nicht von Beginn an zu zyklischem Verhalten. Dies stellt sich erst nach einer bestimmten Anzahl von Zyklen ein. Während sich in der elastoplastischen Theorie bei einem sogenannten Shakedown die Systeme rein elastisch verhalten, wird bei Sand auch nach vielen Belastungszyklen immer noch Energie dissipiert. Niederzyklische Belastungen und verwandte Entund Wiederbelastungsvorgänge können z. B. in folgenden Fällen auftreten: – Bauzustände bei Baugruben mit ein- oder mehrfacher Stützung, – kraftkontrollierte Regelung der Steifenkräfte zur Kontrolle der Verformungen, – Temperaturbeanspruchung von Steifen, – Befüll- und Entleerungsvorgänge von Schleusen oder Silos während der ersten Nutzungsphase, – Sommer- bzw. Winterstellung der Widerlager von integralen Brücken [9].

S. Danne/A. Hettler · Verhalten von nichtbindigen Böden bei niederzyklischer Belastung

All diesen Prozessen können monotone oder auch zyklische Vorbelastungen vorausgegangen sein, wie z. B. eine geologische Vorbelastung oder die hochzyklische Vorbelastung aus dem Einvibrieren von Injektionslanzen oder sogenannten RI-Pfählen [10] [11]. Im vorliegenden Beitrag werden zunächst zwei typische Beispiele für niederzyklische und verwandte Spannungspfade erläutert. Daraus geht hervor, dass bei Baugruben der Extensionsbereich eine maßgebende Rolle spielt. Danach werden experimentelle Ergebnisse aus Triaxialversuchsserien vorgestellt. Zur Untersuchung der quasi-elastischen Verformungsanteile bei niederzyklischer Belastung wird das Konzept der Antwortellipsen verwendet. Ergänzend wird die Verformungsakkumulation nach dem Aufbringen von Zyklenpaketen ausgewertet. Im letzten Abschnitt werden die Versuchsergebnisse zusammengefasst und wird auf weiteren Forschungsbedarf hingewiesen.

Beispiele für niederzyklische Spannungspfade

Die vereinfachte Betrachtung eines Bodenelementes hinter einer Spundwand (Bild 1a, 1.) bei einer ausgesteiften Baugrube zeigt, dass monotone Spannungspfade und auch wiederholte, niederzyklische Belastungsvorgänge mit beliebigen Richtungen vorkommen können (Bild 1b). Ausgehend vom Erdruhedruck im Anfangszustand (Bild 1b, 1.) wird bei einem ersten Teilaushub (2.) zunächst nur die Horizontalspannung σh reduziert. Der Einbau und das Vorspannen einer Steifenlage (3.) bewirkt nun ein deutliches Ansteigen – je nach Vorspannkraft bis in den passiven Bereich hinein – der Horizontalspannung, die sich bei Erreichen des Endaushubniveaus (4.) wieder dem aktiven Erddruck nähert, wenn man voraussetzt, dass die Wandverformungen groß genug sind. Tritt dann beispielsweise durch den Unterschied von Tag- und Nachttemperatur eine Temperaturbeanspruchung, d. h. letztlich eine Längenänderung bzw. eine Horizontalbewegung der Steifen ein, führt dies zu einer erneuten Erhöhung der Horizontalspannung

(5.). Dieser Vorgang kann sich während eines Zwischenbauzustandes einige Male wiederholen. Wird nun eine Flächenlast p am Baugrubenrand aufgebracht, steigt die Vertikalspannung σv an (6.) und bei erneuter Temperaturbeanspruchung der Steifen kommt es erneut zu niederzyklischen Beanspruchungen in horizontaler Richtung (7.), nun auf einem höheren Spannungsniveau. Bedingt durch die Entlastung infolge des Aushubs und die horizontale Beanspruchung aus dem Bodenauflager der Wand liegen die Spannungspfade vor dem Wandfuß im Wesentlichen im Extensionsbereich mit entsprechend ähnlichen Vorgängen, wie in Bild 1 gezeigt. Aus Bild 2 geht hervor, dass für ein Bodenelement unter der Schleusensohle (Bild 2a) bei der Herstellung und der ersten Nutzungsphase ebenfalls Spannungszustände im Extensionsbereich vorkommen können (Bild 2b). Ausgehend vom Erdruhedruck im Anfangszustand (Bild 2b, 1.) wird bei dem Beispiel der Schleuse durch den Bodenaushub die Vertikalspannung σv reduziert (2.). Durch das Befüllen der Schleuse (3.) steigt dann die Vertikalspannung wieder an, wird beim Leeren (4.) erneut reduziert, steigt wieder an usw. Für Elementversuche, mit denen das Verformungsverhalten bei niederzyklischer Beanspruchung z. B. im Rahmen der Stoffgesetzentwicklung untersucht werden soll, sind folglich nicht nur die in der Literatur häufig untersuchten deviatorischen Lastzyklen, sondern beliebige zyklische Spannungspfade zu berücksichtigen. Auch bei der Wahl der Spannungsausgangspunkte ist zu beachten, dass sie nicht nur im Kompressions-, sondern auch im Extensionsbereich liegen sollten. Dies trifft insbesondere im Bereich vor dem Wandfuß bei der Baugrubenherstellung zu.

3 3.1

Versuchsgrundlagen Versuchsgerät

Das bei den durchgeführten Versuchsserien verwendete Triaxialgerät ist mit einer hochauflösenden Mess- und

Bild 1. a) Betrachtetes Bodenelement, b) mögliche Spannungspfade während der Herstellung und des Betriebs einer Baugrube Fig. 1. a) Considered soil element, b) possible stress-paths during construction and utilisation of an excavation

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Bild 2. a) Betrachtetes Bodenelement b) mögliche Spannungspfade bei der Herstellung und der ersten Nutzungsphase eines Schleusenbauwerkes Fig. 2. a) Considered soil element, b) possible stress-paths during construction and first utilisation phase of a lock

Die Radialdehnungen werden aus den gemessenen Axial- und Volumenveränderungen zurückgerechnet. Bei den bislang durchgeführten Versuchen hat sich diese Vorgehensweise für die Größenordnung der gefahrenen Spannungsinkremente mit ∆σ ≤ 50 kPa als hinreichend genau und reproduzierbar erwiesen. Vergleiche mit anderen Autoren [12] [13] haben außerdem gezeigt, dass die eigenen Versuchsergebnisse gut mit denen aus der Literatur übereinstimmen.

3.2

Versuchsboden

Bei den Versuchen wurde ein eng gestufter Feinsand verwendet, siehe Bild 3. Es konnte unter Zuhilfenahme verschiedener Kriterien [14], gezeigt werden, dass sich durch die Verwendung dieses Sandes der Einfluss von Fehlern aus Membranpenetration, z. B. gegenüber Versuchen mit Karlsruher Mittelsand, deutlich verringert. Bild 3. Kornverteilungskurve Versuchssand Fig. 3. Grain size distribution curve of the sand

Steuerungstechnik ausgestattet. Sowohl Seitendruck als auch Axialkraft können in diesem Gerät unabhängig voneinander gesteuert werden, sodass beliebige Spannungspfade von beliebigen Ausgangsspannungspunkten in der p-q-Ebene gefahren werden können. Probenhöhe und Probendurchmesser betragen jeweils 10 cm. Der geführte und starr mit der Probenkopfplatte verbundene Axialkraftaufnehmer ist als Tauchstabaufnehmer konzipiert und ermöglicht so eine Innenmessung der Kraft bzw. verhindert einen Fehler durch Reibung. Die Axialverformung wird über einen hochauflösenden Inkrementalwegaufnehmer gemessen, der gegen den Zelldeckel tastet und über eine Messgenauigkeit von ±0,5 µm verfügt. Die Volumenänderungen bzw. Radialdehnungen werden über das einund ausströmende Porenwasser bestimmt. Hierzu steht eine Messbürette zur Verfügung, die an einen hochauflösenden Differenzdruckmessgeber angeschlossen ist.

3.3

Spannungs- und Dehnungskomponenten im Triaxialversuch

Bild 4 zeigt die in diesem Beitrag verwendeten Bezeichnungen am Beispiel des rotationssymmetrischen Spannungszustands im Triaxialversuch, vgl. [15]. Die Definitionen vom mittleren Druck p und der Deviatorspannung q (Roscoe-Invarianten) lauten: p = (σ1 + 2σ3)/3

(1)

q = σ1 – σ3

(2)

Das Spannungsverhältnis η = q/p

(3)

beschreibt die Lage in der p-q-Ebene, siehe Bild 6. Die Dehnungskomponenten sind wie folgt definiert: εv = ε1 + 2 ε3

(4)

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Bild 4. a) Spannungs- und b) Dehnungskomponenten im Triaxialversuch Fig. 4. a) Stress- and b) strain-components in triaxial testing

ε3 = 1/2 (εv – ε1)

(5)

εq = 2/3 (ε1 – ε3)

(6)

Bild 5. Konzept der Antwort-Ellipsen, hier: Antwortellipsen der Dehnungen; a) Spannungen, b) daraus resultierende Dehnungen Fig. 5. Concept of response-envelopes, here: strain responseenvelopes; a) stress increments, b) resulting strains

Ist der Betrag des Spannungsinkrementes Dabei bezeichnet εv die Volumendehnung, ε1 die Vertikaldehnung, ε3 die Radialdehnung und εq die deviatorische Dehnung. Da alle nachfolgend dokumentierten Versuche dräniert durchgeführt wurden, handelt es sich bei den in diesem Beitrag dargestellten Spannungen immer um effektive Spannungen (σ = σ′).

4 4.1

Antwort-Ellipsen Konzept

Bevor neue oder verbesserte Stoffmodelle für die konkrete Berechnung von Randwertproblemen zum Einsatz kommen können, müssen diese validiert und kalibriert werden. Dies geschieht sehr häufig anhand numerischer Elementversuche, wie zum Beispiel Triaxialversuche und Ödometerversuche. Sogenannte Antwort-Ellipsen (Response-Envelopes) stellen für diesen Zweck ein hilfreiches Werkzeug dar, da hiermit das inkrementelle Verhalten eines bestimmten Modells analysiert und mit anderen Stoffmodellen und dem tatsächlichen Materialverhalten verglichen werden kann [16] [13] [17]. Erste Grundlagen zu sogenannten Response-Envelopes wurden in den 1970er Jahren von Lewin & Burland [18] vorgestellt und einige Jahre später von Gudehus [19] im Zusammenhang mit der Stoffgesetzentwicklung beschrieben. Um eine Antwortellipse zu erhalten, wird ein Bodenelement einem bestimmten Spannungs- oder Dehnungsinkrement unterworfen und die dazugehörige „Antwort“ des Bodens in Form von Dehnungen oder Spannungen ermittelt und grafisch dargestellt. Die Richtung des aufgebrachten Spannungs- oder Dehnungsinkrementes wird dann – bei gleichbleibendem Betrag – variiert und liefert so verschiedene Spannungs- bzw. Dehnungsantworten, deren Endpunkte schließlich zu einer „Antwort-Umhüllenden“ miteinander verbunden werden (Bild 5). In Bild 5 sind beispielhaft die Dehnungsantworten zu in acht verschiedenen Richtungen aufgebrachten Spannungsinkrementen dargestellt. Die rein triaxiale Kompression beispielsweise entspricht hier dem rot dargestellten ασ = 90°-Spannungspfad in Bild 5a; im selben Bild stellt der blaue ασ = 180°-Pfad eine rein radiale Extensionsbelastung dar.

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∆σ = ∆σ12 + 2 ∆σ 23

(7)

für alle Richtungen ασ konstant, erhält man in der sogenannten Rendulic-Ebene mit den Achsen 兹2∆σ2 und ∆σ1 einen Kreis, siehe Bild 5a. Auch die Dehnungen werden im Rendulic-Diagramm dargestellt, wobei das Dehnungsinkrement analog zu Gl. (9) definiert ist zu ∆σ = ∆ε12 + 2 ∆ε 23

(8)

und ebenfalls in der Rendulic-Ebene dargestellt wird, siehe Bild 5b. Grundsätzlich eignet sich das Konzept der Antwortellipsen für die Untersuchung des inkrementellen Verformungsverhaltens sowohl bei Erst- als auch bei Ent- und Wiederbelastung. Im vorliegenden Beitrag werden mit Hilfe der Antwortellipsen die quasi-elastischen Verformungsanteile, d. h. die reversiblen Verformungen bei Entund Wiederbelastungen, untersucht und ausgewertet, siehe Abschnitt 5.

4.2

Literaturübersicht

In der Literatur sind wenige experimentelle Versuche zur Ermittlung der Antwort-Ellipsen zu finden. Bei Doanh [13] wird über Versuche zur Ermittlung der Antwortellipsen der Dehnungen („Strain-Response-Envelopes“) für dichten Hostun-Sand an insgesamt drei verschiedenen – zwei im Kompressionsbereich, einer auf der isotropen Achse liegenden – Ausgangsspannungszuständen berichtet; das betrachtete Spannungsinkrement betrug hier ∆σ = 10 kPa. Pro Richtung wurde ein Versuch mit einer Probe zugrunde gelegt, sodass die ausgewerteten Dehnungsinkremente den gesamten bzw. elastoplastischen Verformungen bei Erstbelastung entsprechen. Elastische Dehnungsanteile wurden nicht bestimmt. Auch von Costanzo et al. [12] wurden Versuche zur Ermittlung der Dehnungsantworten bei Erstbelastung an einem schluffigen Ton durchgeführt. Hier wurden an insgesamt zwei Spannungsausgangspunkten – einer im Kompressionsbereich, einer auf der isotropen Achse – Spannungspfade in 10 verschiedene Richtungen gefahren und

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die Dehnungsantworten für Spannungsinkremente zwischen ∆σ = 20 bis 90 kPa ermittelt bzw. ausgewertet. Auch hier wurden die quasi-elastischen Dehnungsanteile nicht explizit betrachtet. Nur in wenigen Veröffentlichungen wurden quasielastische Verformungsanteile bzw. Steifigkeiten nach dem Aufbringen rein axialer oder rein radialer Spannungsoder auch Dehnungsamplituden ausgewertet [20] [21] [22]. Überwiegend befinden sich dabei die Spannungsausgangspunkte im Kompressionsbereich oder auf der isotropen Achse. Bei Baugruben ist vor dem Wandfuß jedoch der Extensionsbereich entscheidend, vgl. Abschnitt 2.

5 5.1

Experimentelle Ergebnisse zum quasi-elastischen Verformungsverhalten Ausgangsspannungszustände

Die untersuchten Ausgangsspannungszustände befinden sich sowohl im Kompressions- als auch im Extensionsbereich, wobei nicht nur der mittlere Druck p, sondern auch die Deviatorspannung q bzw. das Spannungsverhältnis η = q/p variiert wurden, s. Bild 6 und Tabelle 1.

5.2

Versuchsablauf

Bei den durchgeführten dränierten Triaxialversuchen wird die trocken eingerieselte Bodenprobe zunächst geflutet und anschließend gesättigt. Die Probenpräparationsmethode blieb während der beschriebenen Versuche unverändert. Die bezogene Lagerungsdichte aller nachfolgend beschriebenen Versuche liegt zwischen ID = 0,6 bis 0,7. Dann wird ein Spannungsausgangspunkt (Bild 6) angefahren. Dabei wird zunächst die isotrope Spannung erhöht. Je nach Lage des Spannungsausgangspunktes wird danach entweder die Vertikalspannung (für Punkte im Kompressionsbereich) oder die Horizontalspannung (für Punkte im Extensionsbereich) weiter erhöht, s. Bild 7. Mit einem Spannungsinkrement ∆σ (hier ∆σ ≤ 50 kPa) werden dann Spannungszyklen in eine bestimmte Richtung ασ aufgebracht. Die Belastungsfrequenz wird gering gehalten und so ein Aufbau von Porenwasserdrücken vermieden. Die zyklische Belastung in die erste Richtung wird nun so oft wiederholt, bis die gemessenen Dehnungen praktisch reversibel bzw. quasi-elastisch sind. Dabei wird die von den Autoren vorgeschlagene Definition zugrunde gelegt, dass die Dehnungen dann als quasi-elastisch bezeichnet werden, wenn die plastischen Verformungsanteile innerhalb eines Zyklus weniger als 1 bis 3 % der Gesamtdehnung des Zyklus ausmachen. Es stellt sich heraus, dass sich quasi-elastisches Verhalten – je nach Spannungsamplitude und -richtung – bereits nach einer geringen Zyklenanzahl einstellen kann. Die Dehnungsantwort des letzten Spannungszyklus wird nun ausgewertet und grafisch dargestellt. Bild 8 zeigt beispielhaft die Dehnungsantwort infolge eines Spannungsinkrementes ∆σ = 50 kPa in Richtung ασ = 135° für den Ausgangsspannungszustand C (vgl. Bild 6). Danach wird der Versuch fortgesetzt mit dem betragsmäßig gleichen Spannungsinkrement ∆σ, aber geänderter Richtung ασ, bis zum Erreichen des quasi-elastischen Bereichs. Diese Vorgänge werden nun für verschie-

Bild 6. Untersuchte Ausgangsspannungszustände in der p-q-Ebene Fig. 6. Investigated initial stress-states in the p-q-plane

Tabelle 1. Ausgangsspannungszustände Table 1. Initial stress-states Punkt Bez.

兹2 σ3 kPa

σ1 kPa

σ3 kPa

p kPa

q kPa

η –

212,1

300,0

150,0

200,0

150,0

0,75

282,8

500,0

200,0

300,0

1,00

188,6

333,3

133,3

200,0

1,00

165,0

366,7

116,7

200,0

250,0

1,25

235,7

266,7

166,7

200,0

100,0

0,50

318,2

450,0

225,0

300,0

225,0

0,75

106,1

150,0

75,0

100,0

75,0

0,75

53,0

75,0

37,5

50,0

37,5

0,75

282,8

200,0

0,0

0,00

330,0

133,3

233,3

200,0

–100,0

–0,50

353,6

100,0

250,0

200,0

–150,0

–0,75

353,6

400,0

250,0

300,0

150,0

–0,75

Bild 7. Untersuchte Spannungszustände in der RendulicEbene: Anfahrt der Spannungsausgangspunkte im Kompressions- und Extensionsbereich Fig. 7. Investigated stress-states in the Rendulic-plane: reaching stress-states in compression and extension

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Bild 8. Versuch am Punkt C: a) Aufbringen von ∆σ = 50 kPa in Richtung ασ = 135°; b) Dehnungsantwort für ασ = 135° Fig. 8. Experiment at stress-state C: a) applying ∆σ = 50 kPa in direction ασ = 135°; b) strain response for ασ = 135°

Bild 9. Vollständiger Versuch am Punkt C: a) Aufbringen von ∆σ = 50 kPa in alle Richtungen; b) Dehnungsantworten für alle Richtungen und Konstruktion der Antwortumhüllenden Fig. 9. Complete test at state C: a) applying ∆σ = 50 kPa in all directions; b) strain-responses for all directions and construction of the response-envelope

dene Richtungen an derselben Probe wiederholt. Die dazugehörigen Dehnungen werden für den jeweils letzten Zyklus ausgewertet und in einem Diagramm grafisch dargestellt (Bild 9). Die Umhüllende der Dehnungsantworten hat in der Regel die Form einer geneigten Ellipse. Die betragsmäßig größten Dehnungen treten stets für die Richtungen ασ = 135° und ασ = 315° auf. Damit stellen die Richtungen dieser Dehnungsantworten die Hauptachse der Ellipse dar. Die betragsmäßig geringsten Dehnungen wurden bei den Richtungen ασ = 45° und ασ = 225° festgestellt, s. Bild 11. Welchen Einfluss – verschiedene Reihenfolgen ασ der Spannungsinkremente, – der mittlere Druck p, – eine monotone, isotrope Vorbelastung und – das Spannungsverhältnis η

5.3

Um den Einfluss der Reihenfolge der untersuchten Richtungen auf die Größe und die Richtung der quasi-elastischen Dehnungsantworten zu untersuchen, wurde die in Abschn. 5.2 beschriebene Vorgehensweise für verschiedene Reihenfolgen der gefahrenen Spannungsinkremente wiederholt. Variiert wurde auch die „Umlaufrichtung“ der Spannungsinkremente. Es hat den Anschein, dass für die bislang untersuchten Spannungsausgangspunkte und Spannungsinkremente weder die Reihenfolge noch die Umlaufrichtung der gefahrenen Spannungspfade einen erkennbaren Einfluss auf die Dehnungsantworten bzw. die Antwortellipsen haben (Bild 10). Hierzu liegen weitere Versuche vor, die das Ergebnis bestätigen.

5.4 auf die Form, Größe und Neigung der Antwortellipsen, d. h. auf die richtungsabhängigen quasi-elastischen Steifigkeiten haben, wird in den nachfolgenden Abschnitten untersucht.

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Unterschiedliche Reihenfolge von Spannungspfaden

Spannungsabhängige Steifigkeit

Grundsätzlich nimmt die Steifigkeit eines Bodenelementes mit steigendem mittleren Druck zu. Der Reibungswinkel und der Dilatanzwinkel nehmen mit zunehmendem

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Bild 10. Quasi-elastische Antwortellipsen infolge ∆σ = 50 kPa für 2 unterschiedliche Reihenfolgen der Richtungen ασ (Punkt B) Fig. 10. Quasi-elastic response-envelopes due to ∆σ = 50 kPa for 2 different sequences of the directions ασ (state B)

Bild 12. Antwortellipsen bei Punkt G, p = 100 kPa und η = 0,75 Fig. 12. Strain response envelopes at stress-state G, p = 100 kPa and η = 0,75

Bild 11. Untersuchte Punkte mit gleichem Spannungsverhältnis η = 0,75 (Punkte G, A, F) Fig. 11. Initial stress states with the same stress-ratio η = 0,75 (stress-states G, A, F)

Bild 13. Antwortellipsen bei Punkt A, p = 200 kPa und η = 0,75 Fig. 13. Strain response envelopes at stress-state A, p = 200 kPa and η = 0,75

Spannungsniveau in der Regel ab. Auch die quasi-elastische Steifigkeit ist druckabhängig. Um dies anhand von Antwort-Ellipsen darzustellen, wurden die nachfolgend beschriebenen Versuche durchgeführt. Bei drei verschiedenen Ausgangsspannungszuständen, die sich durch die verschiedenen mittleren Drücke p, nicht jedoch durch das Spannungsverhältnis η unterscheiden, wurden die quasi-elastischen Dehnungsantworten infolge der Spannungsinkremente ∆σ = 50 kPa und ∆σ = 25 kPa ermittelt, s. Bild 13. Die sich dabei ergebenden Antwortellipsen für die Spannungsinkremente ∆σ = 25 kPa und ∆σ = 50 kPa sind in Bild 12, 13 und 14 dargestellt. Man erkennt, dass die Ellipsen mit zunehmendem mittleren Druck p kleiner werden. Besonders deutlich wird dies bei dem direkten Vergleich der Ellipsen in Bild 15. Die unterschiedlichen Größen der Ellipsen zeigen den Einfluss des mittleren Drucks auf die quasi-elastische Steifigkeit bzw. die Zunahme der Steifigkeit mit größer werdendem mittleren Druck. Dies wird besonders deutlich bei den Dehnungsantworten infolge der Richtungen

Bild 14. Antwortellipsen bei Punkt F, p = 300 kPa und η = 0,75 Fig. 14. Strain response envelopes at stress-state F, p = 300 kPa and η = 0,75

ασ = 135° und ασ = 315° (vgl. Bild 5). Der Einfluss des mittleren Drucks auf die Steifigkeiten, die sich aus den Richtungen 45° und 225° ergeben, ist deutlich geringer.

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nungsverhältnisse η, aber gleichen mittleren Druck p miteinander verglichen (Bild 18). Zum Vergleich sind im Bild 19 die zu den in Bild 18 dargestellten Ausgangsspannungspunkten gehörigen Antwort-Ellipsen der Dehnungen in der p-q-Ebene dargestellt. Die in Bild 19 dargestellten Antwortellipsen zeigen eine deutliche Drehung der Ellipsenhauptachse. Das heißt, dass sich die Steifigkeiten für unterschiedliche Spannungsverhältnisse voneinander unterscheiden. Dieser Einfluss lässt sich quantifizieren, wenn man beispielsweise aus den Spannungspfaden bei ασ = 90° bzw. 270°, d. h. axialer Kompression und Extension, sowie bei ασ = 0° bzw. 180°, d. h. radialer Kompression und Extension, die horizontalen und vertikalen Moduln Bild 15. Vergleich der Antwortellipsen infolge ∆σ = 50 kPa für Ausgangsspannungspunkte mit verschiedenen mittleren Drücken p und gleichem Spannungsverhältnis η = const. = 0,75 Fig. 15. Comparison of the response-envelopes due to ∆σ = 50 kPa for initial stress-states with different average pressures p and the stress-ratio η = const. = 0,75

5.5

Isotrope Vorbelastung

Um zu überprüfen, welchen Einfluss eine statische Vorbelastung auf die Form und Größe der quasi-elastischen Antwortellipsen hat, wurden Versuche von demselben Spannungsausgangspunkt sowohl mit als auch ohne Vorbelastung durchgeführt. Wie in Bild 16 dargestellt, erfolgte die Vorbelastung bislang entlang der isotropen Achse σ1 = σ2 = σ3. Der Vergleich von Antwortellipsen für zwei Versuche zeigt, dass der Einfluss einer isotropen Vorbelastung gering ist (Bild 17). Ähnliche Feststellungen werden auch bei einer anisotropen Vorbelastung gemacht. Von großer bzw. praxisrelevanter Bedeutung ist die Vorbelastung entlang des K0Pfades, hierzu sind weitere Untersuchungen vorgesehen.

5.6

Anisotropie

Im Unterschied zu den in Abschn. 5.4 beschriebenen Versuchen, bei denen der mittlere Druck p variiert wurde, wurden auch Antwortellipsen für verschiedene Span-

Ev =

∆σ1 ∆ε1

und Eh =

∆σ 3 ∆ε 3

Bild 16. Untersuchung des Einflusses einer isotropen Vorbelastung am Punkt G: a) Versuch ohne Vorbelastung; b) Versuch mit Vorbelastung Fig. 16. Investigation of an isotropic prestress at stress-state G: a) test without prestress; b) test with prestress

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(10)

ermittelt und den Verhältniswert Ev/Eh in Abhängigkeit vom Spannungsverhältnis η darstellt, Bild 20. Die Abhängigkeit des Verhältniswertes Ev/Eh vom Spannungsverhältnis η zeigt eine spannungsinduzierte Anisotropie. Bei Versuchen mit kleineren Spannungs- oder Dehnungszyklen konnten z. B. von Ezaoui & Di Benedetto [20], Hoque & Tatsuoka [21] oder Kuwano [22] dieselben Beobachtungen gemacht werden. Im Übrigen zeigt eine detaillierte Betrachtung einen größeren Einfluss des Ausgangsspannungszustands η auf die vertikale als auf die horizontale Steifigkeit, vgl. [23]. Aus Bild 20 ist jedoch nicht nur eine spannungsinduzierte Anisotropie erkennbar. Da bei dem Spannungsverhältnis η = 0 das Verhältnis Ev/Eh ⬆ 1 ist, liegen bei isotropem Druck offenbar keine isotropen Eigenschaften vor, es liegt eine inhärente, d. h. strukturbedingte Anisotropie vor. Diese Feststellung machen die meisten Autoren: Während von Hoque & Tatsuoka [21] für alle untersuchten Sande bei η = 0 Verhältniswerte Ev/Eh > 1 ermittelt werden, stellen Ezaoui & Di Benedetto [20] auch Verhältniswerte Ev/Eh < 1 und zudem eine Abhängigkeit dieses Wertes von der Probenpräparationsmethode fest.

(9)

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Bild 17. Antwortellipse mit und ohne Vorbelastung (Punkt G) Fig. 17. Response-envelope with and without prestress (stress-state G)

Bild 19. Rotation der Ellipsen bei verschiedenen Spannungsverhältnissen η Fig. 19. Rotation of the response-envelopes at different stress-ratios η

Bild 18. Versuche mit verschiedenen Spannungsverhältnissen η und p = const. = 200 kPa Fig. 18. Tests with different initial stress-ratios η and p = const. = 200 kPa

Experimentelle Ergebnisse zur Verformungsakkumulation

Grundsätzlich nimmt der Zuwachs an plastischen Dehnungen pro Zyklus in den meisten Fällen mit der Anzahl der Zyklen ab. Während es zahlreiche Versuche zur Untersuchung des Akkumulationsverhaltens bei einer großen Zyklenanzahl gibt [24], sind nur wenige experimentelle Studien vorhanden, bei denen das Hauptaugenmerk auf die bleibenden Verformungen nach einer geringen Anzahl von Zyklen (N < 50) gerichtet wird. Des Weiteren beinhalten existierende Versuche überwiegend Zyklen mit axialen Spannungsamplituden [24] [25]. Es wurde jedoch bereits gezeigt, dass bei niederzyklischen Beanspruchungen Spannungszyklen in beliebige Richtungen auftreten können, sodass nicht nur die Größe und die Reihenfolge der aufgebrachten Spannungsamplituden, sondern die Richtung der aufgebrachten Spannungen variieren, d. h. unterschiedliche Polarisation von Bedeutung sein können. In ersten Versuchsreihen wurde beispielsweise untersucht, ob die Reihenfolge von Zyklenpaketen mit gleicher Spannungsamplitude ∆σ und unterschiedlichen Richtun-

Bild 20. Verhältnis Ev/Eh in Abhängigkeit vom Spannungsverhältnis η im Ausgangszustand Fig. 20. Ratio Ev/Eh as a function of the initial stressratio η

gen einen Einfluss auf den Endwert der bleibenden Verformung hat. Aus Bild 21 geht hervor, dass sich der Endwert der plastischen Verformung für die untersuchten Zyklenpakete und -reihenfolgen wenig unterscheidet. Bei den dargestellten Versuchen handelt es sich um erste Ergebnisse, die in Ergänzung zu vorhandenen Versuchen aus der Literatur stehen, vgl. [26]. Weitere Untersuchungen sind vorgesehen.

Zusammenfassung und weitere Hinweise

Die Untersuchung des inkrementellen Verformungsverhaltens von Sand bei niederzyklischer Beanspruchung in Triaxialversuchen zeigt, dass sich bei den untersuchten

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Bild 21. Verformungsakkumulation nach 2 Zyklenpaketen für N = 10, ∆σ = 100 kPa und den Reihenfolgen: a) erst ασ = 90°, dann ασ = 180°; b) erst ασ = 180°, dann ασ = 90° Fig. 21. Strain-accumulation after 2 packages of cycles with N = 10, ∆σ = 100 kPa and the sequences: a) first ασ = 90°, then ασ = 180°; b) first ασ = 180°, then ασ = 90°

Spannungsinkrementen von ∆σ ≤ 50 kPa quasi-elastisches Verhalten schon bei einer geringen Anzahl von Zyklen einstellen kann. Während der Einfluss der Reihenfolge der gefahrenen Spannungspfade auf die quasi-elastischen Dehnungsanteile vernachlässigbar zu sein scheint, kann die spannungsabhängige Steifigkeit in Form von kleiner werdenden Antwortellipsen bei steigendem mittleren Druck p beobachtet werden. Nach den Ergebnissen der bislang durchgeführten Versuche scheint der Einfluss einer isotropen Vorbelastung auf die quasi-elastischen Dehnungen bei den betrachteten geringen Zyklenanzahlen N gering zu sein. Deutlich erkennbar ist hingegen eine spannungsinduzierte Anisotropie. Diese kann durch unterschiedliche Neigung der Ellipsenhauptachsen bei verschiedenen Spannungsverhältnissen η verdeutlicht werden. Die bislang durchgeführten Versuche zu Zyklenpaketen unterschiedlicher Polarisation deuten an, dass auch hier die Reihenfolge der aufgebrachten Spannungsinkremente eine untergeordnete Rolle spielt. Weitere Triaxialversuchsserien sind erforderlich und geplant, um z. B. den Einfluss der Porenzahl bzw. der Lagerungsdichte und einer K0-Vorbelastung auf die Verformungen zu klären. Wegen der großen Bedeutung des Extensionsbereiches sollen auch hierzu weitere Untersuchungen durchgeführt werden. Versuche zur Ermittlung der Antwortellipsen können eine Grundlage darstellen, um neu oder weiterentwickelte Stoffmodelle [27] [28] im Hinblick auf das Verformungsverhalten bei niederzyklischer Beanspruchung zu kalibrieren und validieren. Dies ist insbesondere deshalb erforderlich, da viele gängige Stoffmodelle insbesondere bei der Prognose der Verformungen aus niederzyklischen Beanspruchungen, z. B. während geotechnischer Herstellvorgänge, Defizite aufweisen. Literatur [1] Goldscheider, M.: Shakedown and incremental collapse of structures in dry sand bodies. Proceedings of Dynamical Methods in Soil and Rock, Plastic and Long-Term Effects in Soils, 1977. [2] Wichtmann, T.: Explizites Akkumulationsmodell für nichtbindige Böden unter zyklischer Belastung. Dissertation, Schrif-

geotechnik 36 (2013), Heft 1

tenreihe des Institutes für Grundbau und Bodenmechanik der Ruhr-Universität Bochum, Heft 38, 2005. [3] Niemunis, A., Wichtmann, T., Triantafyllidis, T.: A high-cycle accumulation model for sand. Computers and Geotechnics, 32 (2005), No. 4, pp. 245–263. [4] Baeßler, M.: Lageveränderungen des Schottergleises durch zyklische und dynamische Beanspruchungen. Dissertation, Schriftenreihe der Fakultät IV – Planen Bauen Umwelt der Technischen Universität Berlin, 2008. [5] Gotschol, A.: Veränderlich elastisches und plastisches Verhalten nichtbindiger Böden und Schotter unter zyklisch-dynamischer Beanspruchung. Schriftenreihe Geotechnik, Heft 12, Universität Kassel, 2002. [6] Festag, G.: Experimentelle und numerische Untersuchungen zum Verhalten von granularen Materialien unter zyklischer Beanspruchung. Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für Geotechnik der Technischen Universität, Nr. 66, Darmstadt, 2003. [7] Danne, S., Hettler, A.: Strain Response Envelopes for low cycle loading processes. 1st International Workshop of DFGResearch Group FOR 1136: Geotech – Holistic Simulation of geotechnical installation processes, 2011. [8] Hettler, A.: Verschiebungen starrer und elastischer Gründungskörper in Sand bei monotoner und zyklischer Belastung. Veröffentlichungen des Instituts für Bodenmechanik und Felsmechanik der Universität Fridericiana in Karlsruhe, Heft 90, 1981. [9] Kudla, W., Szczyrba, S.: Verformungen und Erddruck bei Widerlagerhinterfüllungen von integralen Brücken – neueste Messergebnisse und Ausführungsempfehlungen. 31. Baugrundtagung in München: DGGT. S. 155−161, 2010. [10] Triantafyllidis T.: Neue Erkenntnisse aus Messungen an tiefen Baugruben am Potsdamer Platz in Berlin. Bautechnik 75 (1998), H. 3, S. 133−154. [11] Henke, S., Grabe, J.: Simulation der Herstellung einer Baugrube. 3. Workshop des DGGT-Arbeitskreises 1.6 Numerik in der Geotechnik – Aktuelle Entwicklungen bei der Anwendung numerischer Verfahren in der Geotechnik, (S. 87−102). Bundesanstalt für Wasserbau, Karlsruhe, 2009. [12] Costanzo, D., Viggiani, G., Tamagnini, C.: Directional response of a reconstituted fine-grained soil – Part I: Experimental investigation. International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics 30 (2006), No. 13, pp. 1283−1301. [13] Doanh, T.: Strain Response Envelope: A complementary tool for evaluating hostun sand in triaxial compression and extension: experimental observations. In: Kolymbas, D. (ed.): Constitutive Modelling of Granular Materials. Berlin: Springer Verlag, pp. 375−396, 2000.

S. Danne/A. Hettler · Verhalten von nichtbindigen Böden bei niederzyklischer Belastung

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[24] Wichtmann, T., Niemunis, A., Triantafyllidis, T.: Gilt die Miner’sche Regel für Sand? Bautechnik 83 (2004), H. 5, S. 341−350. [25] Kaggwa, W., Booker, J., Carter, J.: Residual strains in calcareous sand due to irregular cyclic loading. Journal of Geotechnical Engineering 117 (1991), No. 2, pp. 201−218. [26] Wichtmann, T., Triantafyllidis, T.: Prognose bleibender Verformungen infolge zyklischer Belastung mit veränderlicher Amplitude: Eine Diskussion unterschiedlicher Ansätze. Vortrag zum Workshop „Gründungen von Offshore-Windenergieanlagen“. Veröffentlichungen des Grundbauinstitutes der Technischen Universität Berlin, H. Nr. 56, Berlin, 2011. [27] Ehlers, W., Avci, O.: Stress-dependent hardening and failuresurfaces of dry sand. International Journal for Numerical and Analytical Methods in Geomechanics (2012), pp. 1−23. [28] Niemunis, A., Prada-Sarmiento, L., Grandas-Tavera, C.: Paraelasticity. Acta Geotechnica 6 (2011), No. 2, pp. 67−80.

Autoren Dipl.-Ing. Stefanie Danne Prof.-Dr.-Ing. habil. Achim Hettler Beide: Technische Universität Dortmund Lehrstuhl Baugrund-Grundbau August-Schmidt-Straße 8 44227 Dortmund Stefanie.Danne@tu-dortmund.de

Eingereicht zur Begutachtung: 27. Juni 2012 Überarbeitet: 30. November 2012 Angenommen zur Publikation: 30. November 2012

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Fachthemen DOI: 10.1002/gete.201200019

Jochen Fillibeck

Möglichkeiten der Prognose von Oberflächensetzungen beim Tunnelvortrieb im Lockergestein − Teil 1: Empirisches Prognoseverfahren Der Bau von Tunneln im Lockergestein führt immer zu Spannungsumlagerungen und Verformungen im umliegenden Gebirge. Daher ist bei der Planung von oberflächennahen Tunneln in setzungsempfindlicher Umgebung die Prognose von Setzungen über dem Tunnel von ganz besonderer Bedeutung. Die Bestimmung derartiger Verformungen kann durch die Auswertung vorangegangener Tunnelbauprojekte – der empirischen Prognose – oder aber durch numerische Berechnungen erfolgen. Mit dem hier vorliegenden Teil 1 der Veröffentlichung wird ein empirisches Prognoseverfahren vorgestellt, mit dem sich die Setzungen beim Tunnelvortrieb einfach bestimmen lassen. Hierzu wurden insgesamt über 350 Messquerschnitte aus aktuellen Baumaßnahmen im Spritzbeton- und Schildvortrieb ausgewertet. Es wurde unter anderem der Einfluss der Vortriebsart, der Baugrundeigenschaften, der Tunneltiefe und der Querschnittsgröße auf die Größe der Setzungsmulde beschrieben. Aufgrund der Vielzahl vergleichbarer Messungen konnte der Größe der Setzungsmulde eine Auftretenswahrscheinlichkeit zugeordnet werden. Im Teil 2 der Veröffentlichung wird auf numerische Berechnungen mit der FEMethode eingegangen. Es werden Aussagen über die Eignung verschiedener Stoffmodelle getroffen und Verfahren zur Setzungsberechnung beschrieben, wobei zwischen 2D-, 3D- und 4D-FE-Berechnungen unterschieden wird. Schließlich werden die Anwendungsmöglichkeiten und -grenzen von numerischen Verfahren im Vergleich mit dem empirischen Verfahren diskutiert. Possibilities to predict the surface settlement during tunnelling in soil – Part 1: empirical erediction method. Tunneling in soft ground always leads to stress rearrangements and deformations in the surrounding soil. Therefore, while planning shallow tunnels in areas sensitive to settlements, the prediction of the extent of ground subsidence is of prime importance. The deformations can be detected by the evaluation of measurement data available from previous tunnel project sites – the empirical prediction – or by numerical calculations. In part 1 of the following publication, the empirical prediction method of Fillibeck is introduced. For deriving this empirical method, more than 400 measuring sections from actual shotcrete and shield tunnel projects were analyzed. Among others, the influence of the excavation method, geological situation, tunnel depth and tunnel diameter on the settlement trough was described. Because of the large number of comparable measurements, it was possible to describe the size of the settlement trough in relation to the occurrence probability. The second part of the publication deals with numerical Finite Element Methods. For the calculation of settlement troughs, the suitability of different material models is analyzed and different calculation methods are described, distinguishing between 2D, 3D and 4D

calculations. Finally, in comparison to the empirical method, the application spectrum and the limitations of numerical methods are discussed.

Einleitung

Mit steigenden Anforderungen an Planung, Genehmigung und Ausschreibung von Tunnelbauprojekten wird es immer wichtiger, dass die Auswirkungen von Tunnelbauwerken gegenüber Dritten prognostiziert werden. Ein Paradebeispiel hierfür ist der innerstädtische Tunnelbau im Lockergestein, wo heutzutage im Vorfeld zwingend zu klären ist, welche Verformungen über dem Tunnel auftreten, ob diese Verformungen für darüber liegende Bauwerke schädlich sind und ob gegebenenfalls Zusatzmaßnahmen zur Reduzierung der Verformungen erforderlich sind. Die Prognose von Verformungen oberhalb des Tunnels kann durch die Auswertung von Erfahrungen und Messungen aus vorangegangenen Tunnelbauprojekten – der empirischen Prognose – oder aber durch numerische Berechnungen erfolgen. Im nachfolgenden Teil 1 der Veröffentlichung wird das empirische Prognoseverfahren nach Fillibeck vorgestellt, mit dem sich unter bestimmten Randbedingungen die sich über dem Tunnelvortrieb einstellenden Setzungen leicht berechnen lassen. Im Teil 2 der Veröffentlichung wird auf numerische Berechnungsmethoden eingegangen und es werden deren Anwendungsmöglichkeiten und -grenzen im Vergleich mit dem empirischen Verfahren diskutiert. Die dargestellten Auswertungen sind das Ergebnis von Forschungen, welche im Rahmen einer Habilitation am Zentrum Geotechnik der TU München zusammengestellt wurden [1]. Dort sind die Auswertungen auch im Detail beschrieben und erläutert sowie die Vorgehensweisen eingehend dargestellt und begründet.

Zur Anwendung des empirischen Prognoseverfahrens

Das nachfolgend beschriebene empirische Prognoseverfahren beruht auf einer großen Anzahl sorgfältig ausgewählter und überprüfter Messquerschnitte. Für Spritzbetonvortriebe konnten mehr als 200 Messquerschnitte aus dem Münchner U-Bahn-Bau sowie 50 weitere Messquerschnitte aus anderen geologischen Bereichen und für Schildvortriebe über 100 Messquerschnitte berücksichtigt

J. Fillibeck · Möglichkeiten der Prognose von Oberflächensetzungen beim Tunnelvortrieb im Lockergestein − Teil 1: Empirisches Prognoseverfahren

werden. Mit Hilfe dieser Messergebnisse sowie von 2Dund 3D-FE-Berechnungen konnte der Einfluss folgender Größen auf die Setzungsmulde bestimmt werden: – Art des Vortriebs, – Geologische Gegebenheiten/Schichtung, – Tunneltiefe, – Querschnittsfläche, – Steifigkeit des Baugrunds. Aufgrund der großen Anzahl vergleichbarer Messquerschnitte war es möglich, der Größe der Setzungsmulde eine Auftretenswahrscheinlichkeit zuzuordnen. Es lassen sich damit in gewissem Rahmen Aussagen über die Überschreitungswahrscheinlichkeit der Tangentenneigung bzw. der maximalen Setzung der prognostizierten Setzungsmulde treffen. Im Vorgriff auf die Wertung im Vergleich mit numerischen Berechnungen sei bereits erwähnt, dass mit dem empirischen Prognoseverfahren der Bauwerkseinfluss auf die Setzungsmulde nicht berücksichtigt werden kann. Daher werden im englischsprachigen Raum derartige Berechnungen treffend auch als „greenfield settlement calculations“ bezeichnet. Wenn keine besonderen Einzellasten wirken, kann man davon ausgehen, dass sich die Bauwerkssteifigkeit hinsichtlich Setzungsdifferenzen als günstig auswirkt [2], allerdings können hohe Einzellasten die Größe entstehender Setzungen und Tangentenneigungen auch erhöhen. Aufgrund dessen schlägt Burland [3] [4] [5] hinsichtlich der Beurteilung des Schadenspotentials an Gebäuden ein mehrstufiges Vorgehen vor. Er empfiehlt, dass in einem ersten Schritt die Setzungen ohne Bauwerkseinfluss bestimmt werden und nur, wenn sich daraus ein hohes Schadenspotential ableiten lässt (s. Abschn. 7), werden in weiteren Schritten detaillierte Berechnungen erforderlich, gegebenenfalls auch Finite Element Berechnungen.

3 3.1

Definitionen Mathematische Beschreibung der Quersetzungsmulde

Betrachtet wird nachfolgend die Setzungsmulde senkrecht zum Vortrieb. Wie Vergleiche gezeigt haben, kann die Setzungsmulde geeignet durch die Normalverteilungsfunktion nach Gauß beschrieben werden [6] [7]. Die Setzung s(x) an der Stelle x wie auch das Volumen der Setzungsmulde Vs an der Geländeoberfläche je m Vortrieb sind durch 2 Parameter, die maximale Setzung smax sowie den Abstand i des Wendepunkts der Gauß-Funktion von der Tunnelachse bestimmt (Gl. (1) und Bild 1).

( )

s x = smax ⋅ e

−

x2 2 ⋅ i2

(1)

Der Wendepunktabstand i entspricht nach Gauß der Standardabweichung. Die Querschnittsfläche der Setzungsmulde Vs kann als Volumen je m Vortrieb verstanden werden und wird gemäß Bild 1 bestimmt. Definiert man den Volumenverlust VLs als das Verhältnis zwischen der Querschnittsfläche der Setzungsmulde Vs und der des Tunnels At, so kann die Unbekannte smax alternativ auch durch VLs ausgedrückt werden (Gl. (2)). VLs wird nachfolgend, wie in

Bild 1. Definitionen zur Beschreibung der Setzungsmulde Fig. 1. Definition and description of the settlement trough

der Literatur üblich, als volume loss bezeichnet und an Stelle von smax neben i als zweiter Parameter zur Beschreibung der Setzungsmulde verwendet. smax = VLs ⋅

(2)

2⋅π ⋅i

Der hier beschriebene volume loss VLs ist nicht zu verwechseln mit dem volume loss, der beim sogenannten volume loss-Verfahren bei zweidimensionalen FE-Berechnungen verwendet wird, um den räumlichen Einfluss berücksichtigen zu können. Hierbei wird der Ausbruchquerschnitt vor der eigentlichen Simulation des Ausbruchs um einen Prozentanteil reduziert, wobei sich dann im umliegenden Gebirge ein Gewölbe ausbildet. Um Verwechslungen zu vermeiden, wird dieser volume loss mit VLt bezeichnet (der Index t steht für Tunnel). Beide Werte VLs und VLt sind nur dann identisch, wenn sich der Boden volumenkonstant verhält.

3.2

Auswertung der Messergebnisse zur Bestimmung der Parameter VLs und i

Nach der Festlegung der Funktionen zur Beschreibung der Setzungsmulden wurden die Setzungsmulden ausgewertet, um Aussagen über die Größe von VLs und i zu erhalten. Bild 2 zeigt die Vorgehensweise. In einem ersten Schritt wurden die auswertbaren Messquerschnitte sowie die Randbedingungen gesammelt und in einer Datenbank tabellarisch festgehalten. Im Rahmen einer ersten Kontrolle wurde anhand der Lage des Querschnitts und der Vortriebsrandbedingungen überprüft, ob der Querschnitt prinzipiell zur Auswertung geeignet ist. Dies war z. B. nicht der Fall, wenn sich massive Bauwerke über dem Querschnitt befanden oder wenn geologische oder tunnelbautechnische Besonderheiten (mächtige Auffüllungen, Schirmgewölbesicherungen etc.) vorlagen. Zu den einzelnen Messquerschnitten wurden im 2. Schritt die Ergebnisse der geodätischen Messungen der einzelnen Messpunkte tabellarisch aufgenommen. Wenn beim Parallelvortrieb Messwerte von Zwischenzuständen nach dem Auffahren der ersten Tunnelröhre vorlagen, wurden auch diese berücksichtigt. Gegebenenfalls wurde der Setzungsanteil aus der Wasserhaltung abgezogen. In

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Bild 2. Auswertung der Quersetzungsmulden Fig. 2. Analysis of the cross sectional settlement trough

wenigen Fällen wurden Messwerte, bei denen es sich augenscheinlich um Messfehler handelte, bei der Auswertung nicht berücksichtigt. Zur mathematischen Beschreibung der Quersetzungsmulde im 3. Schritt wurde die Gauß-Funktion (Quersetzungsmulde) verwendet. Die Quersetzungsmulde beim Vortrieb einer Tunnelröhre wurde durch eine GaußFunktion und jene beim Vortrieb zweier paralleler Tunnelröhren durch 2 Gauß-Funktionen beschrieben, die dann addiert wurden (= Gesamtsetzungsmulde). Je nachdem besitzen die Gleichungen somit 2 bzw. 4 zunächst unbekannte Parameter. Diese wurden durch mathematische Optimierung (Variationsberechnung) nach dem Prinzip der kleinsten Fehlerquadrate ermittelt. Als Variationsparameter wurden zunächst der Wendepunktabstand i und die maximale Setzung smax gewählt, da sie direkt miteinander korrelieren (bei gleichem volume loss besitzt die Setzungsmulde mit kleinerer Maximalsetzung einen größeren Wendepunktabstand und umgekehrt). Mit Hilfe eines Programms wurde also durch Variation der Parameter i1, smax,1 und ggf. i2, smax,2 die Kurve rechnerisch ermittelt, die sich am besten an die Messpunkte anschmiegt. Auf diese Weise wurden für jede ausgewertete Setzungsmulde der volume loss VLs, der Wendepunktabstand i, die maximale Setzung smax und die Tangentenneigung 1/n bestimmt. In Bild 3 ist beispielhaft die Auswertung zweier Quersetzungsmulden für Spritzbetonvortriebe beim U-Bahn-

Vortrieb U8, Los 14 in München mit den Einzelsetzungsmulden, der Gesamtsetzungsmulde (Addition der Einzelsetzungsmulden) und den Messwerten (Kreuze) dargestellt. Allgemein traten beim Spritzbetonvortrieb mit Druckluftstützung und beim Schildvortrieb nur sehr geringe Setzungen auf. Da bei geringen Setzungen der Einfluss der Messungenauigkeit bei der geodätischen Vermessung prozentual größer ist, wurde, um dies durch eine größere Anzahl von Messwerten auszugleichen, bei oben genannten Vortriebsweisen davon ausgegangen, dass die Einzelvortriebe jeweils immer gleichen volume loss und gleiches i erzeugen. Dabei wurden nur Vortriebe berücksichtigt, bei denen gemäß Abschn. 4 davon ausgegangen werden konnte, dass sich die parallelen Vortriebe nicht gegenseitig beeinflussen.

Allgemeine Angaben zur Auswertung der Vortriebe

Die Auswertungen zu den Spritzbetonvortrieben basieren mehrheitlich auf Messungen in München. Gemäß den Vortriebsmethoden im Münchner Baugrund wird zwischen Vortrieben im quartären Kies und in dem überwiegend feinkörnigen Tertiär unterschieden. Um einen Vergleich mit anderen geologischen Verhältnissen zu ermöglichen, sind in nachfolgender Tabelle mittlere Bodenkenngrößen des Münchner Baugrunds zusammengestellt: Bild 4 zeigt beispielhaft einen Quartärvortrieb oberhalb des Grundwassers. Bei einer Gesamtquerschnittsfläche der Streckentunnel von ca. 35 bis 42 m² wird im Quartär zunächst die Kalotte aufgefahren. Markant sind der große Stützkern zur Ortsbrustsicherung sowie das Ein-

Tab. 1. Kenngrößen des Münchner Baugrunds Table 1. Properties of the Munich subsoil

Bild 3. Beispiel einer Auswertung durch mathematische Optimierung Fig. 3. Example of an analysis by mathematical optimization

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γ/γ ′ [kN/m³]

c′ [kN/m²]

ϕ′ [°]

E100,ref [MN/m²]

Quartäre Kiese

23/14

37,5

80−120

Tertiäre Sande

21/11

80−100

Tertiäre Tone/ Schluffe

21/11

20−50

20−27,5

60−100

E100,ref: Steifemodul bei einer Referenzspannung von 100 kN/m²

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Bild 4. Kalottenvortrieb im quartären Kies Fig. 4. Top heading in the quarternary gravel

Bild 6. Einfluss des Pfeilerverhältnisses und der Überdeckung auf die Setzungsmulde Fig. 6. Influence of the pillar ratio and the tunnel depth on the settlement trough

Bild 5. Abgestufter Vollausbruch im Tertiär Fig. 5. Heading in the tertiary

schlagen von Pfändblechen im Firstbereich. Falls erforderlich, werden vorhandene Rollkieslagen im Kalottenfußbereich vorab injiziert. Der Tertiärvortrieb ist durch den anstehenden Wasserdruck in den tertiären Sandzwischenlagen innerhalb der tertiären Tone und Schluffe geprägt. Können die tertiären Sande entwässert werden, so ist ein atmosphärischer Vortrieb möglich. Überwiegend wurden in München Vortriebe mit kurz vorauseilender Kalotte (abgestufter Vollausbruch) aufgefahren (Bild 5). Können die Sande nicht entwässert werden, besteht die Möglichkeit eines Vortriebs mit Druckluftstützung, wobei der Luftüberdruck im Vortrieb an jeder Stelle des Querschnitts größer sein muss als der maximale Wasserdruck. Damit der erforderliche Luftüberdruck nicht zu groß wird, kann es zweckmäßig sein, den Wasserdruck in den relevanten Sandschichten durch Bepumpen zu vermindern. Die ausgewerteten Spritzbetonvortriebe umfassten in der Regel zwei parallel liegende Tunnelröhren, wobei zwischen synchronem und versetzt synchronem Vortrieb zu unterscheiden ist. Beim versetzt synchronen Vortrieb besitzt der vorlaufende Tunnel einen Mindestabstand von 25 m zum nachfolgenden Tunnel. Hinsichtlich der Setzungen ist bei Parallelvortrieben weiterhin der Abstand zwischen beiden Tunnelröhren (Bodenpfeiler) von Bedeutung. Das Verhältnis zwischen Breite des Bodenpfeilers A und Tunneldurchmesser D wird als Pfeilerverhältnis (A/D) bezeichnet. Bei der Auswertung der Spritzbetonvortriebe hat sich gezeigt (s. Bild 6), dass sich beim – versetzt synchronen und synchronen Vortrieb bei A/D < 0,3 sowie beim – Synchronvortrieb bei 1 < A/D < 0,3 und einer Tunneltiefe z0 > 12 m die Tunnelröhren gegenseitig beeinflussen und die Setzungsmulden größer werden. Derartige Vortriebe wurden daher bei der nachfolgenden Auswertung nicht berücksichtigt.

Außerdem wurden bei der Auswertung der Münchner Spritzbetonvortriebe die Setzungen aus der Wasserhaltung nicht berücksichtigt, da die Wasserhaltung dort sehr große Setzungsmulden mit Breiten größer 200 m verursacht. Damit ergibt sich aus der Wasserhaltung im Hinblick auf Setzungsdifferenzen kein Schadenspotenzial [8]. Neben den Münchner Vortrieben konnten ergänzend Messungen aus insgesamt 50 Spritzbetonvortrieben aus Europa und China berücksichtigt werden. Hierbei wurde zwischen Vortrieben in bindigem und nichtbindigem Baugrund unterschieden und unter Berücksichtigung der mittleren Baugrundsteifigkeit die Ergebnisse mit denen der Münchner Vortriebe verglichen. Für die Untersuchungen beim Schildvortrieb konnten über 100 Messquerschnitte von aktuellen Baumaßnahmen europaweit ausgewertet werden. Vortriebe vor 1995 wurden nicht berücksichtigt, da sich in den letzten Jahren die Maschinentechnik wesentlich verbessert hat und sich damit auch deutlich geringere Setzungen einstellten. Weiterhin wurden lediglich Messungen aus Schildvortrieben mit druckhafter Ortsbruststützung (Hydro-, Erddruckund Druckluftschildvortriebe) berücksichtigt, da diese in setzungsrelevanten Bereichen im Lockergestein maßgeblich sind.

5 5.1

Formeln zur Ermittlung des volume loss Volume loss beim Spritzbetonvortrieb

Bei den nachfolgenden Auswertungen wurde unterschieden zwischen: – atmosphärischen Spritzbetonvortrieben in bindigem Baugrund, – atmosphärischen Spritzbetonvortrieben in nichtbindigem Baugrund und – Spritzbetonvortrieben mit Druckluftstützung. Zunächst wurden die vielfältigen Messergebnisse für UBahn-Querschnitte in München ausgewertet. Demnach lässt sich der volume loss in Abhängigkeit von den geologischen Verhältnissen bzw. der Vortriebsart (s. o.) und der Tunneltiefe z0 ermitteln. Bild 7 zeigt beispielhaft für atmosphärische Spritzbetonvortriebe im nichtbindigen Baugrund, dass der volume loss mit z0 zunimmt.

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Bild 7. Vls in Abhängigkeit von der Tiefe z0 und dem Vertrauensbereich beim Vortrieb im feinkörnigen Tertiär Fig. 7. Vls in dependence of the tunnel depth z0 and the confidence interval at tunnelling in fine-grained tertiary soils

Der mittlere volume loss kann gut durch die in Bild 7 angegebene Regressionsgerade bestimmt werden (rote Linie). In der Praxis ist es jedoch auch von Interesse, die Setzungsmulde für höhere Vertrauensbereiche (geringere Auftretenswahrscheinlichkeiten) zu ermitteln. Hierzu ist für die angegebenen Messwerte das Konfidenzintervall zu bestimmen. In Bild 7 sind die Ergebnisse für die oberen Vertrauensbereiche von 90 und 99 % dargestellt. Sie können ebenfalls wieder in guter Näherung durch jeweils eine Regressionsgerade beschrieben werden. Ein Vertrauensbereich von 99 % bedeutet beispielsweise, dass mit einer 1 %-igen Auftretenswahrscheinlichkeit der volume loss über der Regressionsgeraden liegt. Es lässt sich also in Abhängigkeit von dem gewählten Vertrauensbereich der gesuchte volume loss angeben. In Bild 8 sind die ermittelten volume loss-Werte und Regressionsgeraden (Mittelwerte) der 3 untersuchten Spritzbeton-Vortriebsweisen gegenübergestellt. Der Vergleich der Tertiärvortriebe zeigt, dass der volume loss beim atmosphärischen Vortrieb etwa doppelt so groß ist wie beim Druckluftvortrieb. Beim Druckluftvortrieb wirkt der Überdruck auf die Tunnelwandung und die Ortsbrust stützend, sodass insgesamt kleinere Setzungen auftreten. Anschließend wurden die Auswertungen der Münchner Vortriebe mit denen von Spritzbetonvortrieben bei anderen Baugrundverhältnissen verglichen. Hierzu wurde, wie auch durch FE-Vergleichsberechnungen belegt, angenommen, dass sich der volume loss innerhalb des relevanten Steifigkeitsbereichs direkt proportional zum Verhältnis der Bodensteifigkeiten E100, ref., München/E100, ref., vorh. verhält. Bild 9 zeigt beispielhaft die mittleren volume lossWerte im Münchner Tertiär im Vergleich zu den mit dem Verhältnis der Baugrundsteifigkeiten multiplizierten volume loss-Werten aus Vortrieben im bindigen Baugrund außerhalb Münchens. Berücksichtigt man die vorhandenen Streuungen, lässt sich aus Bild 9 erkennen, dass die Ergebnisse aus Vortrieben außerhalb Münchens die Ergebnisse der Münchner Vortriebe vollauf bestätigen. Dies zeigte sich auch bei einem Vergleich der Ergebnisse im nichtbindigen Baugrund. Daher wurde in den Formeln zur Ermittlung des volume loss das Verhältnis der Baugrundsteifigkeiten

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Bild 8. Regressionsgeraden für mittleren VLs-Wert Fig. 8. Regression line for mean VLs-values

Bild 9. VLs beim Vortrieb im bindigen Baugrund Fig. 9. VLs at tunneling in fine-grained soils Tab. 2. VLs bei einem Vertrauensbereich von 50 und 99 % Table 2. VLs at a confidence interval of 50 and 99 % Atmosphärischer Spritzbetonvortrieb im grobkörnigen Boden: VLs, 50 % (0,037 ⋅ z0 – 0,10) ⋅

VLs, 99 % 120 E100,ref

(0,037 ⋅ z0 + 0,09) ⋅

120 E100,ref

Atmosphärischer Spritzbetonvortrieb im feinkörnigen Boden: VLs, 50 % (0,016 ⋅ z0 + 0,31) ⋅

VLs, 99 % 100 E100,ref

(0,016 ⋅ z0 + 0,61) ⋅

100 E100,ref

Spritzbetonvortrieb mit Druckluftstützung: VLs, 50% (0,005 ⋅ z0 + 0,26) ⋅

VLs, 99% 100 E100,ref

(0,005 ⋅ z0 + 0,57) ⋅

100 E100,ref

berücksichtigt. Sie sind in Tab. 2 für einen Vertrauensbereich von 50 % (Mittelwert) und 99 % zusammengestellt. Dabei entspricht E100,ref dem Steifemodul des vorhandenen Baugrunds in MN/m² bei einer Referenznormalspannung von 100 kN/m².

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5.2

Volume loss von in Teilquerschnitten aufgefahrenen Großquerschnitten

Große Ausbruchquerschnitte können nicht mehr in einem Vortrieb aufgefahren werden, da die Ortsbrust nachbrechen würde. Sie werden daher in mehrere Teilausbrüche unterteilt. Somit stellt sich die Frage, ob zur Bestimmung des volume loss die oben angegebenen Gleichungen verwendet werden können. Hierzu wurden exemplarisch vier große Spritzbetonquerschnitte untersucht, zu denen umfangreiche Messergebnisse vorlagen. Nachfolgend werden die Ergebnisse am Beispiel des Bahnhofs Theresienwiese (Bild 10) der U-Bahnlinien U5/U9 in München dargestellt. Dieser 1979 in Spritzbetonbauweise unter atmosphärischen Bedingungen im Tertiär erstellte Bahnhof wurde in 10 Teilausbrüchen aufgefahren. Bei der empirischen Berechnung der Setzungsmulde wurden die übereinander liegenden Kalotten- und Strossenvortriebe jeweils zusammengefasst. Zunächst wurden die Setzungsmulden der Teilvortriebe nach den Gln. (1) und (2) unter Berücksichtigung des volume loss mit 50 %-iger Auftretenswahrscheinlichkeit nach Tab. 2 und des Wendepunktabstands i (s. Abschn. 6) ermittelt. Diese wurden dann auf die jeweilige

Bild 10. Reihenfolge beim Auffahren des Bahnhofs Theresienwiese, München Fig. 10. Excavation order at station Theresienwiese, Munich

Bild 11. Bahnhof Theresienwiese: Vergleich zwischen Messung und empirischer Berechnung Fig. 11. Station Theresienwiese: Comparison between measurement and empirical calculation

Vortriebsmitte bezogen und superponiert. Daraus ergibt sich die schwarz dargestellte Gesamtsetzungsmulde in Bild 11. Die Messergebnisse stimmen sehr gut mit der durch das empirische Verfahren ermittelten Setzungsmulde überein. Dies war auch bei den drei anderen untersuchten Querschnitten der Fall. Es kann also die Gesamtsetzungsmulde eines Querschnitts, der in mehreren Teilausbrüchen aufgefahren wird, durch Superposition der Einzelsetzungsmulden der Teilausbrüche unter Verwendung des volume loss für die Einzelquerschnitte ermittelt werden. Wie die Auswertung von parallel aufgefahrenen Spritzbetonvortrieben zeigte, gilt dies allerdings nicht, wenn sich die Teilquerschnitte beim Vortrieb gegenseitig stark beeinflussen, also z. B. bei zeitgleich aufgefahrenen Synchronvortrieben und wenn der zwischen den Vortrieben verbleibende Bodenpfeiler zu klein wird (z. B. A/D < 0,3, s. Abschn. 4).

5.3

Volume loss beim Schildvortrieb

Die nachfolgenden Ergebnisse für Schildvortriebe gelten im Lockergestein, jedoch nicht in Böden mit geringerer als weicher Konsistenz und nicht in sehr locker gelagerten oder strukturempfindlichen Böden. Diese Abgrenzung ist erforderlich, da beispielsweise die dynamische Beanspruchung durch die Vortriebsmaschine zu relevanten zusätzlichen Setzungen führen kann. Dies kann mit dem hier beschriebenen Verfahren nicht erfasst werden. Nach den Auswertungen ist beim Hydroschildvortrieb der volume loss tendenziell am kleinsten, allerdings ist der Unterschied nur gering. Auch zeigten sich keine eindeutigen Unterschiede bei verschiedenen Untergrundverhältnissen und Stützdrücken. Es wurden daher nachfolgend alle Vortriebe unabhängig von den geologischen Gegebenheiten und der Art der Ortsbruststützung zusammen betrachtet. In Bild 12 ist der ermittelte volume loss in Abhängigkeit von At/z0 dargestellt. Wie die Regressionsfunktion (Potenzansatz) zeigt, nimmt der volume loss mit dem Verhältnis At/z0 ab. Um den volume loss wieder in Abhängigkeit vom Vertrauensbereich angeben zu können, wurde der untersuchte Bereich in drei Abschnitte unterteilt, für

Bild 12. VLs beim Schildvortrieb Fig. 12. VLs at shield tunnelling

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jeden Abschnitt das Konfidenzintervall ermittelt und dann mit einer Ausgleichsfunktion (Potenzansatz) für den Gesamtbereich angenähert. In Bild 12 sind die Gleichungen zu Ermittlung des volume loss für einen Vertrauensbereich von 50 und 99 % wiedergegeben. Für die Praxis ist es ganz wesentlich, dass bei den hier untersuchten Querschnitten aus der jüngsten Vergangenheit der volume loss immer unter 0,5 % lag und damit deutlich unter dem Wert VLS = 2,0 %, der in der Literatur häufig immer noch für Schildvortriebe angegeben wird. In der jüngsten Vergangenheit hat sich die Maschinentechnik in wichtigen setzungsrelevanten Details, wie z. B. der Ringspaltverpressung und der Stützdruckeinstellung, wesentlich weiterentwickelt. Daher entstehen bei neueren Vortrieben kleinere Setzungen und so kann hierfür ein kleinerer maximaler volume loss angegeben werden. Für die Schildvortriebe wurden noch weitere Abhängigkeiten untersucht, wie z. B. die Abhängigkeit von der Stützweise, dem Stützdruck, den geologischen Verhältnissen oder dem Tunneldurchmesser. Allerdings ließen sich daraus keine eindeutigen Abhängigkeiten ableiten. Dies wird klar, wenn man berücksichtigt, dass der volume loss beim Schildvortrieb vielfältige Einflussfaktoren hat und zudem der hier bestimmte volume loss bereits sehr gering ist, so dass sich kleine projektspezifische Eigenheiten wie auch Messabweichungen relevant auf das Ergebnis auswirken. Beispielsweise war anhand der setzungsrelevanten Schilddaten wie Anpressdruck, Rotationsgeschwindigkeit und Stützdruck beim Auffahren der Münchner U-BahnStrecke U3 Nord, Los 2 zu erkennen, welche Person das Schild bediente (Humanfaktor), und derartige Unterschiede wirken sich auch auf die Setzungen aus. Außerdem nimmt erfahrungsgemäß nach einer sogenannten Lernoder Eingewöhnungsphase der volume loss in der Regel ab, während die Vortriebsgeschwindigkeit zunimmt. Aufgrund der vorgenannten Aspekte besitzt der volume loss beim Schildvortrieb, wie auch die Ergebnisse zeigen, eine unvermeidbare Schwankungsbreite. Es wird daher vorgeschlagen, dass für Berechnungen oder aber auch für Vorgaben von Schildvortrieben im Zuge der Ausschreibung unabhängig von At/z0 keine volume loss-Werte angesetzt werden, die kleiner sind als 0,2 %. Dies entspricht etwa bei Ansatz eines 99 %-igen Vertrauensbereichs dem volume loss bei At/z0 = 9. Außerdem wird aufgrund der Unwägbarkeiten bei der Gewölbewirkung vorgeschlagen, dass die Formeln zur Ermittlung des volume loss nicht bei einem Überdeckungsverhältnis h/d < 0,3 verwendet werden.

iG zu. Er kann durch eine Regressionsgerade gemäß Gl. (3) beschrieben werden. iG = 0,57 · z0

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(3)

Die Ermittlung des Wendepunktabstands im Tertiär unter quartären Kiesen ist, da es sich hier um ein Mehrschichtsystem handelt, etwas komplizierter (s. auch [9]). Der Wendepunktabstand der Gesamtsetzungsmulde iges setzt sich aus Anteilen der einzelnen Schichten zusammen (Bild 14). Dabei bedeuten iG, iT/U und iS die Wendepunktabstände der jeweiligen Schichten und z0 – dT/U die Dicke der Sand- und Kiesschicht. Unter der Annahme, dass iG und iS in den quartären Kiesen und den tertiären Sanden bei gleicher Schichtdicke etwa gleich sind (sie besitzen ähnliche Steifigkeit und Scherfestigkeit) und nach Gl. (3) ermittelt werden können, lässt sich aus den Messergebnissen der Anteil des Wendepunktabstands in den tertiären Tonen und Schluffen iT/U errechnen. Er ist in Bild 15 in Abhängigkeit von der Schichtdicke dT/U dargestellt. Auch hier zeigt sich die erwartete lineare Abhängigkeit von z0. Der Wendepunktabstand der Setzungsmulde im Mehrschichtsystem iges ergibt sich nach Gl. (4): iges = 0,82 · dT/U + 0,57 · (z0 – dT/U)

(4)

Die Gln. (3) und (4) gelten für Untergrundverhältnisse, die mit denen in München vergleichbar sind. Es sind dies Kiese und Sande in mitteldichter bis dichter Lagerung bzw. Tone und Schluffe in halbfester bis fester Konsistenz. Die

Ermittlung des Wendepunktabstands

Nachfolgend werden zunächst wieder die Ergebnisse der Münchner Vortriebe dargestellt. Wie bereits aus der Literatur bekannt, ist der Wendepunktabstand i insbesondere von den geologischen Verhältnissen (Kornzusammensetzung, Lagerungsdichte, Konsistenz) und von der Tunneltiefe abhängig. Es werden daher die quartären und tertiären Schichten des Münchner Baugrunds getrennt voneinander in Abhängigkeit von der Tunneltiefe betrachtet. In Bild 13 ist der Wendepunktabstand im quartären Kies iG in Abhängigkeit von der Tunneltiefe z0 dargestellt. Mit z0 nimmt, wie zu erwarten, der Wendepunktabstand

Bild 13. Wendepunktabstand iG im Kies Fig. 13. Inflection point distance iG in the gravel

Bild 14. Wendepunktabstand iges der Setzungsmulde im Mehrschichtsystem Fig. 14. Inflection point distance iges of the settlement trough in a multi-layered system

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Bild 15. Wendepunktabstand iT/U in den feinkörnigen tertiären Böden Fig. 15. Inflection point distance iT/U in the fine-grained tertiary soil Tab. 3. Wendepunktabstand i in Abhängigkeit vom Baugrund Table 3. Point of inflection i in dependence of the subsoil Baugrund nichtbindig

bindig

i [m] locker bis mitteldicht

0,25 bis 0,5 · z0

mitteldicht bis dicht

0,4 bis 0,6 · z0

weich bis steif

0,3 bis 0,6 · z0

steif bis halbfest/fest

0,5 bis 0,9 · z0

Auswertungen von Vortrieben in anderen Untergrundverhältnissen zeigen, dass auch die Konsistenz bzw. Lagerungsdichte einen gewissen Einfluss ausübt. In Böden mit größerer Lagerungsdichte bzw. Konsistenz nimmt auch der Wendepunktabstand zu. Unter Berücksichtigung dieser Auswertungen sowie von Literaturangaben [10] [11], die wiederum auf verschiedenen Vortriebsauswertungen basieren, werden zur Ermittlung von Setzungsmulden folgende Bandbreiten möglicher Wendepunktabstände vorgeschlagen. Da die Ergebnisse der Auswertungen und der Literaturangaben streuen, sind für Bandbreiten der Lagerungsdichte/Konsistenz auch Bandbreiten der Wendepunktabstände angegeben. Dabei kann der geringeren Konsistenz/Lagerungsdichte ein geringer Wendepunktabstand und der höheren Konsistenz/Lagerungsdichte ein höherer Wendepunktabstand zugeordnet werden. Bei der Wahl eines geeigneten Wendepunktabstands i muss berücksichtigt werden, dass mit abnehmendem i die maximalen Tangentenneigungen, Dehnungen und Krümmungen größer werden, also je nach Lage des Gebäudes zum Tunnel das Schadenspotenzial steigt. Allerdings steigt das Schadenspotenzial auch mit dem volume loss. Um nicht ein unrealistisch hohes Schadenspotenzial zu errechnen, werden 2 Grenzbetrachtungen vorgeschlagen: Fall 1 berücksichtigt einen volume loss mit hohem Vertrauensbereich (VLs,99 %) bei einem mittleren Wendepunktabstand i und Fall 2 einen volume loss mit mittlerem Vertrauensbereich (VLs,50 %) bei kleinem i (geringe Konsistenz bzw. Lagerungsdichte).

Das Kriterium von Kramer zur Beurteilung des Schadenspotenzials von Setzungsmulden

Nachfolgend wird das Verfahren nach Kramer [12] zur Beurteilung des Schadenspotenzials von Setzungsmulden

Bereich 0: keine Schäden Bereich I: architektonische Schäden a) leichte architektonische Schäden: Putzrisse beseitigen, Decken streichen, Wände tapezieren b) mittlere bis starke architektonische Schäden: wie unter a), zusätzliche Risse auskeilen und verfugen, Schreinerarbeiten an Türen und Fenstern, Fliesenarbeiten, Außenfassade Risse aufstemmen und verfugen Bereich II: konstruktive Schäden c) leichte bis mittlere konstruktive Schäden: wie unter b), jedoch zusätzlich Aufnehmen und Erneuern der Fußböden, Unterzüge einbauen, Innenputzarbeiten, Mehraufwand für Fassade, Wertminderung d) starke konstruktive Schäden: noch reparabel e) Einsturz bzw. Abbruch: Abbruch und Wiederaufbau ohne Berücksichtigung des Nutzungsausfalls

Bild 16. Gebäudeschäden nach Kramer [12] Fig. 16. Building damage after Kramer [12]

vorgestellt. Dieses vergleichsweise einfache Verfahren gilt nur für nicht vorgeschädigte, setzungsunempfindliche, herkömmliche Gebäude (z. B. Mauerwerksbauten), die allerdings häufig im innerstädtischen Bereich angetroffen werden. Falls setzungsempfindliche oder bereits vorgeschädigte Gebäude unterfahren werden, sind entsprechend strengere Kriterien anzuwenden, die im Einzelfall festzulegen sind. In der Praxis hat sich jedoch gezeigt, dass es auch für derartige Gebäude sinnvoll ist, zunächst eine Beurteilung entsprechend der nachgenannten Vorgehensweise durchzuführen, da man hierbei einen ersten Eindruck vom Schadenspotenzial und von der Anfälligkeit des Bauwerks erhält. Maßgebend beim Kriterium von Kramer ist die sich einstellende maximale Tangentenneigung 1/n = s/L = tan j zwischen 2 Fundamenten (s. Bild 16). Ein weiteres, häufig verwendetes Verfahren zur Beurteilung des Schadenspotenzials ist das von Burland [5] (Erläuterungen hierzu in [1]), bei welchem neben der Tangentenneigung auch noch die Krümmung und die Horizontaldehnung berücksichtigt werden. Auf dieses Verfahren kann aus Platzgründen nicht eingegangen werden, es wird auf die Literatur verwiesen.

Anwendungsbeispiel

Folgendes Beispiel soll die Vorgehensweise zur Prognose von Setzungsmulden beim Tunnelvortrieb sowie des daraus resultierenden Schadenspotenzials veranschaulichen: Es seien zwei vereinfachend als kreisrund betrachtete Spritzbetonvortriebe A und B im überwiegend dicht gelagerten Kies über dem Grundwasser unter einem Gebäude geplant. Sie werden als Kalottenvortriebe mit Stützkern, Pfändblechen im Firstbereich und temporärer Kalot-

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J. Fillibeck · Möglichkeiten der Prognose von Oberflächensetzungen beim Tunnelvortrieb im Lockergestein − Teil 1: Empirisches Prognoseverfahren a)

Fall 1: iG,d = 9,0 VLs,99 % = 0,68 Fall 2: iG,md = 6,0 VLs,50 % = 0,49

Bild 17. Eingangsgrößen für das Anwendungsbeispiel Fig. 17. Input parameters for the example

tensohle ausgeführt. Standsicherheit und freie Standzeit der Ortsbrust sind mit denen der Münchner Vortriebe vergleichbar. Es soll das Schadenspotenzial nach dem Vortrieb des Tunnels A wie auch nach beiden Vortrieben A und B beurteilt werden. Das Gebäude ist setzungsunempfindlich und nicht vorgeschädigt. Zur Ermittlung der Setzungsmulde aus dem Wendepunktabstand i und dem volume loss VLs werden die in Abschn. 6 beschriebenen Fälle 1 und 2 berücksichtigt (mittleres i mit VLs,99 % und kleines i mit VLs,50 %). In Bild 17 sind die Eingangsgrößen für die Berechnung der Setzungsmulden zusammengestellt. Für beide Fälle lassen sich mit Gln. (1) und (2) einfach die Setzungsmulden berechnen. Bei einem Pfeilerverhältnis A/D = 0,5 kann bei einem versetzt synchronen Vortrieb davon ausgegangen werden, dass sich beide Vortriebe bezüglich der auftretenden Setzungsmulde nicht gegenseitig beeinflussen, die Setzungsmulden der Einzelvortriebe können damit zur Gesamtsetzungsmulde superponiert werden. In Bild 18 ist beispielhaft für den Fall 2 die ermittelte Einzel- und Gesamtsetzungsmulde schematisch dargestellt. Anhand der Setzungsmulden können die Eingangsgrößen zur Beurteilung des Schadenspotenzials nach Kramer ermittelt werden. Die Setzungen sa und sb an den Ecken a und b des Gebäudes ergeben sich durch Einsetzen des Abstands x in die jeweilige Gleichung der Setzungsmulde. Die maximale Tangentenneigung 1/nmax zwischen den Gebäudeecken ergibt sich direkt aus deren Setzungen. Damit lässt sich die Schadenskategorie SK nach Kramer aus den Diagrammen bestimmen. Der Unterschied des Einflusses der Einzelsetzungsmulde (Vortrieb A) sowie der Gesamtsetzungsmulde (Vortrieb A und B) zeigt anschaulich, dass es entscheidend ist, wo sich das Gebäude bezüglich der Setzungsmulde befindet. Beim Vortrieb A liegt das Gebäude unmittelbar neben der Setzungsmulde, berücksichtigt man beide Vortriebe, liegt es etwa symmetrisch zur Gesamtsetzungsmulde. Dementsprechend entstehen nach dem Vortrieb A größere Tangentenneigungen und nach beiden Vortrieben etwas größere Gesamtsetzungen. Insgesamt wird SK 1 nach Kramer nicht überschritten. Somit lässt sich zusammenfassen, dass für den Regelvortrieb lediglich mit leichten ästhetischen Schäden (z. B.

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Bild 18. a) und b) Setzungsmulden nach Vortrieb A bzw. A und B Fig. 18. a) and b) Settlement trough after the excavation A respectively A and B Tab. 4. Ergebnisse des Anwendungsbeispiels Table 4. Results of the example Vortrieb A

A u. B

Fall

sa sb 1/nmax Schadenskategorie [mm] [mm] [–] nach Kramer

1 (VLs,99) 13,0

5,33

1/1570

2 (VLs,50) 14,0

1,9

1/990

1 (VLs,99) 18,9

18,3 1/17140

2 (VLs,50) 16,5

15,8 1/17390

leichte Putzrisse) und keinen konstruktiven Schäden zu rechnen ist. Wären nicht die hier entwickelten Formeln zur Beschreibung des volume loss und des Wendepunktabstands, sondern die bisher in der Literatur angegebenen Eingangsgrößen verwendet worden (z. B. VLs = 2 % gemäß [10]), ließe sich aus den Werten maximal die Schadenskategorie 2 ableiten. Das bedeutet, dass konstruktive Schäden auftreten können. Dies zeigt deutlich den Vorteil des hier beschriebenen Prognoseverfahrens nach Fillibeck. Durch die differenzierte Betrachtung könne VLs und i eingegrenzt werden, wodurch sich eine realistischere und nicht zu stark auf der sicheren Seite liegende Beurteilung der Setzungsmulde und des Schadenspotenzials ergibt.

Zusammenfassung

Mit dem vorgestellten empirischen Verfahren nach Fillibeck lässt sich die Größe von Setzungsmulden prognosti-

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zieren, welche über Spritzbetonvortrieben bzw. Schildvortrieben mit druckhaltender Ortsbruststützung entstehen. Die Eingangsgrößen zur Bestimmung der Quersetzungsmulde mit der hier verwendeten Gauß-Funktion sind der Wendepunktabstand i sowie der volume loss VLs. Der Wendepunktabstand i ist ein Maß für die Breite der Setzungsmulde. Der volume loss VLs, der als Verhältnis zwischen dem Volumen der Setzungsmulde je m Vortrieb und dem Ausbruchquerschnitt definiert ist, steht somit für die Größe der Setzungsmulde. Anhand der Messergebnisse und unter Berücksichtigung von Literaturangaben konnten in Abhängigkeit von der Vortriebstiefe, der anstehenden Geologie und deren Steifigkeit detaillierte Vorschläge zur Wahl von VLs und i unterbreitet werden. Weiterhin war es aufgrund der Vielzahl der Messergebnisse möglich, den volume loss in Abhängigkeit von einer Auftretenswahrscheinlichkeit anzugeben. Es ist klar, dass nicht alle möglichen Eingangsgrößen mit dem hier vorgestellten empirischen Verfahren berücksichtigt werden können. Aber selbst wenn dies gelänge, liegt es in der Natur der Dinge, dass die Setzungen gewissen Streuungen unterliegen. Es ist also nicht möglich, vorab eine „wahre“ Setzungsmulde zu errechnen, sondern es kann im besten Fall nur eine Prognose in Abhängigkeit von einer Auftretenswahrscheinlichkeit angegeben werden. Hierzu bietet das beschriebene Verfahren, welches auf einer sehr großen Anzahl von vergleichbaren Messungen und Erfahrungen beruht, eine gute Hilfe und Lösungsmöglichkeit. Auf die Möglichkeiten alternativer Berechnungsverfahren – in der Regel die Finite Element-Methode – sowie die Abgrenzung gegenüber dem empirischen Berechnungsverfahren wird im 2. Teil dieser Veröffentlichung eingegangen.

[4] Burland, J. B., Broms, B. B., de Mello, V. F. B.: Behaviour of foundations and structures. In: Proceedings of the 9th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Vol. 2, pp. 495−546, 1977. [5] Burland, J. B.: Assessment of risk of damage to buildings due to tunnelling and excavation. Invited Special Lecture. In: 1st International Conference on Earthquake Geotechnical Engineering. IS Tokyo, 1995. [6] Schmidt, B.: Settlements and ground movements associated with tunnelling in soils. PhD Thesis, University of Illinois, Urbana, 1969. [7] Peck, R. B.: Deep excavations and tunnelling in soft ground. In: Proceedings of the 7th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Mexico City. State of the Art Volume, pp. 225−290, 1969. [8] Fillibeck, J.. Zaunseder, M.: Risiko von Setzungsschäden beim U-Bahn-Bau – Auswertung und Prognose von Setzungen. In: 7. Geotechnik-Tag in München, Titel: Risiko und Sicherheit in der Geotechnik, 2008. [9] New, B. M., O’Reilly, M. P.: Tunnelling induced ground movements: Predicting their magnitudes and effects. In: Geddes, J. D. (ed.): Ground Movement and Structures, pp. 671− 697, 1991. [10] Mair, R. J., Taylor, R. N.: Theme lecture: Bored tunneling in the urban environment. In: Proceedings of the 14th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering. Hamburg, pp. 2353−2384, 1997. [11] Tan, W. L., Ranjith, P. G.: Parameters and Considerations in Soft Ground Tunneling. http://www.ejge.com/2003/ Ppr0344/Abs0344.htm, 2003. [12] Kramer, J.: Senkungsschäden an Hochbauten durch Fremdeinflüsse. Grundbau und Bodenmechanik an der Universität Essen – GHS, Forschungsberichte aus dem Fachgebiet Bauwesen, Nr. 4, 1978.

Literatur

Autor Dr.-Ing. habil. Jochen Fillibeck Zentrum Geotechnik TU München Baumbachstraße 7 München 81245

[1] Fillibeck, J.: Prognose von Setzungen beim Lockergesteinsvortrieb – Empirische und numerische Verfahren. Habilitationsschrift am Zentrum Geotechnik der TU München. Heft 50 der Schriftenreihe des Zentrum Geotechnik der Technischen Universität München, 2011. [2] Franzius, J. N.: Behaviour of buildings due to tunnel induced subsidence. PhD thesis, Imperial College, University of London, 2003. [3] Burland, J. B., Wroth, C. P.: Settlement of buildings and associated damage. In: Proceedings of the Conference “Settlement of structures”. Pentech Press, London, pp. 611−654, 1974.

Eingereicht zur Begutachtung: 28. November 2012 Überarbeitet: 8. Januar 2013 Angenommen zur Publikation: 9. Januar 2013

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Fachthemen Georgios Anagnostou Paolo Perazzelli

DOI: 10.1002/gete.201200014

The stability of a tunnel face with a free span and a non-uniform support We investigate the effects of the support pressure distribution and of the free unsupported span on the stability of the tunnel face by means of limit equilibrium computations, which are based upon the so-called method of slices. Design equations and diagrams are introduced for the estimation of the necessary support pressure taking into account these effects assuming a linear pressure distribution. Furthermore, the errors introduced by the common assumption of support pressure uniformity are discussed for the typical distributions of face support pressure in tunnelling by slurry shields, EPB shields and compressed air shields. The error is less than 10 % in the case of closed-shield tunnelling but may be significant in the case of face reinforcement. Der Einfluss der Stützdruckverteilung und der freien Spannweite auf die Stabilität der Tunnelortsbrust. Im vorliegenden Beitrag wird untersucht, in welchem Maß sich der erforderliche Stützdruck im Vorhandensein einer freien Spannweite zwischen Ausbruchsicherung und Ortsbrust erhöht. Ferner wird der Effekt der Verteilung des Stützdrucks unter der Annahme eines linearen Verlaufs quantifiziert. Das zugrunde liegende Berechnungsmodell untersucht das Grenzgleichgewicht eines Bruchmechanismus nach der sogenannten Lamellenmethode. Die Berechnungsergebnisse werden in Form von Bemessungsformeln und Diagrammen dargestellt. Ferner wird der Fehler der gängigen vereinfachenden Annahme eines gleichmäßig verteilten Stützdrucks für typische Problemstellungen diskutiert. Der Fehler beträgt weniger als 10 % im Fall von geschlossenen Schildvortrieben (Erddruck-, Flüssigkeits- oder Druckluftstützung), kann aber im Fall einer Ortsbrustbewehrung sehr groß und auf der unsicheren Seite sein.

Introduction

The present paper deals with the effects of the unsupported span e and of the support pressure distribution s(z) on the stability of the tunnel face (Fig. 1). An unsupported span between the temporary lining and the face exists almost always in conventional tunnelling during the critical period between the completion of the excavation step and the support application. In poor quality ground the unsupported span is typically 0.75–1.5 m wide, but can be reduced to zero with pre-support by spiles or forepoling. An unsupported span may exist also in mechanized tunnelling, for example in the case of open type gripper TBMs or even of shield tunnelling, if the TBM is operated openmode and the ground does not close the gap around the shield.

Fig. 1. Failure mechanism and definition of support pressure s(z) and of unsupported span e Bild 1. Bruchmechanismus und Definition von Stützdruck s(z) und der nicht gestützten Abschlagslänge e

Unstable face conditions necessitate the application of auxiliary measures such as ground improvement, drainage and face support. The pressure exerted by the support is in general not constant over the face. This is true even in the case of face stabilization by uniformly distributed face bolts and also in most cases of closed shield tunnelling (Fig. 2): – The simplified assumption of uniform face support pressure is strictly true only in the theoretical case of compressed air application above the water table (Fig. 2a). Below the water table (Fig. 2b), a part of the air pressure just compensates the pore pressure. Only the air pressure in excess of the pore pressure (hereafter referred to as “excess pressure”) represents a support pressure. Since the air pressure is constant over the face but the pore pressure increases linearly with depth (hydrostatic distribution), the excess pressure is not uniform but decreases linearly from the crown to the floor of the tunnel. – In slurry-shield tunnelling above the water table (Fig. 2c), the support pressure increases linearly from the crown to the floor according to the unit weight of the slurry (γs). Below the water table (Fig. 2d), a part of the slurry pressure is spent to balance the water pressure. The excess pressure increases, therefore, linearly with depth according to the difference between the unit weights of the slurry and of the water (γs – γw). As the slurry density is in general low (1.1–1.2 kg/l, depending on the bentonite content and on the amount of dis-

G. Anagnostou/P. Perazzelli · The stability of a tunnel face with a free span and a non-uniform support

(a)

(b)

Fig. 3. (a) Face reinforcement by sufficiently long bolts, (b), support pressure distribution given by the bolts Bild 3. (a) Ortsbrustverstärkung mit genügend langen Ankern, (b), Verteilung des durch die Anker ausgeübten Stützdrucks

increases linearly from zero (at the tunnel floor) to its maximum value (at the tunnel crown), the support pressure is also linearly distributed (Fig. 3b). The maximum support pressure (c)

(e)

(d)

(f)

Fig. 2. Support pressure distributions (grey = excess pressure): compressed air, (a), above or, (b), below water table; pressurized slurry, (c), above or, (d), below water table; earth pressure balanced shield, (e), above or, (f), below water table Bild 2. Stützdruckverteilung (grau = Drucküberschuss): Luftdruck, (a) über oder (b) unter dem Wasserspiegel; Druckschlamm, (c) über oder (d) unter dem Wasserspiegel; erddruckgestützter Schild, (e) über oder (f) unter dem Wasserspiegel

persed excavated material), the pressure gradient (γs – γw) is rather small and the support pressure distribution almost uniform. – Similar remarks apply to the case of EPB shields (Fig. 2e and 2f). Assuming hydrostatic pressure distribution of the excavated material in the working chamber (i.e., neglecting the shear strength of the muck), the support pressure gradient can be taken equal to the unit weight γm of the muck (above the water table) or to the difference γm – γw (below the water table) and is in general higher than the gradient of slurry shields. Concerning the support pressure distribution in the case of face reinforcement, consider the simplified case of uniformly distributed bolts. If the bolts are sufficiently long and have a sufficiently high tensile strength (Fig. 3a), the anchorage length inside the failure wedge represents the limiting factor for the bolt forces. As the anchorage length

s(H) = nH tanω πdτm,

(1)

where n is the density of the face reinforcement (bolts per unit face area); H is the face height; ω is the angle between sliding plane and face; d is the grouted bolt diameter; and τm is the bond strength between grouted bolt and surrounding soil [1]. There are many publications dealing with the assessment of tunnel face stability. Readers are referred to the reviews, e.g., of Idinger et al. [2], Mollon et al. [3] and Perazzelli and Anagnostou [4]. The effect of the unsupported span was included in previous limit equilibrium models [5], [1] and in the computational model of Veermer and Ruse [6], which is based upon numerical stress analysis. In a recent work, Li et al. [7] investigated by means of numerical stress analyses the stability of the face for a particular case of slurry shield tunnelling with non-uniform support pressure distribution. The computational model introduced in this paper represents a more general version of the method of slices [8], which 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 of the overlying prism up to the soil surface. The geometry of the prism takes into account the possibility of an unsupported span between lining and face (e in Fig. 1). In analogy to silo theory, the method of slices assumes proportionality between the horizontal stress σy and the vertical stress σz: σy = λσz

(2)

where λ is a constant (coefficient of lateral stress). In order to calculate the distribution of the vertical stresses σz inside the wedge, one considers the equilibrium of an infinitesimally thin slice (Fig. 4). The method of slices represents an improvement of the model of Anagnostou and Kovári [9] in that it eliminates the need for an a priori assumption of the distribution of the vertical stress σz in the wedge and offers the possibility of analyzing cases with non-uniform face support and heterogeneous ground con-

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G. Anagnostou/P. Perazzelli · The stability of a tunnel face with a free span and a non-uniform support

Fig. 4. Forces acting upon an infinitesimal slice. Bild 4. Kräfte, die auf eine infinitesimale Lamelle wirken

sisting of horizontal layers. In the present paper, we maintain the assumption of soil homogeneity made in [8], but consider a linearly distributed support pressure over the height of the face:  z  s = s0 + δs  − 0.5 , H 

(3)

where s0 denotes the support pressure at the tunnel axis and δs is equal to the difference between the support pressure at the crown and the support pressure at the floor, i.e. δs = s(H)–s(0). The computational predictions of the method of slices agree very well with published results of small-scale centrifuge- ([10] [2] [11]) or 1g-model tests ([12–14]) when the constant λ is set equal to the unity, i.e. as suggested by Terzaghi and Jelinek [15]. In Fig. 5, the marked rectangles show the range of experimental values in cohesionless sand; the value of the friction angle marked on the x-axis corresponds to a recent result in a cohesive-frictional soil (c/γ D = 0.07). The thick solid line was obtained using the method of slices assuming a uniform support pressure and null unsupported span. The results obtained by the method of slices with λ = 1.0 agree very well also with numerical results [8], [4]. Therefore, λ will be taken equal to 1.0 for all calculations of the following sections. The paper in hand outlines the computational method (Section 2), investigates the effects of the unsupported span (Section 3) and of the support pressure distribution (Section 4), proposes a simple design equation for considering the effect of the unsupported span (Section 3) and shows that the error induced by the common approximation of uniform support pressure is small in the case of closed-shield tunnelling but may be significant in the case of face reinforcement (Section 4).

2 2.1

Computational model Outline

In the mechanism under consideration (Fig. 1), 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. At the limit equilibrium, the prism load is equal to the bearing capacity of the wedge. The prism load is calculated based upon silo theory (Section 2.2), while

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Fig. 5. Normalized support pressure s/γ D of a granular material (c = 0) and of a cohesive frictional material as a function of the friction angle φ. Comparison of the method of slices with experimental data (h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π). The tests by Berthoz et al. [14] are the only ones performed with a cohesive frictional material (φ =36°, c/γ D = 0.07). Bild 5. Normalisierte Stützdruck s/γ D eines körnigen Materials (c = 0) und kohesiven Materials in Abhängigkeit des Reibungswinkels φ. Vergleich mit der Lamellenmethode mit Versuchsergebnissen (h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π). Die Tests von Berthoz et al. [14] sind die einzigen, die mit einen kohäsiven Material ausgeführt wurden (φ =36°, c/γ D = 0.07)

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 the wedge, depend on the inclination of the inclined slip plane. The critical value of the angle ω (Fig. 1), i.e. the value that maximizes support requirements, will be determined iteratively.

2.2

The prism loading

Assuming that the ground is homogeneous and obeys Mohr-Coulomb failure condition with the cohesion c and the angle of internal friction φ, the vertical force at the wedge-prism interface reads as follows: h h   −λ tanφ  −λ tanφ   Rγ − c R +σ R 1 − e Vsilo = max 0, e  surf   λ tanφ  

B(e + H tan ω ),

(4)

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

B(e + H tan ω ) . 2 B + e + H tan ω

(

)

(5)

Eq. (4) ensures that the load exerted by the prism will be taken equal to zero (rather than becoming negative), if the cohesion is higher than a critical value: ccrl = Rγ (if σsurf = 0)

(6)

The model of Fig. 1 presupposes that the ground remains stable over the unsupported span. This is possible only if the soil exhibits some cohesion. The critical cohesion ccr2 can be estimated based upon silo theory by considering a prism having the horizontal cross-section of the unsupported span: ccr2 =

e γ (if σ surf = 0). 2 1 + e/B

(

)

(7)

2.3

One can readily verify that this equation agrees qualitatively with experience (the longer the unsupported span, the higher the necessary cohesion will be). For typical values of conventional excavation of a traffic tunnel in soft ground (e = 1 m, B = 10 m, γ = 20 kN/m3) the minimum cohesion according to Eq. (7) amounts to about 10 kPa. Reversing Eq. (7) it is possible to derive the maximum unsupported span for fixed ground cohesion: emax =

c 1 (if σ surf = 0). γ 1 c   2 − γB   

The diagram applies to a circular tunnel face of diameter D and was calculated by means of Eq. (8) considering a square cross section of equal area (H = B = 0.886 D). If the maximum unsupported span is very small (emax < 0.5 m), pre-support measures must be applied in order to stabilize the tunnel walls (e.g. horizontal grouted steel pipes in cohesive frictional soils or horizontal columns of jet grouting in cohesionless soils). If the presupport is very stiff and extends sufficiently far ahead of the tunnel face, the prism load is transferred mainly to the soil behind the wedge and to the tunnel lining. In this case, the load Vsilo would be very small and could be neglected in the face stability analysis. Otherwise a part of this load is transferred to the wedge depending on the stiffness and bearing capacity of the presupport and of the ground ahead of the face [16]. In general, the prism load resulting from the Eq. (4) represents an upper bound for the loading of the wedge. Due to the uncertainties with respect to the loading of the wedge in the presence of presupport, the present paper considers only inherently stable unsupported spans (i.e., e < emax).

(8)

Fig. 6 shows the normalized maximum unsupported span emax/D as a function of the normalized cohesion c/γD.

The bearing capacity of the wedge

Consider the equilibrium of an infinitesimal slice (Fig. 4). The slice is acted upon by the following forces: 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. Following [8], adjusted for the linear support pressure distribution of Eq. (3), we obtain the equilibrium condition in the sliding direction: B

 dV B3  z − Λ V =  Mc B2c − M γ B3 γ + Ps δs + dz H  B 

(

)

+ Pc B2c + Ps B2 s0 − 0.5 δs ,

(9)

where the coefficients Λ, Mc, Mγ, Pc and Ps have been introduced by Anagnostou [8] and are given in the Appendix A. The vertical force V(z) can be obtained by solving the differential equation (9) for the boundary condition V(0) = 0. The bearing capacity of the wedge is identical with the vertical force in z = H. For homogeneous ground, V(H) = Cs(1)B2s0 + Cc(1)B2c – Cγ(1)B3 γ – Cδs(1)B2δs, (10) where the coefficients Cs(1), Cc(1) and Cγ(1) are the same as in Anagnostou [8] (see Appendix A), while the coefficient Cδs(1) is a new coefficient, which accounts for the non-uniformity of the support distribution: Cδs(1) = Fig. 6. Normalized maximum unsupported span emax/D as a function of the normalized cohesion c/γ D according to silo theory Bild 6. Normalisierte, maximale nicht gestützte Abschlagslänge emax/D als Funktion der normalisierten Kohäsion c/γ D gemäß Silotheorie

Ps Λ

 B  − − 0.5 Cs(1).  ΛH 

(11)

As shown in the Appendix A, the coefficient Cδs (1) is always positive. This result in combination with Eq. (10) means that the bearing capacity of the wedge decreases with increasing δs, i.e. if the support pressure at the crown is higher than the support pressure at the floor. This

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means that the support pressure distribution of Fig. 7a is more favorable than the distribution of Fig. 7b (the average support pressure, i.e. the support pressure so at the tunnel axis, being fixed).

2.4

The support pressure

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

With the exception of very shallow tunnels and provided that the cohesion is lower than Rγ (i.e., that the prism is unstable without support), both the expression for the silo loading and the expression for the support pressure become considerably simpler: σ z(H) R c = f81 −f , γH H 81 γH

(16)

where V(H) = Vsilo.

(12)

This represents a linear equation for the support pressure s0 because V(H) depends linearly on s0 (Eq. (10)). The solution reads as follows: σ (H) c δs , = f1 − f2 + f3 z + f4 Hγ Hγ Hγ Hγ s0

Cδs(1) Cs(1)

B  B 1 − 0.5 − = f4  , λ , φ, ω  ΛH C v (1) − 1 H 

(13)

Hγ

(14)

and accounts for the effect of the support pressure distribution. It is easy to show that this coefficient is always positive and, consequently, that the necessary average support pressure so increases linearly with δs. According to Eq. (4), the normalized vertical pressure exerted by the prism is: Vsilo σ z(H) 1 = = γH γH BH tan ω   R c − h h   −λ tan φ  −λ tan φ  σ H γH R  + surf e R 1 − e max 0,  λ tan φ γ H             e B e h c σ surf  1 + H tan ω  = f7  H , H , λ , φ, ω , H , γH , γH  .  

f81 =

(17)

and

where the coefficients f1, f2 and f3 are the same as in Anagnostou [8] (see Appendix A). The coefficient f4 =

e H tan ω λ tan φ

= f51 − f4

δs c − f52 , Hγ γH

(18)

B e  R = f51  , , λ , φ, ω  , H H H 

(19)

where f51 = f1 + f3f81

B e  f52 = f2 + f3f81 = f52  , , λ , φ, ω  . H H 

(20)

The influence of the unsupported span

According to the mechanism of Fig. 1, the unsupported span increases the prism loading V(H) of the wedge and thus also the support pressure required for stability. This effect can be clearly recognized in Fig. 8, which shows the required support pressure s (assuming uniform distribution) as a function of the wedge angle ω for two values of

(15)

One can easily verify that with increasing depth of cover h the exponential term in Eq. (4) decreases rapidly to zero with the consequence that the silo pressure and the necessary face support pressure become practically independent on h. (a)

(b)

Fig. 7. Face support pressure, (a), with δ s < 0 and, (b), with δ s > 0 Bild 7. Stützdruck, (a), mit δ s < 0 und, (b), mit δ s > 0

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Fig. 8. Support pressure s as a function of the angle ω (face width B = 10 m, face height H = 5 m, depth of cover h >> H, unit weight γ = 20 kN/m3, friction angle φ = 25°) Bild 8. Stützdruck s als Funktion vom Winkel ω (Tunnelbreite B = 10 m, Tunnelhöhe H = 5 m, Überdeckung h >> H, Raumgewicht γ = 20 kN/m3, Reibungswinkel φ = 25°)

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Fig. 9. Support pressure s as a function of the unsupported span (parameters as in Fig. 8) Bild 9. Stützdruck s als Funktion der ungestützten Abschlagslänge (Parameter wie in Bild 8)

Fig. 10. Normalized support pressure s/γ D as a function of the normalised cohesion c/γ D for e = 0 – emax (h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π) Bild 10. Normalisierter Stützdruck s/γ D als Funktion der normalisierten Kohäsion c/γ D für e = 0 – emax (h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π)

the unsupported span. According to Fig. 8, the critical wedge (i.e. the wedge corresponding to the angle ω that maximizes the support pressure) becomes slightly steeper in the presence of an unsupported span. Fig. 9 shows the required support pressure s (i.e., the one corresponding to the critical wedge assuming uniform distribution) as a function of the unsupported span for e < emax. The circles on every curve mark the maximum stable unsupported span emax (Eq. (8)) and thus the validity range of the present method (see Section 2.2). Fig. 10 shows the normalized uniform support pressure s/γD as a function of the normalized cohesion c/γD

Fig. 11. Gradient ds/dc as a function of the friction angle φ for e = 0 – emax (h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π) Bild 11. Gradient ds/dc als Funktion des Reibungswinkels φ für e σ = 0 – emax (h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π)

for zero unsupported span and for the maximum stable unsupported span emax. The diagram applies to a circular tunnel face of diameter D, it was calculated by means of Eq. (18) for a quadratic cross section of equal area (H = B = 0.886 D) assuming δs = 0 and covers the relevant parameter range. It should be noted that emax increases with the cohesion (Eq. (8)) and, consequently, varies along each line of Fig. 10. The lines start at the same point at c = 0 because emax = 0 for cohesionless soils. The linearity of the s(c) relationship was discussed by Anagnostou [8] for the case of e = 0. The linearity exists also when the unsupported span is set equal to emax (Fig. 10) or to a fixed fraction of it. Fig. 11 shows the gradient of the s(c) lines as a function of the friction angle φ for e = 0, 0.5 emax and emax. The gradient ds/dc depends almost linearly on the ratio e/emax. A simple formula that approximates with sufficient accuracy the support pressure s taking into account the effect of the unsupported span is:

(

)1.75 γD − cot φ c +  c  + ( 0.5cot φ − 0.5)  0.5 − γe γD  

s = 0.05 cot φ

0 ≤ e ≤ emax .

(21)

For e = 0 this formula reduces to the equation introduced by Anagnostou [8].

4 4.1

The influence of the support pressure distribution Support pressure

For the sake of simplicity and without loss of generality, we investigated the effect of the support distribution only for the case of null unsupported span (e = 0). This assumption is strictly true only for mechanized tunnelling through very weak ground, where the soil closes the gap

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(a)

(c)

(b)

(d)

Fig. 12. (a) and (c) Normalized support pressure s0/γ D at the tunnel axis and, (b) and (d), support pressure error due to the assumption of uniform distribution as a function of the normalized gradient of the support distribution δs/γ D for different values of the shear srength parameters (e = 0, h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π) Bild 12. (a) und (c) normalisierter Stützdruck s0/γ D auf der Tunnelachse und, (b) und (d), Stützdruckfehler infolge der Annahme einer gleichmässigen Verteilung als Funktion des normalisierten Gradienten der Stützdruckverteilung δs/γ D für verschiedene Werte der Schubkraftparameter (e = 0, h >> H, B/H = 1, D = 2H/兹苵π)

around the shield and the shield supports the tunnel crown up to the face. Fig. 12a shows the normalized support pressure at the tunnel axis s0/γD as a function of the normalized support pressure gradient δs/γD for cohesionless soils and different values of the friction angle φ. The unit weight γ and the support pressures s0 and δs to be considered in the dimensionless variables of this diagram depend on whether the tunnel is located above or below the water table. In the first case, γ, s0 and δs represent the dry unit weight γd and the actual support pressures. In the second case, γ, s0 and δs represent the submerged unit weight γ ′ and the excess support pressures, i.e. the difference between support pressure and hydrostatic pressure in the ground ahead of the face. The diagram applies to a cylindrical tunnel of diameter D and considers the range of support pressure distributions, which are relevant in the practice (see bottom of Fig. 12 and Appendix B). When the support pressure at the crown is lower than the average pressure (i.e., when δs < 0 as in Fig. 7a), it may happen that smaller wedges in the upper part of the face are more critical than the entire face (for example, the wedge with foot at zf in the inset of Fig. 13). The investigations of the present section consider also such failure mechanisms. This is why there are two groups of curves in the left part of Fig. 12a:

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– The solid straight lines represent the support pressure s0 that is necessary to stabilize the entire face (zf = 0). They were calculated by means of Eq. (18) considering a quadratic cross section of equal area (H = B = 0.886 D). The linearity between s0 and δs was observed already in Section 2 (see Eqs. (10), (11), (13) and (14)). – The dashed curves represent the maximum support pressure at the tunnel axis necessary to stabilize smaller wedge at the upper part of the face. They were calculated by means of Eq. (18) considering rectangular cross sections of smaller heights H* (H* < H = B = 0.886 D). Eq. (18) gives the support pressure in the middle of the rectangular section, i.e. in a distance of (H – H*)/2 above the tunnel axis. The corresponding support pressure s0 at the elevation of the tunnel axis (i.e., the pressure on the ordinate axis of Fig. 12a) is derived taking into account the support pressure gradient. The failure of smaller wedges in the upper part of the wedge is relevant only if the support pressure above the tunnel axis is considerably lower than the average pressure (i.e., if δs is negative and sufficiently high). Otherwise failure of the entire face represents the critical mechanism. The height H* of the critical wedge decreases with increasing magnitude of δs and depends also on the friction angle φ (Fig. 13).

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Fig. 13. Critical height as a function of normalized gradient δs/γ D for cohesionless soils (e = 0, h >> H, D = 2H/兹苵π) Bild 13. Kritische Höhe als Funktion des normalisierten Gradienten δs/γ D für kohäsionslose Böden (e = 0, h >> H, D = 2H/兹苵π)

The two straight lines starting from the origin of Fig. 12a show the minimum support pressure s0 considered in the analyses. Consider the case of a negative support pressure gradient (Fig. 7a). For given value of the support pressure difference δs, the support pressure s0 at the axis must be ≥ –0.5 δs. Otherwise the support pressure at the crown would be negative, which of course is impossible. Similarly, s0 must be higher or equal to 0.5 δs in the case of positive gradient. The functions s0(δs) in Fig. 12a are, therefore, located above the two limiting lines. Fig. 12a shows that, for fixed shear strength parameters, the support pressure s0 at limit equilibrium is higher than the minimum support pressure of 0.5 |δs| only within a limited range of the gradient δs/γD. Outside this range, the minimum support pressure of 0.5 |δs| stabilizes the face with a safety factor higher than the unity.

4.2

Error of uniformity assumption

The computational method of the present paper allows to quantify the error induced by the usual simplifying assumption of support pressure uniformity. The error err =

()

( ),

s0 0 − s0 δ s

( )

s0 δ s

(22)

where s0(0) and s0(δs) denote the required support pressure in the case of uniform or linear distribution, respectively. s0(δs) accounts also for failure of smaller wedges at the upper part of the face. A positive value of the error means that the uniformity assumption is on the safe side. Fig. 12b shows the error as a function of the support pressure gradient ds for cohesionless soils with φ = 15–35°. The results will be discussed below, after introducing Fig. 12c and 12d, which apply to the case of cohesive-frictional soils with φ = 25°. The straight lines in Fig. 12c concern failure of the entire face and are parallel because the cohesion does not affect the gradient ds0/dδs (see Eqs. (10), (11), (13) and (14)). It was observed, furthermore, that

the cohesion does not affect the failure mechanism in terms of the height of the critical wedge and, consequently, Fig. 13 applies also to cohesive-frictional soils. For slurry and EPB shields (left hand side of Fig. 12b and 12d), the uniformity assumption overestimates or underestimates the necessary support pressure only slightly (the error amounts to maximum ±10 %). For face support by bolts, however, the uniformity assumption may underestimate considerably the necessary support pressure. This underlines the importance of taking into account the actual support distribution in the case of face reinforcement.

4.3

Special case of support by compressed air

The case of support by compressed air is insofar special as just fulfilling the criterion of water pressure compensation at the bottom of the face automatically leads to such a high excess support pressure above the floor (Fig. 2b), that face stability is ensured for all practical cases. This can be readily verified from Fig. 12a, which applies to the most unfavourable case (cohesionless soils). Under the minimum air pressure (which is equal to the hydrostatic pressure at the tunnel floor), s0 = 0.5 γw D and δs = γw D. Consequently, the normalized pressures and gradients of Fig. 12a amount to 0.5 γw/γ′ and γw/γ′, respectively, and the (s0/γ′D, δs/γ′D)-points are located on the limiting line s0 = 0.5 δs and, more specifically, in its rightmost interval, where γw/γ′ = 0.8–1. As this interval is above the lines which fulfill limit equilibrium for the practical relevant values of the friction angle (φ > 20°), the minimum air pressure stabilizes the face with a safety factor Fs > 1. The safety factor Fs is defined here as the factor by which the shear strength parameters c and tanφ must be reduced in order that the considered mechanism is at limit equilibrium [9]. The safety factor can be estimated graphically by means of Fig. 14, which shows the relationship between the shear strength parameters (tanφ, c/γ′D) at limit equilibrium (i.e. for Fs = 1), when the air pressure is

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sumption is, nevertheless, big in the case of face reinforcement. In the case of compressed air application, the air pressure needed just to balance the hydrostatic pressure is sufficient for stabilizing the face with a high safety factor.

Appendix A. Coefficients and derivations Coefficients in the equilibrium equation The coefficients appearing in Eq. (9) read as follows: 2 λ tan φ , cos ω − sin ω tan φ

Λ=

Mc = Fig. 14. Relationship between the shear strength parameters of the soil (tanφ, c/γ ′D) at limit equilibrium (Fs = 1) assuming that the excess support pressure s0 = 0.5 γwD Bild 14. Beziehung zwischen den Schubkraftparametern des Bodens (tanφ, c/γ ′D) im Grenzgleichgewicht (Fs = 1) unter der Annahme, dass der Stützdruck-Überschuss s0 = 0.5 γwD ist

equal to the hydrostatic pressure at the tunnel floor. Consider, for example, a soil with submerged unit weight γ′ = γw and the shear strength parameters given by the point A in Fig. 14. As the point A is above the curve for γw/γ′ = 1, the safety factor Fs of the tunnel face is higher than one. Reducing the strength parameters by the same factor, the point A moves along the line OA. The safety factor Fs is the reduction factor which corresponds to point B and can be determined easily as indicated in Fig. 14.

(A1)

Λ tan ω , λ tan φ

(A2)

Mγ = tan ω, Pc =

(A3)

Λ , 2 λ tan φ cos ω

(A4)

Ps = tan (φ + ω).

(A5)

Coefficients in the bearing capacity equation The coefficients Cs(1), Cc(1) and Cγ(1) in Eq. (10) read as follows: Cs (1) =

C v (1) − 1 Λ

F(1)

C γ (1) = Cc (1) =

Λ2

(A6)

(A7)

Mγ

C v (1) − 1

Conclusions

appearing

Pc +

F(1) Λ2

(A8)

where The 3D failure mechanism under consideration allows to take into account the possibility of an unsupported span between lining and face and a linear distribution of the face support pressure over the height of the face. The unsupported span increases the vertical load on the soil ahead the face and consequently also the support pressure required to stabilize the face. This effect can be significant also for the relatively narrow unsupported spans (e = 0.5–1.5 m) of conventional soft ground tunnelling. A new term was added in the design equation of Anagnostou [8] for considering the contribution of the unsupported span. When the face support pressure decreases from the tunnel floor to the tunnel crown, as in slurry- or EPBshield tunnelling, the failure of a smaller part of the face adjacent to the crown may be more critical than the failure of the entire face. The height of the critical wedge depends on the gradient of the support pressure and on the friction angle of the soil. The usual simplifying assumption of uniform support pressure is reasonable for the typical support pressure gradients of slurry- or EPB-shield tunnelling, because it leads only to a slight over- or underestimation of the support pressure. The error of the simplifying uniformity as-

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Cv(1) = e(ΛH/B), F(1) = C v (1) − 1 −

(A9) ΛH . B

(A10)

Sign of coefficient Cδs (1) This coefficient is given by Eq. (11) as a function of the coefficients Ps, Cs(1) and Λ. Taking into account Eqs. (A6) and (A9),

()

Cδs 1 =

Ps  et 2 + et +  1 − 2 2Λ  t t

(A11)

where t=

ΛH . B

(A12)

For the relevant range of the failure angle ω (0 < ω < π/2 – φ), the coefficient Λ is always positive and, consequently, the ratio Ps/2Λ and the variable t are always positive too. By replacing the exponential function et by a Taylor series and taking into account that t > 0, Eq. (A11) becomes:

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   2 t t2 tn 1 −  1 + + + ... + + ... +  t 1! 2! n! P    Cδs 1 = s  = 2 Λ   2  t t2 tn + ... + + ... +  1 + +  1! 2! n!  t   2 3 n   Ρ    2 t 2 t 2 t ... = s  1 −  +  1 −  ... +  1 − +  (A13) 2Λ  3  2!  4  3! n + 1  n!  

()

As Ps/2Λ as well as the terms within the brackets are positive, the coefficient Cδs (1) is positive too.

B  B C γ (1) = f1  , λ , φ, ω  , H Cs (1) H 

B  f2 = =f , λ , φ, ω  , Cs (1) 2  H  Cc (1)

f3 =

B  tan ω = f3  , λ , φ, ω  . B H  C (1) H s

(A14)

(A15)

(B1)

Support by compressed air Above the water table, the support pressure is uniform (Fig. 2a) and, consequently, δs/γD = 0. Below the water table, the excess support pressure increases linearly with the elevation above the floor (Fig. 2b). The normalized support pressure gradient (B2)

Support by pressurized slurry Above the water table (Fig. 2c) the normalized support pressure gradient

(

)

Support by EPB Above the water table (Fig. 2e) the normalized support pressure gradient γ δs ≅ − m ≅ − (0.7 − 1), γD γd

(B5)

γ − γw δs ≅ − (0.7 − 1). ≅− m γ′ γD

B c ccr1 ccr2

For ω = 30°, n = 0.5 bolts/m2, d = 0.10 m, τm = 100 kPa and γd = 20 kN/m3, we obtain δs/γD = 0.45. Considerably higher or lower values are possible depending on the angle ω, on the bond strength τm and on the reinforcement density n.

γ δs ≅ − s ≅ − 0.5 − 0.8 γD γd

(B4)

for γw = 10 kN/m3 and γ ′ = 6–13 kN/m3.

(A16)

Support by face reinforcement above the water table Taking account of Eq. (1) with H = D, the normalized support pressure gradient

δs γ w D γ w ≅ 0.8 − 1. = = γ′ γD γ ′ D

)

(B6)

Notation

Appendix B. Range of normalized support pressure gradient

δs n H tan ω πdτ m n tan ω πdτ m = ≅ . γD γd D γd

(

depending on the degree of loosening or compaction of the excavated soil in the working chamber. Below the water table (Fig. 2f),

Coefficients of the support pressure equation The coefficients appearing in Eq. (13) read as follows: f1 =

γ − γw δs ≅ − 0.1 − 0.3 ≅− s γ′ γD

(B3)

for γs = 11–12 kN/m3 and γd = 14–21 kN/m3. Below the water table (Fig. 2d),

Cs Cc Cv Cγ Cδs e emax d f1 f2 f3 f4 f51 f52 f7 f81 F Fs G h H H* L′ Li′ Lo′ n N R s S s0 T Ts

Width of the rectangular tunnel face Cohesion of the ground Critical cohesion in order that the prism remains stable Critical cohesion in order that the unsupported span remains stable Coefficient (Eq. A6) Coefficient (Eq. A8) Coefficient (Eq. A9) Coefficient (Eq. A7) Coefficient (Eq. 11) Unsupported span Maximum stable unsupported span Grouted borehole diameter Coefficient (Eq. A14) Coefficient (Eq. A15) Coefficient (Eq. A16) Coefficient (Eq. 14) Coefficient (Eq. 19) Coefficient (Eq. 20) Coefficient (Eq. 15) Coefficient (Eq. 17) Coefficient (Eq. A10) Safety factor of the tunnel face Weight Depth of cover Height of the rectangular tunnel face Height of a smaller wedge at the upper part of the face Bolt length (Fig. 3) Anchorage length inside the wedge (Fig. 3) Anchorage length outside the wedge (Fig. 3) Density of the face reinforcement Normal force Ratio of the volume to circumferential area of the prism Support pressure Support force Support pressure at the tunnel axis Shear force at the inclined slip plane Shear force at the lateral slip plane

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V Vsilo x y z zf

Vertical force Vertical load exerted by the prism upon the wedge Horizontal co-ordinate paralelly to tunnel axis Horizontal co-ordinate perpendicularly to tunnel axis Vertical co-ordinate Elevation of the wedge foot

Greek symbols γ Unit weight of the soil γ′ Submerged unit weight of the soil γd Dry unit weight of the soil γm Unit weight of the excavated material in the working chamber γs Unit weight of the slurry γw Unit weight of the water δs Difference between support pressure at the crown and at the floor λ Coefficient of lateral stress Λ Coefficient (Eq. A1) Μc Coefficient (Eq. A2) Μγ Coefficient (Eq. A3) Ρc Coefficient (Eq. A4) Ρs Coefficient (Eq. A5) σsurf Soil surface load σy Horizontal stress perpendicularly to the tunnel axis σz Vertical stress τm Bond strength of the soil – grout interface φ Friction angle of the ground ω Angle between face and inclined sliding plane of the wedge ωcrit Angle between face and inclined sliding plane of the critical wedge References [1] Anagnostou, G., Serafeimidis, K.: The dimensioning of tunnel face reinforcement. In: Barták, J., Hrdina, I., Romancov, G., Zlámal, J. (eds.): Underground Space – the 4th Dimension of Metropolises. ITA World Tunnel Congress, Prague, 2007, pp. 291−296. [2] Idinger, G., Aklik, P., Wu, W., Borja, R. I.: Centrifuge model test on the face stability of shallow tunnel. Acta Geotechnica 6 (2011), No. 2, pp. 105–117. [3] Mollon, G., Dias, D., Soubra, A.-H.: Rotational failure mechanisms for the face stability analysis of tunnels driven by a pressurized shield. Int. J. Numer. Anal. Meth. Geomech. 35 (2011), No. 12, pp. 1363–1388. [4] Perazzelli, P., Anagnostou, G.: Comparing the limit equilibrium method and the numerical stress analysis method of tunnel face stability assessment. In: 7th Int. Symp. on „Geotechnical Aspects of Underground Construction in Soft Ground“. Rome, 2011.

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[5] Cornejo, L.: Instability at the face: its repercussions for tunnelling technology. Tunnels and Tunnelling, April (1989), No. 21, pp. 69−74. [6] Vermeer, P. A., Ruse, N.: Die Stabilität der Tunnelortsbrust in homogenem Baugrund. Geotechnik 24 (2001), No. 3, pp. 186− 193. [7] Li, Y., Emeriault, F., Kastner, R., Zhang, Z. X.: Stability analysis of large slurry shield-driven tunnel in soft clay. Tunnelling and Underground Space Technology 24 (2009), No. 4, pp. 472−481. [8] Anagnostou, G.: The contribution of horizontal arching to tunnel face stability. Geotechnik 35 (2012), No. 1, pp. 34–44. [9] Anagnostou, G., Kovári, K.: The face stability of slurry-shield driven tunnels. Tunnelling and Underground Space Technology 9 (1994), No. 2, pp. 165−174. [10] Chambon, P., Corte, J. F.: Shallow tunnels in cohesionless soil: stability of tunnel face. ASCE J. Geotech. Eng. 120 (1994), No. 7, pp. 1148−1165. [11] Plekkenpol, J. W., van der Schrier, J. S., Hergarden, H. J.: Shield tunnelling in saturated sand-face support pressure and soil deformations. In: van Lottum, H., Bezuijen, A. (eds.): Tunnelling: a decade of progress. London: Taylor & Francis, 2006. [12] Kirsch, A.: Experimental investigation of the face stability of shallow tunnels in sand. Acta Geotechnica 5 (2010), No. 1, pp. 43–62. [13] Messerli, J., Pimentel, E., Anagnostou, G.: Experimental study into tunnel face collapse in sand. In: Springman, S., Laue, J., Seward. J. (eds.) Physical Modelling in Geotechnics, Vol. 1, Zürich, 2010, pp. 575−580. [14] Berthoz, N., Branque, D., Subrin, D., Wong, H., Humbert, E.: Face failure in homogeneous and stratified soft ground: Theoretical and experimental approaches on 1g EPBS reduced scale model. Tunnelling and Underground Space Technology 30 (2012), pp. 25−37. [15] Terzaghi, K., Jelinek, R.: Theoretische Bodenmechanik. Berlin: Springer-Verlag, 1954. [16] Anagnostou, G.: Standsicherheit im Ortsbrustbereich beim Vortrieb von oberflächennahen Tunneln. Symposium „Städtischer Tunnelbau – Bautechnik und funktionelle Ausschreibung“, S. 85−95, ETH Zürich, 1999. Authors Prof. Dr. Georgios Anagnostou ETH Zürich Institute for Geotechnical Engineering Wolfgang-Pauli-Strasse 15 CH-Zürich 8093 Dr. Paolo Perazzelli ETH Zürich Institute for Geotechnical Engineering Wolfgang-Pauli-Strasse 15 CH-Zürich 8093 Submitted for review: 7 September 2012 Revised: 30. November 2012 Accepted for publication: 30. November 2012

Bericht DOI: 10.1002/gete.201200016

AK 2.11 der Fachsektion „Erd- und Grundbau“

EASV Sachverständige für Geotechnik: Anforderungen an Sachkunde und Erfahrung Empfehlung des Arbeitskreises AK 2.11 der Fachsektion Erd- und Grundbau der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. Vorliegende Empfehlung1 EASV beschreibt die Anforderungen, die an Sachverständige für Geotechnik nach DIN 4020:2010-12 hinsichtlich Sachkunde und beruflicher Erfahrung zu stellen sind. Sie schließt damit eine Lücke, da bislang die im Sinne der DIN EN 1997, DIN 1054 und DIN 4020 tätigen Personen ohne Nachweis ihrer Sachkunde und beruflichen Erfahrung Geotechnische Berichte erstellen und entsprechende Fachplanungen ausführen können. Zielsetzung dieser Empfehlung ist es, Kriterien für die Sachkunde und berufliche Erfahrung eines Sachverständigen für Geotechnik entsprechend dem Stand von Wissenschaft und Technik zu definieren sowie potentielle Sachverständige für Geotechnik in die Lage zu versetzen, sich in ihrer fachlichen Kompetenz selbst zu bewerten und diese Kompetenz gegenüber anderen am Bau beteiligten Personen und Institutionen nachzuweisen. Die übergeordnete Zielsetzung dieser Empfehlung ist damit die Erhöhung der Sicherheit im Erd-, Grund- und Felsbau. Die Anforderungen beziehen sich auf einzelne Personen und berücksichtigen die unterschiedlichen Studienbedingungen der Bauingenieure, Geotechniker und Ingenieurgeologen. Bei der Erstellung geotechnischer Berichte entsprechend DIN EN 1997-2:2010-10 und DIN 4020:2010-12 kommt es häufig zu einer interdisziplinären Zusammenarbeit. In diesem Fall ist projektspezifisch eine Person als verantwortlich zu benennen, die als Sachverständiger im Sinne dieser Empfehlung qualifiziert sein muss. Das „Beiblatt“ der Empfehlung EASV gibt Zusatzinformationen, die insbesondere für private und öffentliche Auftraggeber gedacht sind. Diese sind als Grundeigentümer zur rechtzeitigen Einholung qualifizierter Geotechnischer Berichte verpflichtet. EASV Experts for Geotechnical Engineering – requirements with regard to expertise and professional experience. This EASV recommendation describes requirements which are demanded of an expert for geotechnical engineering (Sachverständiger für Geotechnik) in regard to expertise and professional experience according to DIN 4020:2010-12. It fills a gap, since persons working in compliance with DIN EN 1997, DIN 1054 and DIN 4020 may currently write ground investigation reports and perform geotechnical design projects without any formal verification of their expertise and professional experience. The purpose of this recommendation is to define criteria of the expertise and professional experience of a geotechnical expert in accordance with the current state of science and technology, as well as enable potential experts for geotechnical engineering to assess their professional competence themselves. Furthermore this competence needs to be proven to 1

Die Veröffentlichung erfolgt als Entwurf. Änderungsvorschläge sind bis zum 01.10.2013 über die DGGT-Geschäftsstelle an den Arbeitskreis zu richten.

other individuals and institutions involved in the construction process. The primary objective of this recommendation is to improve safety for earthworks, geotechnical engineering and rock engineering. The requirements are relevant for individuals and take into consideration varying training programs for civil engineers, geotechnical engineers and engineering geologists. Interdisciplinary cooperation is often employed when writing ground investigation reports according to DIN EN 1997-2:2010-10 and DIN 4020:2010-12. In this case a designated person is held responsible for the specific project and has to be a qualified expert in compliance with this recommendation. The “supplement” of the EASV recommendation provides additional information, which is especially intended for private and public customers. As landowners, they are obliged to obtain qualified geotechnical reports in time.

1 1.1

Begriffe Sachverständiger für Geotechnik

Sachverständige für Geotechnik verfügen aufgrund einer fundierten Ingenieur- bzw. ingenieurgeologischen Ausbildung und langjähriger Erfahrung auf ihren Fachgebieten über eine besondere Expertise auf den einschlägigen Gebieten der Geotechnik. Neben den Gebieten des Ingenieur- und Hochbaus handelt es sich beispielsweise um die Fachgebiete Tunnel- und Felsbau, Verkehrswegebau, Wasser- und Erdbau, Deponie- und Tagebau sowie um geothermische Fragestellungen. DIN 4020:2010-12, A1.5.3.24 definiert den Sachverständigen für Geotechnik als einen „Sonderfachmann oder Fachplaner mit Sachkunde und Erfahrung auf dem Gebiet der Geotechnik“. Die übergeordnete Euronorm DIN EN 1997-2:2010-10, 1.3 (2) spricht allgemein von „angemessen qualifiziertem Personal“. Laut DIN 4020:2010-12 unterstützt der Sachverständige für Geotechnik die Planung von Bauwerken und Bauteilen im Erd- und Grundbau, weist deren Standsicherheit nach und plant für ein Bauvorhaben die erforderlichen geotechnischen Untersuchungen und Messungen. Er überwacht die fachgerechte Ausführung der Aufschlüsse sowie der Feld- und Laborversuche. Aus dem Untersuchungsbefund zieht er Folgerungen für Planung und Ausführung. Dabei sind die Wechselwirkungen zwischen Bauwerk und Baugrund sowie die Auswirkungen des Bauvorhabens auf die Umgebung zu beachten. Das Verständnis für die Wechselwirkung BauwerkBaugrund und der Schwierigkeitsgrad der geotechnischen

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Aufgabe ergeben sich im Einzelfall aus der Kenntnis sowohl des Baugrundes als auch des Verformungsverhaltens der gewählten Bauwerkskonstruktion bzw. des statischen Systems. Bei Projekten, die der Geotechnischen Kategorie 3 zugeordnet werden, muss der Sachverständige für Geotechnik vertiefte Kenntnisse und Erfahrungen auf den für das jeweilige Projekt maßgebenden Teilgebieten besitzen (DIN 1054:2010-12, DIN 4020:2010-12). Der Sachverständige für Geotechnik erstellt den Geotechnischen Untersuchungsbericht nach DIN EN 1997-2 Abschnitt 6 und den Geotechnischen Bericht2 nach DIN 4020 A7 in einer für den Entwurfsverfasser und für Fachplaner benachbarter Fachgebiete unmissverständlichen Form. Ferner erstellt er für die geotechnischen Standsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnachweise den Geotechnischen Entwurfsbericht nach DIN EN 1997-1. Während der Bauausführung überprüft der Sachverständige für Geotechnik, ob die angetroffenen Baugrundverhältnisse mit den Angaben des Geotechnischen Berichts übereinstimmen und ob die Folgerungen im Geotechnischen Bericht (Charakteristische Kennwerte für Boden, Fels und Grundwasser, Gründungsempfehlung usw.), auch unter Berücksichtigung einer möglicherweise veränderten Planung, gerechtfertigt sind. Gegebenenfalls veranlasst er erforderliche Anpassungen oder Ergänzungen des Geotechnischen Entwurfsberichts bzw. des Geotechnischen Berichts. Er berät den Bauherrn/Entwurfsverfasser/Projektleiter in allen geotechnischen Fragen, die während der Planung, Bauausführung und ggf. auch Nutzung eines Bauwerks auftreten. Im Sinne dieser Empfehlung umfasst der Begriff „Sachverständiger für Geotechnik“ auch den Aufgabenbereich des in DIN 1054:2010-12 erwähnten „Fachplaners für Geotechnik“ (Beiblatt EASV, Kap. A.3.1). Der Fachplaner hat dabei bauordnungsrechtliche Bedeutung und wird somit von den Körperschaften des Öffentlichen Rechts spezifiziert. „Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau“ (s. Beiblatt EASV, Kap. A.3.2) sind automatisch auch „Sachverständige für Geotechnik“ im Sinne dieser Empfehlung.

1.2

Geotechnische Kategorien

Nach DIN 1054:2010-12 werden geotechnische Baumaßnahmen entsprechend ihres Schwierigkeitsgrades in drei Geotechnische Kategorien wie folgt eingeteilt: GK1 Baumaßnahmen mit geringem Schwierigkeitsgrad im Hinblick auf Bauwerk und Baugrund, GK2 Baumaßnahmen mit mittlerem Schwierigkeitsgrad im Hinblick auf das Zusammenspiel von Bauwerk und Baugrund, GK3 Baumaßnahmen mit hohem Schwierigkeitsgrad im Hinblick auf das Zusammenspiel von Bauwerk und Baugrund. Sowohl in DIN 1054:2010-12 als auch in DIN 4020:201012 ist unter A Anhang AA (informativ) eine Tabelle mit 2

Die vormals üblichen Begriffe, z. B. Baugrund-, Gründungs- oder Bodengutachten, wurden im Rahmen der europäischen Normung durch die Begriffe Geotechnischer Untersuchungsbericht sowie Geotechnischer Bericht ersetzt.

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Beispielen für Merkmale zur Einstufung in die Geotechnischen Kategorien aufgeführt. Die Entscheidung, ob ein „einfacher Fall“ GK 1 vorliegt, wird üblicherweise vom Entwurfsverfasser getroffen (DIN 4020:2010-12, zu 1.5.3, A1.5.3.24). Um jedoch zuverlässig den einfachen Fall GK 1 von dem des mittleren Schwierigkeitsgrads GK 2 abzugrenzen, müssen Sachkunde und Erfahrung für die Geotechnische Kategorie GK 2 vorliegen. Dies bedeutet, dass auch im einfachen Fall ein Sachverständiger für Geotechnik eingeschaltet werden sollte.

Anforderungen an Sachverständige für Geotechnik

DIN 4020:2010-12 und DIN EN 1997-2:2010-10 beschreiben zwar detailliert die Aufgabenfelder des Sachverständigen für Geotechnik, gehen jedoch nicht darauf ein, welche Sachkunde und berufliche Erfahrung bei einem Sachverständigen für Geotechnik für die fachgerechte Erledigung dieser Aufgaben vorausgesetzt werden müssen. Grundsätzlich muss dabei ein konservativer Maßstab an die Qualifizierung des Sachverständigen für Geotechnik gelegt werden, wie Ziegler [1] und Heiermann [2] betonen. Dies ist im Hinblick auf die erforderlichen, oft komplexen Nachweise zur Standsicherheit und Gebrauchstauglichkeit der Bauwerke geboten. In diese Nachweise gehen zudem Aspekte der Konstruktion, Wirtschaftlichkeit, Bauausführung sowie möglicher Georisiken ein. Für die Verfasser von Geotechnischen Berichten wird nachfolgend festgelegt, auf welche Weise geotechnische Qualifikationen über Studienabschlüsse in Verbindung mit anschließender Praxiserfahrung und Fortbildung zu erlangen sind. Dabei wird davon ausgegangen, dass je nach Schwierigkeitsgrad der geotechnischen Aufgabe unterschiedliche Maßstäbe an die Qualifikation des Sachverständigen für Geotechnik zu stellen sind. Als Bewertungsgrundlage für das differenzierte Anforderungsniveau dient die definierte Einstufung nach DIN 1054:2010-12 bzw. DIN 4020:2010-12, wobei vereinfachend in zwei Stufen unterschieden wird, und zwar in GK 2 und/oder GK 3. Verantwortlicher Verfasser von Geotechnischen Berichten kann nur eine Person sein, die sachkundig und erfahren auf dem Gebiet der Geotechnik ist. Diese geotechnische Qualifikation wird erreicht durch: (1) ein Hochschulstudium in einem definierten Studiengang mit dem Abschluss als Bachelor, Master oder Diplom-Ingenieur bzw. Diplom-Geologe (Sachkunde durch Hochschulstudium; s. Kapitel 2.1); (2) Praxiserfahrung auf geotechnischem Gebiet nach abgeschlossenem Studium (Sachkunde durch Berufserfahrung; s. Kapitel 2.2); (3) berufsbegleitende Fort- und Weiterbildung auf geotechnischem Gebiet (Sachkunde durch Fort- und Weiterbildung; s. Kapitel 2.3). Alle drei genannten Qualifikationsvoraussetzungen müssen vorliegen.

2.1

Sachkunde durch Hochschulstudium

(1) Die fachliche Qualifikation im Fachgebiet Geotechnik wird grundsätzlich durch ein erfolgreich abgeschlossenes Studium in den Studiengängen Bauinge-

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nieurwesen oder Geotechnik oder im Studiengang Geologie mit mindestens zweijähriger Vertiefung in einer ingenieurgeologischen bzw. geotechnischen Studienrichtung bzw. durch einen entsprechenden eigenständigen Masterstudiengang erfüllt. Der Nachweis des erfolgreichen Hochschulabschlusses ist durch den Erwerb des akademischen Grades Bachelor, Master, Diplom-Ingenieur oder Diplom-Geologe an einer deutschen Hochschule (Universität, Technische Universität, Technische Hochschule oder Fachhochschule) oder eines gleichwertigen akademischen Grades an einer ausländischen Hochschule erbracht (Regelanforderung gemäß Tabelle 1). (2) Es sind die im Fächerkatalog der Tabelle 2 aufgeführten Pflicht- und Wahlpflichtfächer im erforderlichen Gesamtumfang nachzuweisen (ECTS-Leistungspunkte). Grundlagen dieses Fächerkataloges sind die Standards des Akkreditierungsverbundes für Studiengänge des Bauingenieurwesens (AS Bau) e.V., 2010 [3], mit Empfehlungen zu den Lehrinhalten einer Bauingenieurausbildung und die Empfehlung „Curriculare Mindestanforderungen an die Ingenieurgeologieausbildung“ [4] des Arbeitskreises 4.3 „Aus- und Weiterbildung in der Ingenieurgeologie“ der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik (Regelanforderung gemäß Tabelle 2). (3) Liegt eine fachliche Qualifikation nach Absatz (1) und (2) nicht vor, muss der Nachweis geführt werden, dass vergleichbare Inhalte der Regelanforderungen vorliegen (Ausnahmeregelung). Die Gleichwertigkeit mit einem Studium nach (1) ist erreicht, wenn die Kernfächer einer geotechnischen Ausbildung gemäß Tabelle 2 in den dort aufgeführten Pflicht- und Wahlpflichtfächern im Gesamtumfang nachgewiesen werden.

Projekterfahrung (Nachweis in mindestens 3 Teilbereichen):

2.2

Sachverständige für Geotechnik haben sich nach ihrem Studienabschluss beruflich fort- und weiterzubilden. Dies erfolgt durch den Erwerb von Kenntnissen und Fertigkeiten, die entweder den aktuell ausgeübten Beruf betreffen (Fortbildung) oder aber über den aktuell ausgeübten Beruf hinausgehen (Weiterbildung). Die Teilnahme an geotechnisch anerkannten Fort- und Weiterbildungskursen, Seminaren, Vorträgen und Tagungen ist nachzuweisen. Der

Sachkunde durch Berufserfahrung

In Abhängigkeit vom akademischen Abschluss sind mindestens zwei Praxisjahre im Bereich der Geotechnik erforderlich, um Aufgaben verantwortlich bearbeiten zu können (Tabelle 3). Für diese Praxisjahre sind sowohl Projekterfahrungen als auch Methodenkompetenz nachzuweisen:

Bearbeitung geotechnischer Aufgabenstellungen mit der Einstufung in geotechnische Kategorien unter Berücksichtigung der Wechselwirkung von Bauwerk/Baugrund, für geotechnische Projekte in den Teilbereichen: – Gründung von Bauwerken, – Tiefbau und Baugruben, – Spezialtiefbau, – Felsbau, – Tunnelbau, – Verkehrswegebau, – Wasserbau, – Erdbau, – Deponie- und Tagebau. Methodenkompetenzen (Nachweis für mindestens 3 Methoden):

– Festlegung und Qualitätssicherung von Boden- und Felskennwerten für den Baugrund auf Basis von Laborund Feldversuchen – Baugrundmodelle mit Beurteilung geologischer und geotechnischer Risiken und/oder von Naturgefahren – Standsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnachweise der Geotechnik – Einsatz numerischer Verfahren in der Geotechnik – Baubegleitende geotechnische Überwachung und Dokumentation – Einsatz der Beobachtungsmethode: Geotechnische Messungen, Monitoring und Interpretation – Analyse von Schadensfällen, Sanierung von Gründungsschäden

2.3

Sachkunde durch Fort- und Weiterbildung

Tabelle 1. Anforderungen an das Hochschulstudium des Sachverständigen für Geotechnik Table 1. Requirements concerning the university degree for experts for geotechnical engineering Studiengang Studienrichtung (SR) Bauingenieurwesen Geotechnik Geologie, SR Ingenieurgeologie Master in Ingenieurgeologie

Akademischer Grad

ECTS-Leistungspunkte*) Studiendauer Geotechnik [Semesterzahl kumuliert] Studium gesamt Grundlagen**) fächer Kernfächer**) Zusatzfächer**)

Bachelor Dipl.-Ing. (FH) Dipl.-Ing. Master

6 bis 8 8 9 oder 10 10

180 bis 240 240 270 oder 300 300

Bachelor Dipl.-Geol. Master

6 bis 8 10 10

180 bis 240 300 300

**) ECTS = European Credit Transfer and Accumulation System (Leistungspunkte) **) Für die Grundlagenfächer sowie die Kern- und Zusatzfächer Geotechnik, siehe Tabelle 2

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Tabelle 2. Fächerkatalog für den Erwerb von Sachkunde durch ein Hochschulstudium als Mindestvoraussetzung für Geotechnische Sachverständige Table 2. Minimum curriculum at university level for experts for geotechnical engineering Fächergruppe

Fachspezifische Grundlagen

Mathematischnaturwissenschaftliche Grundlagen Bauingenieurwesen Geotechnik

Geowissenschaften

Kernfächer Geotechnik

Zusatzfächer Geotechnik

Pflichtfächer

ECTS*)-Anforderung

Wahlpflichtfächer

Mathematik Technische Mechanik EDV/Bauinformatik/GIS

Physik Chemie Darstellende Geometrie Hydromechanik

Statik/Tragwerkslehre Baukonstruktion Massivbau Baubetrieb

Baustoffe, Stahlbau/Holzbau Wasserbau, Wasserwirtschaft, Verkehrswegebau

Allgemeine Geologie Mineralogie/Petrographie Tektonik/Strukturgeologie

Hydrogeologie Regionale/Historische Geologie Quartärgeologie Georisiken

Bodenmechanik Grundbau Ingenieurgeologie

Geotechnik-Vertiefung, z. B. Felsmechanik Fels-/Tunnelbau Stoffmodelle Numerische Modellierung

Pflicht

Wahlpflicht

Summe

60 15

Projektarbeit und/oder Praktikum in der Geotechnik Abschlussarbeit in der Geotechnik oder Ingenieurgeologie Deponien/Altlasten/Abfallwirtschaft Umweltgeotechnik, Geothermie Technische Gesteinskunde Geophysik, Baugrunddynamik

*) ECTS = European Credit Transfer and Accumulation System (Leistungspunkte) Anmerkungen: – Die Pflichtfächer müssen jeweils einzeln nachgewiesen werden und insgesamt dem angegebenen ECTS-Mindestumfang entsprechen. – Von den aufgeführten Wahlpflichtfächern sind mindestens drei Fächer im erforderlichen ECTS-Umfang für Wahlpflichtfächer nachzuweisen. Fehlende ECTS in den Wahlpflichtfächern können durch einen entsprechend höheren ECTS-Umfang in den zugehörigen Pflichtfächern ausgeglichen werden. – Die Lehrinhalte der Ingenieurgeologie (u. a. Minerale und Gesteine, Benennen und Klassifizieren von Boden und Fels, Wasser im Boden, Baugrunduntersuchung, Gebirgsverhalten) können im Lehrfach Bodenmechanik enthalten sein.

Mindestumfang der Fort- und Weiterbildungsmaßnahmen beträgt 24 Zeiteinheiten je 45 Minuten über einen Zeitraum von 3 Jahren (nach Vorgaben einer noch zu verabschiedenden Fort- und Weiterbildungsordnung der DGGT.

4 4.1

Bezeichnung und Nachweis Bezeichnung

Auf Grundlage dieser Empfehlung wird die Berufsbezeichnung „Sachverständiger für Geotechnik, qualifiziert nach EASV der DGGT“ eingeführt, in Kurzform: „Sachverständiger für Geotechnik nach EASV“. Diese Berufsbezeichnung ist bei der Unterzeichnung Geotechnischer Berichte anzugeben. Soweit mehrere Sachbearbeiter an einem Geotechnischen Bericht beteiligt sind, muss der federführende Bearbeiter die EASV-Bedingungen erfüllen.

Tabelle 3. Anforderungen an die Berufserfahrung des Sachverständigen für Geotechnik Table 3. Requirements of professional work experience for experts for geotechnical engineering Akademischer Grad Dipl.-Ing. Master (M. Sc., M. Eng.) Dipl.-Geol. Dipl.-Ing. (FH)

Bachelor

4.2

Berufserfahrung

Geotechnische Kategorie

2 Jahre

GK 2

5 Jahre

GK 3

3 Jahre

GK 2

5 Jahre

GK 3

4 Jahre

GK 2

7 Jahre

GK 3

Nachweis

Der „Sachverständige für Geotechnik nach EASV“ hat seine Sachkunde und Erfahrung nachzuweisen. Zum Nachweis sind folgende Mindestangaben erforderlich:

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(1) Name, Vorname, Titel (2) Geschäftsadresse (3) Nachweis der Sachkunde durch Hochschulstudium (Ziff. 2.1) (4) Nachweis der Sachkunde durch Berufserfahrung anhand von Referenzprojekten (Ziff. 2.2) (5) Nachweise Fort- und Weiterbildung (Ziff. 2.3) Projektbezogen müssen die organisatorischen Möglichkeiten für die fachgerechte Erledigung der beabsichtigten Aufgaben vorhanden und die Haftung geregelt sein. Der Sachverständige hat auf der Grundlage dieser Empfehlung seine Sachkunde und berufliche Erfahrung eigenverantwortlich, im Streitfall ggf. auch vor Gericht, nachzuweisen. Die Nachweise können u. a. auch im Rahmen von Angeboten geotechnischer Leistungen vorgelegt werden.

Beiblatt EASV: Arbeitsgebiet der Sachverständigen für Geotechnik (informativ) A.1 Aufgabenstellung in der Geotechnik Das Arbeitsgebiet der Geotechnik ist sehr weit gefächert und befasst sich mit allen Fragen des Baugrunds. Bauwerke aller Art, insbesondere Wohnhäuser, Schulen, Krankenhäuser, Geschäfts- und Wirtschaftsgebäude, Industrieanlagen, Hochhäuser und Türme mit einer Höhe bis zu mehreren hundert Metern werden auf dem Baugrund errichtet. Die gesamte Infrastruktur, Straßen, Eisenbahnen, Flughäfen, Schifffahrtswege, Häfen, Hochwasserschutz- und Küstenschutzbauwerke, Tunnel, Kavernen, Staumauern, Talsperren, Wasser- und Energieleitungen, Abwasserbehandlungsanlagen, Abfalldeponien und sonstige Bauwerke beanspruchen den Baugrund oder werden von diesem beeinflusst. Natürlich bedingt oder aus früherer Nutzung kann der Baugrund mit Schadstoffen belastet sein und somit Risiken für die Umwelt beinhalten; die Sanierung kontaminierten Baugrunds kann im Einzelfall eine anspruchsvolle Aufgabe sein. Baugrund und Grundwasser müssen als beschränkt zur Verfügung stehende Güter verstanden und vor Verunreinigungen geschützt werden. Der Baugrund spielt auch eine wichtige Rolle als Grundwasserspeicher sowie für die geothermische Nutzung. Seine Nutzung geschieht in Abwägung möglicher weiterer Interessen (z. B. Gewinnung von Bodenschätzen). Die Sicherheit baulicher Anlagen und der Infrastruktur vor Schäden infolge von Erdbeben, Hangbewegungen, Bergsenkungen, Hebungen, Auslaugungen, Überflutung und sonstigen Naturereignissen ist weitgehend von der Baugrundsituation abhängig. Diese Beispiele verdeutlichen, dass der Baugrund im wahrsten Sinne des Wortes eine wesentliche Grundlage für das Leben der Gesellschaft ist. Daraus ergibt sich für die mit dem Baugrund befassten – auf dem Gebiet der Geotechnik tätigen – Sachverständigen eine besondere Verantwortung gegenüber der Gesellschaft sowohl im Hinblick auf die öffentliche Sicherheit als auch im volkswirtschaftlich sorgfältigen Umgang mit natürlichen Ressourcen. Bei der Vielfalt der Aspekte, unter welchen der Baugrund zu betrachten ist, ist es für den Einzelnen kaum noch möglich, für das gesamte Gebiet der Geotechnik um-

fassende Fachkompetenz zu besitzen. Insbesondere bei komplexen geotechnischen Aufgabenstellungen ist eine interdisziplinäre Zusammenarbeit von Fachleuten aus verschiedenen Fachgebieten erforderlich, vornehmlich von Ingenieuren und Geowissenschaftlern. Von allen in der Geotechnik tätigen Fachleuten werden einwandfreie Beiträge auf den Arbeitsgebieten erwartet, für die sie aufgrund ihrer Sachkunde und Erfahrung kompetent sind. Einzelne technische Aufgabenstellungen bedingen sehr konkrete Anforderungen an den mit der Lösung betrauten Sachverständigen. Zum Schutz vor mangelhaften Leistungen bei geotechnischen Ingenieuraufgaben sind die Kenntnis der persönlichen Kompetenz und die Beachtung der Kompetenzgrenzen des für die Aufgabe verantwortlichen Sachverständigen erforderlich.

A.2 Historische Entwicklung Die konsequente Anwendung geotechnischer Erkenntnisse im Bauwesen dokumentiert sich schon 1925/1926 in den Regelungen der RVO (Reichsverdingungsordnung) und auch in der seit den 1950er Jahren rasch fortschreitenden Entwicklung der entsprechenden DIN-Bestimmungen und Richtlinien. Diese werden von Anfang an in den Arbeitskreisen der DGGT (seinerzeit DGEG) und den parallel arbeitenden Fachnormenausschüssen als fachliche Verbindung zwischen DGGT und DIN ehrenamtlich erarbeitet und fortgeschrieben. Im Vorschriftenband Grundbautaschenbuch II, Ausgabe 1955 [5], sind die zu jener Zeit wesentlichen DINNormen 4020, 4021, 4022, 1054, 1055 enthalten und zur fachlichen Qualifikation 21 „Anerkannte Institute für Baugrundfragen“ nach DIN 1054 (Ausgabe 1953) entsprechend den Länderzulassungen aufgeführt. Persönliche fachliche Anforderungen an Baugrundgutachter sind im Regelwerk 1955 nicht definiert und wurden bei den aufgeführten Fachinstituten als selbstverständlich vorausgesetzt. Nach dem fortgeschriebenen Verzeichnis der „Anerkannten Grundbauinstitute“ in der 3. Auflage des Grundbautaschenbuchs 1975, Band II [6] war die Anzahl der Institute auf 51 angewachsen und für jedes Institut ein „für die Prüfungen verantwortlicher Fachmann“ entsprechend den bauaufsichtlichen Länderzulassungen persönlich benannt. Im Einführungserlass zur DIN 1054 von 1969 ist festgelegt, dass in schwierigen Fällen des Entwurfs und der Berechnung „in Grundbau und Bodenmechanik erfahrene Sachverständige“ hinzugezogen und für schwierige Gründungen nur Unternehmen mit der Ausführung beauftragt werden, die über „besondere Sachkenntnis und Erfahrungen im Grundbau verfügen“. In der Ausgabe der DIN 1054 von 1976 waren weiterhin keine über die fachlichen Anforderungen des Einführungserlasses hinausgehenden Anforderungen an den persönlichen Nachweis der geotechnischen Qualifikation angegeben. Seit den Ausgaben der DIN 4020 von 1990 und 2003 sowie erstmals in der DIN 1054 von 2005 werden die fachlichen Anforderungen an Sachverständige für Geotechnik für die neu eingeführten „Geotechnischen Kategorien GK 1 bis GK 3“ dahingehend beschrieben, dass der Sachverständige „fachkundig und erfahren auf dem Gebiet der

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Geotechnik“ sein muss und für die Geotechnische Kategorie GK 3 vertiefte Kenntnisse und Erfahrungen auf den entsprechenden Teilgebieten besitzen muss. In DIN 4020:2010-12 lautet die Definition für den Sachverständigen für Geotechnik: „Sonderfachmann oder Fachplaner mit Sachkunde und Erfahrung auf dem Gebiet der Geotechnik“. Diese Forderung lässt jedoch offen, wie die erforderliche „Sachkunde und Erfahrung“, d. h. Kompetenz, erreicht und nachgewiesen wird. Bisher sind nach wie vor keine vom verantwortlichen Sachverständigen für Geotechnik zu erfüllenden Anforderungen im Hinblick auf das Berufsbild und den Ausbildungsgang vorgegeben, die nach DIN EN 1997 (Teil 1 und Teil 2, Ziffer 1.3 (2)) sowie nach DIN 4020 und DIN 1054 vorausgesetzt werden müssen. International war die Entwicklung in den 60er und 70er Jahren des 20. Jahrhunderts durch eine Differenzierung der wissenschaftlichen Baugrunddisziplinen gekennzeichnet. Diese führte im Jahre 1962 zur Gründung der Internationalen Gesellschaft für Felsmechanik ISRM und der International Association for Engineering Geology and the Environment 1970. Im nationalen Rahmen fand diese Differenzierung ihre Entsprechung in der Formierung von Fachsektionen innerhalb der DGEG und im Jahre 1993 zu einer Umbenennung der Deutschen Gesellschaft für Erd- und Grundbau e.V. (DGEG) in Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT). Vor dem Hintergrund dieser Entwicklung ist es aus Sicht der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT) – seit mehr als 60 Jahren als anerkannter fachwissenschaftlicher Verein für die Fortschritte in der geotechnischen Normung maßgebend – erforderlich, das persönliche Anforderungsprofil für den Sachverständigen für Geotechnik im Rahmen dieser Empfehlung zu definieren. Der jetzt erreichte Stand der europäischen Normung und deren nationale Ergänzung gemäß DIN 4020:2010-12 und DIN 1054:2010-12 ist dabei den fachlichen Voraussetzungen dieser Empfehlung zugrunde zu legen. In der derzeitigen Situation können die im Sinne der Normen DIN EN 1997, DIN 1054 und DIN 4020 auf dem Gebiet der Geotechnik tätigen Personen ohne speziellen Nachweis der Sachkunde und Erfahrung Standsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnachweise sowie Geotechnische Berichte und geotechnische Fachplanungen ausführen. Zurzeit werden in der Praxis für Architektur- und Ingenieurprojekte aller Größenordnungen Vergleichsangebote für geotechnische Untersuchungen, Fachplanungen, Berichte und Gutachten eingeholt. Für geotechnisch nicht bewanderte Planer und Bauherrn ist jedoch vielfach eine gewichtete Überprüfung der fachlichen Qualifikation des Bieters und dessen Angebotes nicht möglich. Die Auftragsvergabe an einen nicht ausreichend qualifizierten Sachverständigen für Geotechnik kann gravierende Risiken sowie Kostennachteile beim Bau und Betrieb der baulichen Anlage und damit Gefahrenpotenziale und wirtschaftliche Risiken zur Folge haben. Im letzten Jahrzehnt hat sich entgegen der Weiterentwicklung des von der DGGT bewirkten geotechnischen Fortschritts die Lücke zwischen qualifizierten Ange-

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boten für geotechnische Ingenieurleistungen und nicht ausreichend qualifizierten, risikobehafteten Angeboten zunehmend geöffnet. Es ist somit geboten, das geotechnische Berufsbild im Sinne der Anforderungen gemäß DIN EN 1997, DIN 1054 und DIN 4020 für den Erwerb von „Sachkunde und Erfahrung“ zu definieren und daraus Mindestanforderungen für die Erstellung Geotechnischer Berichte abzuleiten sowie für die Berufstätigkeit zu ordnen. Es ist dringend notwendig geworden, entsprechend der verantwortlichen Beteiligung der Geotechnik an den Grundlagen der Entwurfsplanung, der Standsicherheitsund Gebrauchstauglichkeitsnachweise nach DIN 1054 die entsprechenden Anforderungen sowohl für die derzeit Berufstätigen als auch für Studium und Praxis der künftigen Berufswege in der Geotechnik zu beschreiben. Inzwischen sind im Anschluss an die 7. Auflage des Grundbautaschenbuchs die Bände 1: Allgemeine Regeln und 2: Erkundung und Untersuchung des Handbuchs Eurocode 7: Normenhandbuch Eurocodes, Geotechnische Bemessung erschienen, die vom Sachverständigen für Geotechnik mit zu beachten sind.

A.3 Weitere Sachverständige in der Geotechnik A.3.1 Fachplaner für Geotechnik Aufgaben und Funktion eines Fachplaners sind in der Musterbauordnung (MBO) festgelegt. Laut § 54(2) MBO ist er heranzuziehen, wenn ein Entwurfsverfasser auf einzelnen Fachgebieten nicht die erforderliche Sachkunde und Erfahrung hat. Ein „Fachplaner für Geotechnik“ ist in der MBO nicht explizit erwähnt, wohl aber in DIN 1054:2010-12. Insgesamt werden in der MBO geotechnische Belange nicht unmittelbar berücksichtigt. Es ist vorgeschrieben, dass „jede bauliche Anlage im Ganzen und in ihren einzelnen Teilen für sich allein standsicher sein muss“, womit auch der Baugrund der baulichen Anlage selbst (und nicht nur der von Nachbargrundstücken; § 12(1) MBO) als subsumiert zu verstehen ist. Der Fachplaner für Geotechnik muss also die Sachkunde und Erfahrung eines Sachverständigen für Geotechnik aufweisen. Fachplaner sind für die von ihnen gefertigten Unterlagen, die sie zu unterzeichnen haben, verantwortlich. Sie sind damit Mitglieder im Planungsteam und ihre planerischen Leistungen sind im Sinne der HOAI anteilsmäßig zu bewerten. Für das ordnungsgemäße Ineinandergreifen aller Fachplanungen bleibt der Entwurfsverfasser (i. d. R. Architekten und Tragwerksplaner) verantwortlich.

A.3.2 Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau Seit 1999 werden in den anerkannten Grundbauinstituten persönlich verantwortliche Fachleute in einer von der Bundesingenieurkammer geführten Liste der „Sachverständigen für Erd- und Grundbau“ ausgewiesen. Durch die Muster-Verordnung über die Prüfingenieure und Prüfsachverständigen (M-PPVO) von 2006, zuletzt aktualisiert im September 2008, ist die Liste der „Sachverständigen für Erd- und Grundbau“ in das Verzeichnis der „Prüfsachverständigen für Erd- und Grundbau“ überführt und damit in das System der MBO integriert worden. Diese Fachleute,

AK 2.11 der Fachsektion „Erd- und Grundbau“ · EASV Sachverständige für Geotechnik: Anforderungen an Sachkunde und Erfahrung

deren Kompetenz von einem Beirat der Bundesingenieurkammer geprüft und festgestellt wird, stehen zur Unterstützung der baustatischen Prüfstellen und Prüfingenieure nach Bauordnungsrecht der Länder bedarfsweise zur Verfügung. Prüfsachverständige sichern damit das Vieraugenprinzip. Sie sind automatisch auch Sachverständige für Geotechnik im Sinne dieser Empfehlung. Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau prüfen und bescheinigen im Auftrag des Bauherrn oder des sonstigen nach Bauordnungsrecht Verantwortlichen die Einhaltung bauordnungsrechtlicher Anforderungen, soweit dies in der MBO oder in Vorschriften aufgrund der MBO vorgesehen ist; sie nehmen keine hoheitlichen bauaufsichtlichen Prüfaufgaben wahr (M-PPVO: 2008-09, § 2(2)). Sie prüfen und bescheinigen insbesondere die Vollständigkeit und Richtigkeit der Angaben über den Baugrund hinsichtlich Stoffbestand, Struktur und geologischer Einflüsse, dessen Tragfähigkeit und die getroffenen Annahmen zur Gründung oder Einbettung der baulichen Anlage (M-PPVO: 2008-09, § 25). Als Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau können nur Personen anerkannt werden, die als Absolventen der Studiengänge Bauingenieurwesen, Geotechnik oder eines Studiengangs mit Schwerpunkt Ingenieurgeologie ein Studium an einer deutschen Hochschule oder ein gleichwertiges Studium an einer ausländischen Hochschule abgeschlossen haben (M-PPVO: 2008-09, § 23(1)1).

A.3.3 Öffentlich bestellte und vereidigte (ö.b.u.v.) Sachverständige Nach § 36 der Gewerbeordnung werden von den Industrie- und Handelskammern Sachverständige für spezielle Teilgebiete der Geotechnik öffentlich bestellt und vereidigt. Diese Sachverständigen auf dem Gebiet der Geotechnik, die von Gerichten, Behörden und der Öffentlichkeit zur Beantwortung spezieller geotechnischer Fragestellungen beauftragt werden können, verfügen auf dem bestellten Fachgebiet über besondere Sachkunde und Glaubwürdigkeit. Ihre fachliche Kompetenz wird durch den Sachverständigen-Fachausschuss „Erdbau, Grundbau, Felsbau“ geprüft und überwacht. Der Fachausschuss wird von der IHK Nürnberg für Mittelfranken für die deutschen Industrie- und Handelskammern organisiert. Auch Ingenieurkammern der Länder bestellen ö.b.u.v. Sachverständige im Bereich Geotechnik.

A.3.4 EBA Sachverständige Für Baumaßnahmen im Eisenbahnbau werden vom Eisenbahn-Bundesamt (EBA) Sachverständige für Geotechnik mit entsprechender Erfahrung im Eisenbahnbau nach einem besonderen Prüfverfahren als „Gutachter/Prüfer in Verwaltungsverfahren mit dem EBA“ anerkannt.

[2] Heiermann, W.: Planung und Ausführung aus juristischer Sicht. In: Hettler, A.: Gründung von Hochbauten, Abschnitt 1.2. Berlin: Ernst & Sohn, 1999. [3] Standards 2010: Akkreditierung und Qualitätssicherung zeitgemäßer Studiengänge des Bauingenieurwesens an deutschen Hochschulen. Empfehlungen des Akkreditierungsverbunds für Studiengänge des Bauwesens (ASBau) e.V. Berlin, 2010 (www.asbau.org/dl/standards.pdf). [4] Curriculare Mindestanforderungen an die universitäre Ingenieurausbildung – 1. Empfehlung des AK 4.3 der DGGT „Ausund Weiterbildung in der Ingenieurgeologie“. Geotechnik 29 (2006), H. 1, S. 61. [5] Smoltczyk, U. (Hrsg.): Grundbautaschenbuch, Band II: Normen und Richtlinien. Berlin: Ernst & Sohn, 1975. [6] Smoltczyk, U. (Hrsg.): Grundbautaschenbuch, Band II: Bestimmungen und Richtlinien. Berlin: Ernst & Sohn, 1955. Mitwirkende am Entwurf Prof. Dr.-Ing. Helmut Bock

Prof. Dr. jur. Klaus Englert

Dr.-Ing. Claus Erichsen

Dr.-Ing. Erwin Gartung

Prof. Dr. Jörg Gründer

Dipl.–Ing. Uwe Heinze Dr.-Ing. Markus Herten Dr.-Ing. Jens Karstedt Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach

Dipl.-Ing. Hermann K. Neff

Dipl.-Ing. Thomas Nendza Dr.-Ing. Franz-Reinhard Ruppert

Dr.-Ing. Bernd Schuppener Prof. Dr.-Ing. habil. Reinhard

Dipl.-Ing. Ulrich Sieler

Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann Prof. Dr. habil. Kurosch Thuro

Literatur Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt

[1] Ziegler, M.: Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. In: Witt, K.-J. (Hrsg.): Grundbautaschenbuch, Teil 1, Abschnitt 1.1. Berlin: Ernst & Sohn, 2008.

Leiter Fachsektion Ingenieurgeologie der DGGT und DGG, 2001-2008 Q+S Consult, Bad Bentheim Fachanwalt im CBTR Centrum für Deutsches und Internationales Baugrundund Tiefbaurecht, Schrobenhausen Leiter Fachsektion Felsmechanik DGGT, Vizepräsident der ISRM, WBI Prof. Dr.Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau, Aachen vormals Vorsitzender des Fachausschusses „Erdbau, Grundbau, Felsbau“, IHK Sachverständigenwesen, Nürnberg Beratender Ingenieurgeologe, Geotechnisches Institut Prof. Dr. Gründer GbR, Pyrbaum ETN Erdbaulaboratorium Tropp-Neff u. Partner, Hungen Obmann AK 2.11 Bundesanstalt für Wasserbau, Karlsruhe Präsident der Baukammer Berlin Leiter Fachsektion Deponie und Altlasten DGGT; Obmann Beirat für „Prüfsachverständige für den Erd- und Grundbau“ Darmstadt 2007-2012 Obmann AK 2.11, Sachverständiger für Geotechnik ETN, Erdbaulaboratorium Tropp-Neff u. Partner, Hungen Beratender Ingenieur, ELE, Erdbaulaboratorium Essen vormals Obmann Normen-Ausschuss DIN 4020, Sachverständiger für Geotechnik, Braunschweig Obmann AK 1.5 Sicherheit im Erd- und Grundbau Stellvertretender Obmann AK 2.11 Schwerter Fakultät Bauwesen, Hochschule Zittau/Görlitz, Zittau Prüfsachverständiger für Erd- und Grundbau, Vorsitzender des Fachausschusses „Erdbau, Grundbau, Felsbau“ bei der IHK Nürnberg für Mittelfranken, IHK Sachverständigenwesen, Nürnberg Keller Holding GmbH, Offenbach Lehrstuhl für Ingenieurgeologie, Technische Universität München, Mitglied des Vorstandes Fachsektion Ingenieurgeologie der DGGT & DGG Technische Universität München, Zentrum Geotechnik, Leiter DGGT-Fachsektion Erd- und Grundbau

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DGGT-Mitteilungen

DGGT-Mitteilungen 10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 in Berlin Die 10. ICG – 10th International Conference on Geosynthetics (21. bis 25. September 2014) wird von der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik und dem German Chapter der IGS International Geosynthetics Society in Verbindung mit der 33. Baugrundtagung (23. bis 26. September 2014) der DGGT im Estrel Convention Center in Berlin durchgeführt. Call for Papers der 33. Baugrundtagung Ab sofort können Abstracts zu folgenden Themenschwerpunkten der 33. Baugrundtagung 2014 eingereicht werden: – – – – – – –

Bodenmechanik Infrastruktur Tunnelbau Spezialtiefbau Erd- und Grundbau Geotechnik und Naturgefahren Regenerative Energien und Energieeffizienz – Beobachtungsmethode und Qualitätssicherung in der Geotechnik

Titelfoto: Estrel Convention Center Berlin (Quelle: Estrel Berlin (Fotograf: Manuel Frauendorf)), Berliner Bär (Quelle: Senatsverwaltung für Inneres und Sport des Landes Berlin)

Kurzfassungen von Vortragsvorschlägen für die Hauptvortragsveranstaltung werden mit einem Umfang von maximal 1 DIN A4-Seite bis zum 22. November

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Estrel Convention Center in Berlin: Tagungsort der 33. Baugrundtagung und der 10. ICG in 2014 (Foto: Estrel Berlin)

2013 an die Geschäftsstelle der DGGT erbeten (E-Mail: i.piechottka@dggt.de). Längere Kurzfassungen werden nicht berücksichtigt. Kurzfassungen für die Spezialsitzung „Forum für junge Geotechnik-Ingenieure“ (maximal 1 DIN A4-Seite) können ebenfalls bis zum 22. November 2013 bei der DGGT eingereicht werden (E-Mail: i.piechottka@dggt.de). Auch hier werden längere Kurzfassungen nicht berücksichtigt. Alle Einsender von Kurzfassungen erhalten eine Eingangsbestätigung ihrer Vortragsanmeldung. Die Ankündigung der 33. Baugrundtagung ist der vorliegenden Ausgabe der geotechnik beigefügt. Call for Papers der 10. ICG Bulletin 1 mit Call for Papers der 10th International Conference on Geosynthetics (10. ICG) ist im Mai 2012 erschienen. Kurzfassungen von Vortragsbeiträgen können bis zum 15. Mai 2013 über die Konferenzwebsite www.10icg-berlin.com zu folgenden Themen eingereicht werden (bitte beachten Sie, dass die Einreichung für die 10. ICG nur online möglich ist): – Green Engineering, Sustainability and Durability with Geosynthetics; – Use of Geosynthetics for Renewable Energy; – Mining, Waste Management, Contaminated Sites and Environmental Protection; – Roads, Railways and other Transportation Applications; – Reinforcement in Walls, Slopes, Embankments and Base Courses; – Flood Control, Levee and Canals, Dams, Reservoirs and other Hydraulic Applications;

Bulletin 1 der 10th ICG International Conference on Geosynthetics (Quelle: DGGT)

– Drainage and Filtration Properties of Geosynthetics; – Geomembrane and Geosynthetic Clay Liner Barrier Systems; – Case Histories and Innovative Uses of Geosynthetics; – Quality Control, Quality Assurance and Accreditation; – On-site Installation Technologies and Monitoring Programs; – Soil-Geosynthetic Interaction and Large-Scale Performance Testing; – Design Approaches; – Regulations and Recommendations; – Looking to the Future with New Geosynthetic Products.

DGGT-Mitteilungen Gemeinsame Fachausstellung von 10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 Da die 33. Baugrundtagung in direkter Verbindung mit der 10th International Conference on Geosynthetics stattfinden wird, ist eine gemeinsame Fachausstellung beider Veranstaltungen vorgesehen. Diese wird von der INTERPLAN AG, Hamburg, selbstständig organisiert und durchgeführt (Ansprechpartnerin: Frau Sandra Rudolph, Projektleiterin Ausstellung, Tel.: (040) 32 50 92 40, E-Mail: s.rudolph@interplan.de). Auf der Website der 10. ICG (www.10icg-berlin.com) und auf der Website der Baugrundtagung (www.baugrundtagung.com) erhalten Sie alle wichtigen Informationen über die Teilnahme an der 10. ICG sowie an der 33. Baugrundtagung 2014 und der begleitenden Fachausstellung. Die Reservierung von Ausstellungsflächen wird ab Sommer 2013 möglich sein. Verlängerte Ausstellungszeit Aufgrund der gemeinsamen Durchführung beider Tagungen wird die Fachausstellung voraussichtlich 4,5 Tage geöffnet sein (21. bis 25. September 2014, Sonntagabend bis Donnerstag) und nicht wie bei den sonstigen Baugrundtagungen 2 Tage.

Fachsektion Felsmechanik Wahl der Fachsektionsleitung Die schriftliche Wahl der Leitung der Fachsektion „Felsmechanik“ für die Amtsperiode 2013 bis 2016 fand im vierten Quartal 2012 statt. Als Leiter wurde Dr.-Ing. Claus Erichsen, als 1. Stellvertreter Prof. Dr.-Ing. Lutz Wichter, als 2. Stellvertreter Univ.-Prof. Dr.-Ing. Conrad Boley und als 3. Stellvertreter Dipl.-Ing. Thomas Hecht wiedergewählt.

geologie mit dem „Forum für junge Ingenieurgeologen“ (am 13. März) in der TU München durch. Partner der Tagung sind die Fachsektion Ingenieurgeologie der Österreichischen Geologischen Gesellschaft/der Österreichischen Gesellschaft für Geomechanik FI-ÖGG, die Schweizerische Fachgruppe Ingenieurgeologie SFIG-GSGI sowie das Bayerische Landesamt für Umwelt. Das „Forum für junge Ingenieurgeologen“ bietet dem ingenieurgeologischen und geotechnischen Nachwuchs die Möglichkeit, seine Diplom-, Bachelor-, Master- und Promotionsarbeiten vorzustellen. Die drei besten Vorträge werden prämiert. Der beste Vortrag wird zugleich der Eröffnungsvortrag der Hauptveranstaltung sein. Der erste Preisträger wird die Fachsektion Ingenieurgeologie auf dem „Forum for Young Engineering Geologists“ des IAEG XII Congress 2014 in Turin, Italien, vertreten. Die 19. Tagung für Ingenieurgeologie wird neue wissenschaftliche Erkenntnisse und praktische Erfahrungen in der Ingenieurgeologie, der Geotechnik und den benachbarten Fachgebieten vorstellen und diskutieren. Die Tagungsthemen lauten: – Hangbewegungen im alpinen und außeralpinen Raum; – Tunnelbau im alpinen und außeralpinen Raum; – Oberflächennahe und tiefe Geothermie; – Natursteine, historische Bauwerke und ihr Baugrund; – Freie Themen. Am 13. März 2013 findet die Mitgliederversammlung der Fachsektion statt. Weitere Informationen zur Tagung: http://www.eng.geo.tum.de/tagungingenieurgeologie-2013/

Fachsektion Umweltgeotechnik Fachsektion Ingenieurgeologie Wahl der Fachsektionsleitung Die schriftliche Wahl der Leitung der Fachsektion „Ingenieurgeologie“ für die Amtsperiode 2013 bis 2016 fand ebenfalls im vierten Quartal 2012 statt. Als Leiter wurde Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Dr. h. c. Rafig Azzam, als 1. Stellvertreter Univ.-Prof. Dr. habil. Kurosch Thuro und als 2. Stellvertreter Dr.-Ing. Christian Wawrzyniak gewählt.

19. Tagung für Ingenieurgeologie in München Die Fachsektion Ingenieurgeologie der DGGT und DGG führt vom 13. bis 16. März 2013 die 19. Tagung für Ingenieur-

6. Symposium Umweltgeotechnik 2013 in Freiberg (Sachsen) Das 6. Symposium Umweltgeotechnik der Fachsektion „Umweltgeotechnik“ findet gemeinsam mit dem 7. Freiberger Geotechnik-Kolloquium am 13. und 14. Juni 2013 in Freiberg/Sachsen statt. Die Veranstaltung widmet sich dem Thema „Ressourcen & Geotechnik“. Folgende Themenschwerpunkte sind vorgesehen: – Bergbauliche Geotechnik; – Umweltgeotechnik – Theorie + Praxis; – Theoretische Bodenmechanik/Numerik in der Geotechnik; – Ressourcen/Geothermie/Fläche; – Baupraxis – Geotechnik und mehr.

Kontakt: Univ.-Prof. Dr.-Ing. Herbert Klapperich, TU Bergakademie Freiberg, Institut für Geotechnik, Gustav-Zeuner Str. 1, 09596 Freiberg, E-Mail: Herbert.Klapperich@ifgt.tu-freiberg.de

1. Deutsche Bodenmechanik-Tagung Unter der Schirmherrschaft der DGGT findet am 7. Mai 2013 in Bochum die erste deutschlandweite BodenmechanikTagung statt. Veranstalter ist der Lehrstuhl für Grundbau, Boden- und Felsmechanik der Ruhr-Universität-Bochum in Kooperation mit dem Lehrstuhl Baugrund-Grundbau der TU Dortmund. Die Tagung versteht sich als Auftaktveranstaltung, der in regelmäßigen Abständen weitere Tagungen folgen sollen. Ziel ist es, der deutschen Bodenmechanik in ihrer Vielfalt ein Forum zu schaffen, welches dem fachlichen Austausch und der Diskussion aktueller Fragestellungen dient. Die Tagungsthemen lauten: – Weiche Böden und Konsolidation; – Grenzzustand der Tragfähigkeit; – Grenzzustände bei zyklischer Belastung. Kontakt: Dr.-Ing. Yvonne Lins und Dipl.-Ing. Nina Müthing, Ruhr-Universität Bochum, Fakultät für Bau- und Umweltingenieurwissenschaften, Lehrstuhl für Grundbau, Boden- und Felsmechanik, Tel.: 0234/32 26135, Fax: 0234/32 14236, E-Mail: bi-gbf@rub.de Information und Anmeldung demnächst möglich unter: www.gbf.rub.de/bodenmechaniktagung2013.html

Aktivitäten der DGGT zur Nachwuchsförderung Arbeitsgruppe für junge Mitglieder in der DGGT zu Besuch bei der jungen HTG Am 29. November 2012 war die Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ im Rahmen ihrer 8. Sitzung zu Besuch beim 4. Workshop der HTG „Die junge HTG – Vom Sprung ins kalte Wasser“ im Haus der Wissenschaft in Braunschweig. Auf der Veranstaltung folgten rund 160 Studenten sowie junge und erfahrene Ingenieure aus ganz Deutschland den spannenden Vorträgen ihrer „Kollegen aus der Praxis“ und nutzten die Möglichkeit zur Diskussion von typischen Herausforderungen des Berufseinstiegs. Ziel des Besuchs war ein Blick über den Tellerrand der Arbeitsgruppe, um zu sehen, wie der DGGT nahestehende Gesellschaften junge Mitglieder einbinden und gewinnen. Der Kontakt zur jungen HTG wurde durch den Vor-

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DGGT-Mitteilungen

4. Workshop der HTG „Die junge HTG – Vom Sprung ins kalte Wasser“ (Fotos: HTG)

sitzenden der DGGT, Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten, hergestellt und durch die Verknüpfung des Workshops mit der Sitzung der Arbeitsgruppe konnte ein gegenseitiger Erfahrungsaustausch über die Thematik der Nachwuchsförderung stattfinden. Erkenntnisse waren, dass jüngere Mitglieder durchaus den Sinn einer Mitgliedschaft in einer Organisation wie der HTG oder der DGGT sehen und sich auch dort engagieren, diese Angebote aber auch zu ihren derzeitigen Interessen und Bedürfnissen passen müssen. Die hervorragend organisierte und mit sehr guten Referenten besetzte Veranstaltung erfüllte die Erwartungen, was an der großen Resonanz zu sehen war. Weiterhin auffallend war der hohe Anteil junger Ingenieure aus Unternehmen und Behörden, die an der Veranstaltung teilnahmen. Besonders hier sieht die Arbeitsgruppe mittelfristig ein Feld, dem sie sich stärker zuwenden muss; die DGGT muss sich Gedanken darüber machen, wie sie ihr Angebot für junge Ingenieurinnen und Ingenieure verbessern und diese stärker in unsere Gesellschaft einbinden kann. Die Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“ geht auf eine Initiative von Prof. Heerten zurück und besteht seit 2009. Junge Mitglieder aus den unterschiedlichen Fachbereichen der Geotechnik entwickeln und diskutieren in diesem Rahmen mit Mitgliedern des Vorstandes und der Geschäftsführung der DGGT Maßnahmen, die die Gewinnung und Einbindung junger Mitglieder in die DGGT verbessern sollen. Als eine erste Maßnahme wurde die Internetseite www.junge-geotechniker.de eingeführt, um Informationen für junge Mitglieder bereitzustellen. Zudem wurde eine regional untergliederte Kommunikationsplattform aufgebaut, die sich aus den Regionalbeauftragten der Arbeitsgruppe einerseits und anderseits aus jungen DGGT-Mitgliedern, den Lehrstühlen und Instituten für Geotechnik und Ingenieurgeologie sowie den Außerordentlichen Mitgliedern (Firmen) der DGGT zusammensetzt. Diese Kommunikationsplattform soll dazu dienen, den In-

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formationsfluss und die Organisation der Zusammenarbeit zwischen jungen DGGT-Mitgliedern, Universitäten und Fachhochschulen sowie den Außerordentlichen Mitgliedern (Firmen) der DGGT zu erleichtern. Beispielsweise können so Informationen zu interessanten Veranstaltungen, mögliche Exkursionsziele (Baustellen), Abschlussarbeiten, Stellengesuche und weitere, für junge Mitglieder relevante Themen schnell und zielgerichtet ausgetauscht werden. Die im Rahmen der Baugrundtagungen stattfindende Informelle Zusammenkunft der jungen Geotechnik-Ingenieure wurde zu einer Kommunikationsbörse für den wissenschaftlichen Nachwuchs erweitert, bei der Studierende und junge Ingenieure die Möglichkeit zum geselligen Austausch und zum Knüpfen von Kontakten untereinander und mit vor Ort anwesenden Vertretern der Außerordentlichen Mitglieder haben. Zudem wurde die Möglichkeit zur vergünstigten Anreise und Teilnahme von Studierenden und z. T. von jungen Ingenieuren zu Tagungen zusammen mit Vorstand und Geschäftsführung der DGGT bei verschiedenen Veranstaltungen bereits umgesetzt. Zukünftig ist auch ein Thema, neben organisatorischen auch verstärkt inhaltliche Impulse zu entwickeln, um für junge Mitglieder noch attraktiver zu werden. So ist 2013 erstmalig geplant, einen Baustellentag der DGGT in den einzelnen Regionen durchzuführen, bei dem Baustellen mit überregionaler Bedeutung von jungen und „alten“ Mitgliedern der DGGT besucht werden und auf dem neben dem fachlichen Austausch auch die Möglichkeit zum Knüpfen von Kontakten besteht. Zusammenfassend haben wir, als Mitglieder der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“, immer mehr den Eindruck, dass sich über unterschiedliche Ausbildungs- und Berufsphasen hinweg die Interessen und Bedürfnisse der Mitglieder unterscheiden und dies bei der Einbindung und Unterstützung der Mitglieder im Auge behalten werden muss. Hier liegt auch die Möglichkeit für die Mitglieder, den Unterschied und Wert einer Mitglied-

schaft zu jeder Phase erfahrbar zu machen. Dr. Tómas Fernández-Steeger, Vertreter der jungen Ingenieurgeologen in der Arbeitsgruppe „Entwicklungsplattform zur Förderung junger Mitglieder in der DGGT“

ISSMGE International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering 18. ICSMGE 2013 in Paris Die 18th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (18. ICSMGE) findet vom 2. bis 5. September 2013 in Paris statt. Das Thema der Konferenz lautet: „Challenges and Innovations in Geotechnics“. Die DGGT hat am 22. Januar 2013 insgesamt 33 Langfassungen, die zuvor begutachtet wurden, termingerecht an das Organisationskommitee der 18. ICSMGE weitergeleitet. Drei der ursprünglich zur Einreichung vorgesehenen 36 Beiträge wurden von den Autoren zurückgezogen und konnten somit nicht weitergeleitet werden. Weitere Informationen: www.paris2013-icsmge.org Prof. Gens zum Vize-Präsidenten Europa gewählt Prof. Antonio Gens, Spanien, wurde im Dezember 2012 zum neuen ISSMGEVize-Präsidenten Europa für die Amtsperiode 2013 bis 2017 gewählt. Prof. Gens tritt am 6. September 2013 die Nachfolge von Prof. Ivan Vanicek, des derzeit noch amtierenden Vize-Präsidenten Europa, an. Terzaghi Oration Die nächste „Terzaghi Oration“ wird von Dr. Suzanne Lacasse, Norwegian Geotechnical Institute (NGI), Oslo, Norwegen, im Rahmen der „18th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering“ präsentiert. Die „Terzaghi Oration“ wurde im Jahr 1983 zu Ehren des ersten Präsidenten der ISSMGE, Prof. Karl von Terzaghi, ins Leben gerufen.

DGGT-Mitteilungen/Persönliches ISSMGE – Young Geotechnical Engineer Awards Die ISSMGE vergibt in diesem Jahr erstmals „Young Geotechnical Engineer Awards“. Mit diesen Awards sollen drei junge Mitglieder der ISSMGE ausgezeichnet werden, die mit ihrer wissenschaftlichen oder technischen Arbeit einen herausragenden Beitrag zur Weiterentwicklung der Geotechnik geleistet haben. Jede nationale Gesellschaft darf ein ISSMGE-Mitglied nominieren, das als Hauptautor einen Beitrag für die letzte Regional Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (XVth ECSMGE Athen 2011) oder die kommende International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering (18th ICSMGE Paris 2013) eingereicht hat. Die Nominierung erfolgt auf der Grundlage des eingereichten Beitrages. Es kommen ausschließlich Kandidaten in Frage, die am 31. Dezember 2013 nicht älter als 36 Jahre sind. Die Entscheidung darüber, wen die DGGT als Kandidaten nominiert, wird auf der nächsten Vorstandssitzung der DGGT fallen. ISSMGE Bulletin Das ISSMGE Bulletin (Ausgabe Dezember 2012) kann von der ISSMGE Website (www.issmge.org) abgerufen werden. Die genannte Ausgabe enthält u. a. einen Bericht von Prof. Paul Mayne, Chairman des TC 102 „Ground Property Characterization by In-Situ Tests“. Ein technischer Bericht widmet sich dem Thema „Protection of Personal Houses from Liquefaction Problems“. Außerdem enthält die Dezember-Ausgabe den 38. Bericht von Prof. JeanLouis Briaud nach 1.155 Tagen Amtszeit als Präsident der ISSMGE. Neuer Internetauftritt der ISSMGE Der Internetauftritt der ISSMGE wurde in den letzten beiden Jahren komplett überarbeitet und zum Jahresende 2012 fertiggestellt. Die neugestaltete Website kann wie gewohnt unter http://www.issmge.org aufgerufen werden. Neben neuem Layout und Design kann die Seite mit einer Reihe von Verbesserungen aufwarten. So können jetzt beispielsweise alle bisherigen ISSMGEWebinars online aufgerufen und als Video angeschaut werden.

ISRM International Society for Rock Mechanics

sellschaft im zurückliegenden Jahr und informiert zudem über Neuigkeiten. Die aktuelle Ausgabe des ISRM Newsletters sowie ältere Ausgaben können unter www.isrm.net abgerufen werden. ISRM Online Lectures Series Die ISRM ist im Februar 2013 mit einer „Online Lectures Series“ gestartet, die jährlich vier Vorträge aus verschiedenen Gebieten der Felsmechanik umfassen wird. Die „Online Lectures“ werden auf der ISRM-Website zu einem vorab bekannt gegebenen Termin und zu einer bestimmten Uhrzeit übertragen. In den nachfolgenden 48 Stunden können sich die Zuhörer via E-Mail mit Fragen zum Vortrag an den Referenten wenden. Der Vortrag verbleibt online, so dass er auch später abgerufen werden kann. Die erste „Online Lecture“ wurde am 19. Februar 2013 von Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. mont. Wulf Schubert, Leiter des Instituts für Felsmechanik und Tunnelbau der TU Graz, Österreich und Vorstandsvorsitzender der Österreichischen Gesellschaft für Geomechanik, zum Thema „50 years NATM – from a construction method to a system“ gehalten.

IAEG International Association for Engineering Geology and the Environment IAEG Newsletter Die November-Ausgabe 2012 des IAEG Newsletters kann von der Website der IAEG unter www.iaeg.info abgerufen werden. Sie berichtet u. a. über das Executive Committee Meeting und das Council Meeting der IAEG, die am 2. und 3. Juni 2012 in Banff, Kanada, stattfanden. BMVBS unterstützt Arbeiten der Initiative PraxisRegelnBau Das Bundesministerium für Verkehr, Bau und Stadtentwicklung (BMVBS) stellt für die Jahre 2012 bis 2014 aus der Forschungsinitiative ZukunftBau bis zu 600.000 Euro für die Arbeiten der Projektgruppen 1 „Sicherheitskonzept und Einwirkungen“, 2 „Betonbau“, 3 „Stahlbau“ und 6 „Geotechnik“ der Initiative Praxisgerechte Regelwerke im Bauwesen e.V. (kurz: PraxisRegelnBau) zur Verfügung. Die Forschungsanträge für die Arbeiten der Projektgruppen 4 „Holzbau“ und 5 „Mauerwerksbau“ befinden sich in Vorbereitung. Kirsten Laackmann

ISRM Newsletter In der Dezember-Ausgabe 2012 des ISRM Newsletters berichtet ISRM-Präsident Xia-Ting Feng in seiner „Neujahrsansprache“ über die Aktivitäten der Ge-

Persönliches In memoriam Hans Peter Dücker

Am 31. Januar 2013 verstarb Hafenbaudirektor a. D. Prof. Dr.-Ing. Hans Peter Dücker kurz vor Vollendung seines 65. Lebensjahres nach langer schwerer Krankheit. Der in der Hansestadt Lübeck geborene Hans Peter Dücker studierte Bauingenieurwesen an der TU Braunschweig, wo er auch promoviert wurde. Seit seiner Referendarausbildung im Jahre 1974 war er für das Amt Strom- und Hafenbau in Hamburg tätig. Nach sehr erfolgreicher Tätigkeit in wechselnden Bereichen wurde er 2003 zum Amtsleiter des Amtes Strom- und Hafenbau ernannt. Hafenbaudirektor Dr.-Ing. Dücker galt als ausgewiesener Fachmann für Hafen-, Bau-, Verkehrs- und Wirtschaftsfragen. Mit seinen Kenntnissen und vielfältigen Kontakten hat er zahlreiche zukunftsweisende Konzepte und Projekte realisiert und sich in herausragender Weise für die Vernetzung von Wirtschaft und Wissenschaft eingesetzt. Die Entwicklung innovativer Kaimauerbauweisen und -konstruktionen, die ausgleichende Betrachtung ökonomischer und ökologischer Aspekte bei Hafen- und Wasserstraßenprojekten – insbesondere bei der Elbe – und seine Mitwirkung bei der Bereitstellung der notwendigen Erweiterungsflächen für das Airbus-Werk in Hamburg-Finkenwerder sind wichtige Wegmarken seines beruflichen Wirkens. Als große Herausforderung hat Dr. Dücker 2005 die komplexe Überführung des Amtes für Strom- und Hafenbau zu einer privatwirtschaftlich handelnden Hafenverwaltung in die Hamburg Port Authority maßgebend gestaltet und umgesetzt. Die Mitarbeiter auf diesem ehrgeizigen Weg mitzunehmen, war eines seiner Hauptanliegen. Dr. Dücker hat mit seiner hohen ingenieurtechnischen Kompetenz und seinem leidenschaftlichen Engagement die Weichen für die Zukunft des Hamburger Hafens gestellt. Mit Prof. Dücker verliert unsere Fachwelt einen hoch geschätzten Fach-

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Persönliches/Tagungsberichte mann des Hafenbaus und der Hafenwirtschaft, der sich als langjähriger Vorsitzender der Hafentechnischen Gesellschaft e.V. (HTG) auch intensiv der Zusammenarbeit der Gesellschaften im technisch-wissenschaftlichen Bereich verpflichtet fühlte. Seine fachliche Heimat als Bauingenieur war der Hafenbau, aber auch in der Verkehrsplanung und Logistik sowie im Hochwasserschutz und in Umweltfragen wurden seine Meinung und sein Rat geschätzt. Untrennbar mit seinem Namen verbunden sind die engagierte Nachwuchsförderung durch die Wahrnehmung von Lehraufträgen an der TU Hamburg-Harburg, die ihn 2008 zum Professor ernannte, und die Förderung der „Jungen HTG“ zur Integration junger Nachwuchskräfte in die HTG. Besonders im Focus stand bei ihm auch die Zusammenarbeit mit der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT), die u. a. über die gemeinsamen Arbeitskreise „Ufereinfassungen“ (hier war Dr. Dücker über viele Jahre Mitglied), „Küstenschutzwerke“ und „Dichtungssysteme im Wasserbau“ fachlich eng mit der HTG verbunden ist. Die von Herrn Prof. Dücker in der HTG initiierte und gemeinsam mit der DGGT durchgeführte F+E-Initiative „Unsere Gewässer – Forschung tut Not“ war ihm ein sehr wichtiges Anliegen, das 2009 mit der Veröffentlichung des gemeinsam herausgebrachten Werkes „Unsere Gewässer – Forschungsbedarf aus Sicht der Praxis“ in der Forschungspolitik der Bundesrepublik Deutschland Beachtung und Würdigung fand. Prof. Dücker nahm, die Zusammenarbeit der Gesellschaften aktiv tragend, als Vertreter der HTG an DGGT-Vorstandssitzungen teil und war gern gesehener Gast auf DGGT-Baugrundtagungen. Wir trauern um einen hoch geschätzten, engagierten Fachkollegen und Förderer unserer technisch-wissenschaftlichen Gesellschaften. Unser Mitgefühl gilt seiner Familie.

Tagungsberichte 41. Geomechanik-Kolloquium in Freiberg Mit einem Teilnehmerrekord von über 200 Fachkollegen fand am 16. November 2012 das vom Lehrstuhl für Gebirgsund Felsmechanik/Felsbau am Institut für Geotechnik, dem IfG – Institut für Gebirgsmechanik GmbH Leipzig sowie dem Verein Freiberger Geotechniker e.V. (VFG) veranstaltete 41. Geomechanik-Kolloquium statt. Zu dieser Veranstaltung, die den Zusatz „45 Jahre Geotechnik-Ausbildung in Freiberg“ trug, konnten die Organisatoren neben Teilnehmern aus dem Inland Gäste aus Österreich, der Schweiz, den Niederlanden, Polen, Spanien, Schweden und aus Vietnam begrüßen. Das in drei Vortragsblöcke gegliederte Tagungsprogramm befasste sich mit neuen Erkenntnissen aus dem vielfältigen Aufgabenspektrum der modernen Fels- und Gebirgsmechanik. So wurden zunächst Standsicherheitsfragen im kolumbianischen Endböschungsbergbau auf Steinkohle (Herr Kleiterp, Caterpillar Inc., Sliedrecht, Niederlande) und im kasachischen Kupferbergbau (Herr Schmidt, Terrasolum S. L., Santander, Spanien) diskutiert. Einen weiteren Themenschwerpunkt bilden gesteinsmechanische Versuche – an Sandsteinen (Herr Baumgarten, TU Bergakademie Freiberg), – unter hochdynamischer Beanspruchung (Prof. Zhou, Central South University, Changsha, China) sowie – unter echten triaxialen Belastungsbedingungen (Dr. Smolnik als Vertreter für Prof. Kwasniewski, TU Gliwice, Polen).

Darüber hinaus sind – im Zusammenhang mit Geothermieprojekten – die Verfahrensweise sowie ausgewählte Ergebnisse von Spannungsmessungen in der Erdkruste vorgestellt worden (Herr Klee, Mesy-Solexperts GmbH Bochum und Dr. Vietor, Nagra, Wettingen, Schweiz). Im Vortragsblock „Salzmechanik – Endlagerung“ ist zunächst über Detailuntersuchungen zur Notfallvorsorge für das Bergwerk Asse II berichtet worden (Dr. Kamlot, IfG Leipzig). Anschließend stellte Herr Breustedt (DBE GmbH, Peine) Ergebnisse von Prognoseberechnungen zum Gebirgsverhalten und zur Ausbaubelastung im Zuge der Umrüstung des Schachtes Konrad (bei Salzgitter) zum Endlager für radioaktive Abfälle mit vernachlässigbarer Wärmeentwicklung vor. Numerische Computerberechnungen standen auch im Mittelpunkt der folgenden Beiträge – zur Modellierung eines Solkavernenfeldes im alpinen Haselgebirge (Herr Huber und Herr Dr. Kellerbauer, Müller & Hereth GmbH, Freilassing) sowie – zu Grundlagenuntersuchungen zur Mikrostruktursimulation (Frau Wagner, TU Bergakademie Freiberg). Den Schwerpunkt des abschließenden Vortragsblockes zu aktuellen Infrastruktur-Großprojekten im Alpenraum bildeten geomechanische Probleme beim Bau des Straßentunnels de Fréjus im französisch-italienischen Grenzgebiet (Dr. Tirpitz, Bilfinger Berger Ingenieurbau GmbH, Wiesbaden) sowie beim Bau des Gotthard-Basistunnels im Abschnitt Sedrun (Herr Holstein, Pöyry Infra AG, Sedrun, Schweiz).

Prof. Dr.-Ing. Georg Heerten Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe

Eröffnung und Begrüßung durch Prof. Konietzky

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Tagungsberichte

Sitzungsleiter Prof. Stephansson und Prof. Zhou

Dr. Vietor beim Vortrag

Verleihung des Franz-Kögler-Sonderpreises 2012 an Dr. Michael Stahl

Übergabe des studentischen Franz-Kögler-Preises 2012 durch den Vorsitzenden des VFG, Professor Grießl, an Dipl.-Ing. Andreas Wenzel

Fachausstellung im Foyer des Tagungsgebäudes

Im Rahmen des 41. GeomechanikKolloquiums sind wiederum die FranzKögler-Preise des Vereins Freiberger Geotechniker e.V. verleihen worden, und zwar an – Herrn Dr.-Ing. Michael Stahl (ITASCA Consultants GmbH, Gelsenkirchen) für seine Dissertation (Sonderpreis) sowie

– Herrn Dipl.-Ing. Andreas Wenzel (TU Bergakademie Freiberg) für seine Diplomarbeit. Die Tagung ist zudem durch eine kleine Fachausstellung von Firmen mit geotechnisch-gebirgsmechanischer Ausrichtung umrahmt worden, die v. a. in den Konferenzpausen sehr gut besucht war.

In der Veröffentlichungsreihe des Instituts für Geotechnik der TU Bergakademie Freiberg (Herausgeber: H. Konietzky) sind im Heft 2012-1 – zumeist englischsprachig – die 13 Fachvorträge des Kolloquiums, der Kurzbeitrag des Franz-Kögler-Sonderpreisträgers und darüber hinaus zwei Beiträge von Doktoranden am Lehrstuhl für Gebirgs-

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Tagungsberichte und Felsmechanik über deren aktuelle Forschungsergebnisse enthalten. Der Tagungsband kann – solange der Vorrat reicht – über das Sekretariat des Lehrstuhls bezogen werden. Den würdigen Abschluss dieses Konferenztages bildete der Fachschaftsabend für alle Teilnehmer im Freiberger Brauhof. Das nächste Freiberg-Leipziger Geomechanik-Kolloquium wird am 15. November 2013 in Leipzig stattfinden. Prof. H. Konietzky, Dr. A. Hausdorf

8. Hans Lorenz Symposium: Gründung von Offshore-Bauwerken Das 8. Hans Lorenz Symposium widmete sich der Gründung von OffshoreBauwerken und damit einem besonders aktuellen Thema der Geotechnik. Auf der wegen der Fülle an Beiträgen und besonderen Aktualität des Themenschwerpunktes erstmalig an zwei Tagen stattfindenden Veranstaltung stellten Referenten aus Ingenieurpraxis und Forschung den aktuellen Stand und innovative Projekte auf diesem Gebiet vor und diskutierten mit rund 300 Teilnehmern über offene Fragestellungen und zukünftige Herausforderungen. Die renommierte Hans Lorenz Vorlesung wurde dieses Jahr von Prof. Stavros Savidis gehalten, der in seinem Beitrag zu den „Bodenmechanischen Herausforderungen bei der Bemessung von Offshore-Gründungen“ zunächst auf numerische Simulationsverfahren zur realitätsnahen Modellierung von Herstellungsvorgängen im Offshore-Bereich – unter anderem des Eindringvorganges der Füße (Spudcans) von mobilen Hubplattformen und -schiffen – einging und im Weiteren die Simulation des realen Bodenverhaltens durch bodenmechanische Element- und Modellversuche behandelte, wobei insbesondere die Thematik der unregelmäßigen, multiaxialen

zyklischen Belastung, die für durch Wind und Wellen beanspruchte Offshore-Gründungen charakteristisch ist, diskutiert wurde. Trotz zahlreicher, gerade auch an der TU Berlin durchgeführter erfolgreicher Forschungsvorhaben zu diesen Themen zeigte Prof. Savidis den noch erheblichen Forschungsbedarf bei diesen Fragestellungen auf. Das Tagungsprogramm umfasste Beiträge zum aktuellen Stand der Genehmigungsverfahren von Offshore-Windparks, zur Optimierung von Erkundungsstrategien für Offshore-Bauwerke, zur Planung und Ausführung von Monopile-Gründungen in der Nordsee sowie zur Mantelreibung von Rammpfählen, die in der Ostsee in Kreide und damit in ein auch gegen Strukturänderungen sehr sensibles Halbfestgestein einbinden, in dem es zum Tragverhalten von Rammpfählen bisher erst vergleichsweise wenige Erfahrungswerte gibt. Einen Themenschwerpunkt bildete erwartungsgemäß die Thematik der Bemessung von Pfählen unter zyklischer Belastung. Während für axial-zyklische Pfahlbeanspruchungen inzwischen verschiedene rechnerische Ansätze zur Berücksichtigung der zyklischen Tragfähigkeitsminderung in nichtbindigen Böden zur Verfügung stehen, zugleich aber aktuell weitere experimentelle und theoretische Untersuchungen u. a. bei der Bundesanstalt für Materialforschung und prüfung (BAM) laufen, ist der Kenntnisstand zum Pfahltragverhalten unter horizontalen, multiaxialen Beanspruchungen noch gering, gleichwohl aber, u. a. für Monopile-Gründungen, von besonderer Bedeutung. Weiterhin waren die Optimierung von Gründungsstrukturen, die Installation von Offshore-Anlagen und die Kolkbildung bzw. der wichtige Kolkschutz an Offshore-Gründungen Gegenstand weiterer Vorträge und Diskussionen. Am zweiten Tag des Symposiums wurden zunächst Maßnahmen zur Qua-

Prof. Dr.-Ing. Stavros Savidis bei der Begrüßung zum Festbankett

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litätskontrolle und Probebelastung von Offshore-Rammpfählen vorgestellt, bevor in weiteren Beiträgen über aktuelle Offshore-Gründungskonzepte und -projekte berichtet wurde, wie z. B. das STRABAG-Konzept mit flach gegründeten Schwergewichtsfundamenten, die Projekte Shelf Geo-Explorer und RAVE oder das „Offshore-Foundation Drilling (OFD)-Verfahren“, bei dem als Gründungselement ein Monopile mittels einer in diesem verspannten Bohreinheit in den Seeboden – nahezu erschütterungs- und schallemissionsfrei – eingebohrt wird. Auch Themen wie die Möglichkeiten und Grenzen der räumlichen Baugrundbeurteilung mittels Bohrlochseismik und die Beurteilung des Tragverhaltens von Groutverbindungen von Offshore-Windkraftanlagen wurden behandelt. Ergänzt werden die zum Schwerpunktthema gehörenden Beiträge traditionell durch einen Vortrag zu aktuellen Spezialtiefbauprojekten in Berlin, diesmal das sehr anspruchsvolle Projekt der U-Bahnlinie U5 in Berlin-Mitte mit seiner 2,2 km langen Strecke zwischen dem Alexanderplatz und dem Brandenburger Tor. Hervorzuheben ist der gelungene Festabend mit einem Bankett in der Peter-Behrens-Halle, zu dem Herr Dipl.Ing. Jörgen Thiele, Vorstand und Vorsitzender des Wissenschaftlichen Beirats der Stiftung Offshore-Windenergie, die Festrede hielt. In der Summe vereinte das 8. Hans Lorenz Symposium hochinteressante Vorträge zu einer der – wie auch die lebhaften Diskussionen auf dem Symposium belegen – aktuell wohl spannendsten und größten Herausforderungen in der Geotechnik, nämlich der Gründung von Offshore-Windkraftanlagen. Wohl selten galt es, wie bei dieser Aufgabenstellung, technisches Neuland in so kurzer Zeit, aber auch in so großer bautechnischer Dimension zu betreten. Die Verantwortung, das Trag- und Verformungsverhal-

Vortrag von Herrn Dipl.-Ing. Hans Kahle

Tagungsberichte/CBTR-Nachrichten ten von durch Wind und Wellen unregelmäßig, multiaxial, zyklisch belasteten Offshore-Gründungen über die Lebensdauer realistisch und zuverlässig zu prognostizieren, ist groß. Selten aber auch war die Bedeutung der Geotechnik größer und – zumindest teilweise auch in der Gesellschaft – anerkannter als im Rahmen der Energiewende und dem laufenden Ausbau der regenerativen Energiequellen. Diese Herausforderungen bedingen zumindest noch für die nächsten Jahre einen erheblichen Forschungsbedarf u. a. hinsichtlich der Simulation von Herstellungs- und Installationsvorgängen und der Entwicklung von realitätsnahen, bodenmechanisch begründeten Bemessungsverfahren. Die große Vielfalt der Themenstellungen, die sich in den Beiträgen des Hans Lorenz Symposiums widerspiegelt, zeigt, dass technisch und ökonomisch optimierte Lösungen nur mit interdisziplinären Ansätzen zu erreichen sind, die alle Aspekte der Konzeption, der Bemessung, der Ausführung und der Überwachung bzw. des Unterhalts von Offshore-Gründungen ganzheitlich berücksichtigen. Die Beiträge des 8. Hans Lorenz Symposiums wurden im Heft Nr. 60 der Veröffentlichungen des Grundbauinstitutes der TU Berlin publiziert. Das nächste Hans Lorenz Symposium findet am 26. September 2013 statt. Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Christian Moormann

CBTR-Nachrichten

Vorbereitungen für interdisziplinäre CBTR-Tagung laufen In Lübeck gastiert am 28. Juni 2013 die interdisziplinäre Fachtagung des Centrums für deutsches und internationales Baugrund- und Tiefbaurecht (CBTR). Hochkarätige Fachvorträge aus rechtlicher und technischer Sicht erwarten die Teilnehmer. Einer der Referenten wird Prof. Dr. Rolf Kniffka sein. Er ist Vorsitzender des VII. Senats des BGH und damit sozusagen „oberster deutscher Baurichter“. Aus technischer Warte wird unter anderem Prof. Dr.-Ing. Rolf

Katzenbach von der TU Darmstadt vortragen. Das Thema: Baugrund und seine technischen und rechtlichen Auswirkungen. Anmeldungen sind noch möglich, unter anderem unter kontakt@cbtr.de. „Probleme am Bau sind in der Regel nur zu lösen, wenn man alle Disziplinen rechtzeitig an einen Tisch holt“, betont CBTR-Präsident Prof. Dr. jur. Axel Wirth. Genau nach diesem Prinzip funktioniert zum inzwischen 8. Mal auch die zweijährliche Fachtagung des CBTR: Bauingenieure, Unternehmer, Auftraggeber, Sachverständige, Techniker, Kaufleute, Baujuristen und Vertreter von Versicherungen treffen sich und tauschen sich aus über aktuelle Fragen rund um das Bauen in die Tiefe. Austragungsort ist diesmal das Hotel Radisson Blu in Lübeck. Bereits am Vorabend der Tagung, also am Donnerstag, 27. Juni, treffen sich die Teilnehmer zu einem informativen „Come-together-Abend“ mit einer fachlichen Einstimmung in Lübeck. Bei diesem werden die Themen abgesteckt, und es besteht ausreichend Gelegenheit zum fachlichen Austausch und zum Knüpfen von Kontakten aller am Bau beteiligter Vertreter aus Technik, Recht und Baubetrieb. Am 28. Juni erwarten die Teilnehmer wieder hochkarätige Fachvorträge zu aktuellen Themen aus allen Baubereichen. Auch hier setzt sich der interdisziplinäre Charakter fort: Neben Ingenieur- werden auch wieder juristische Themen auf der Vortragsliste zu finden sein. „So kann jeder vom anderen lernen, neue Erfahrungen sammeln und mehr Verständnis für die andere Betrachtungsweise entwickeln“, betont Rechtsanwalt Dr. jur. Günther Schalk, der zusammen mit seinen Kollegen Dr. jur. Bastian Fuchs und Prof. Dr. jur. Klaus Englert die Tagung organisiert. Techniker und Juristen beispielsweise sehen naturgemäß am Bau auftretende Probleme aus einem jeweils anderen Blickwinkel. „Wenn eine Lösung zustande kommen soll, dann klappt diese allerdings nur, wenn jeder den anderen nicht nur hört, sondern auch versteht“, so Dr. Schalk. Die traditionelle Exkursion nach den Fachvorträgen führt diesmal zu Lande und zu Wasser durch die Umgebung von Lübeck. Dipl.-Ing. Tim Babendererde wird während der Schifffahrt auf der Trave zu aktuellen Tiefbauprojekten in Norddeutschland referieren. Einen weiteren Höhepunkt erleben die Teilnehmer mit dem Festabend. Neben einem festlichen Menü und einem entsprechenden Programm bildet die Verleihung des CBTR-Tiefbaurechtspreises an jeweils einen verdienten Techniker und Juristen den Höhepunkt.

Im Hinblick auf die nur begrenzt mögliche Teilnehmerzahl (150) empfiehlt es sich, möglichst zeitnah unter der E-Mail-Adresse kontakt@cbtr.de eine Voranmeldung vorzunehmen. Dort gibt es auch nähere Informationen. Natürlich sind auch Nichtmitglieder zu der Tagung herzlich eingeladen.

§ Das aktuelle Urteil § Gutachten lässt auf sich warten – Ordnungsgeld? Bauprozesse entscheidet, ebenso wie jeden anderen Rechtsstreit vor Gericht, natürlich der gesetzliche Richter – so steht es in der Zivilprozessordnung (ZPO). Faktisch relativiert sich das in der Praxis häufig: Freilich schreibt der Richter das Urteil; was inhaltlich darin enthalten ist, gibt aber nicht selten ein gerichtlich bestellter Sachverständiger vor, der per Beweisbeschluss technische Sachverhalte aufzubereiten hat. Ebenso nicht selten dauert es eine gefühlte Ewigkeit, bis Sachverständige ihr Gutachten vorlegen. Währenddessen steht der Prozess notgedrungen still. Einer Entscheidung des OLG Karlsruhe vom 2. August 2012 (Az. 7 W 26/12) lag ein Fall zugrunde, in dem ein gerichtlich eingesetzter Gutachter über Monate seinem Auftrag nicht nachkam. Das LG Mannheim hatte ihm daraufhin eine Nachfrist gesetzt und ein Ordnungsgeld angedroht. Nachdem trotz der Drohung nichts passierte, belegte das LG den Gutachter mit einem Ordnungsgeld von 800 Euro. Der Sachverständige legte dagegen Rechtsmittel ein. Das OLG gab dem Gutachter Recht – er musste das Ordnungsgeld nicht zahlen. Der Grund lag aber in einem Formfehler, den das LG begangen hatte. In § 411 ZPO ist klar geregelt: Ein Gericht kann eine Frist für die Gutachtenerstellung bestimmen. Erst wenn diese verstrichen ist, kann ein Gericht eine Nachfrist setzen und ein Ordnungsgeld androhen. Im vorliegenden Fall fehlte es also an der ersten Frist. In der Praxis fehlen leider häufig derartige Fristsetzungen, die durchaus geeignet wären, ohnehin lange dauernde Bauprozesse etwas zu beschleunigen. Hier haben aber auch die Parteien über ihre Anwälte die Möglichkeit, steuernd einzugreifen und die Gerichte an diese Möglichkeit zu erinnern.

Verkürzung der Verjährung für Werklohn in AGB möglich? Jeder Unternehmer kennt das Problem: Vor allem zum Jahresende hin sind alle

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CBTR-Nachrichten offenen Posten zu untersuchen, ob Werklohnansprüche gegebenenfalls verjähren. Dabei besteht bei VOB-Verträgen im Regelfall eine dreijährige Verjährungsfrist, beginnend am Ende des Kalenderjahres, in dem der Anspruch fällig geworden ist. Doch dabei stellt sich die Frage: Kann es auch eine kürzere Frist geben? Oder kann eine solche zwischen Auftraggeber und Auftragnehmer – in AGB oder individualvertraglich – vereinbart werden? Der Bundesgerichtshof (BGH) hatte jetzt eine solche Situation zu bewerten in seinem Urteil vom 6. Dezember 2012, Az. VII ZR 15/12. Der Bauunternehmer hatte mit dem Auftraggeber vereinbart, dass für die auszuführenden Elektroarbeiten ein bestimmter Werklohn zu zahlen war. Weiter waren die VOB, Teile B und C vereinbart. Schließlich wurde, nicht ungewöhnlich, abweichend von § 13 Abs. 4 VOB/B eine fünfjährige Mängelhaftungszeit vereinbart. Außerdem vereinbarten die Parteien: „Die Ansprüche des AN auf Werklohn verjähren in zwei Jahren“. Es stellte sich heraus, dass die beiden letztgenannten Regelungen hier als Allgemeine Geschäftsbedingungen (AGB) vereinbart worden waren. Der Unternehmer klagte den offenen Werklohn von 2.041,20 Euro ein. Erste und zweite Instanz wiesen die Klage ab bzw. die Berufung zurück. Nicht so der BGH, er hob die Entscheidung auf und verwies an das Berufungsgericht zurück mit folgenden Gedanken: „Das Berufungsgericht hat im Wesentlichen ausgeführt, die Verkürzung der Verjährungsfrist für Werklohnforderungen auf zwei Jahre in der AGB-Klausel in Ziffer IX des Werkvertrags begegne keinen Bedenken. Damit habe die Frist für die Verjährung der in der Schlussrechnung vom 1. Juni 2006 geltend gemachten Vergütungsforderung gemäß § 199 Abs. 1 BGB spätestens am 1. Januar 2007 zu laufen begonnen. Infolge der Hemmung durch die nachfolgenden Verhandlungen der Parteien bis zum 5. März 2007 habe die Verjährungsfrist faktisch erst am 6. März 2007 zu laufen begonnen. Die Verjährung sei am 6. März 2009 eingetreten. Die am 18. Juni 2009 bei dem Amtsgericht eingegangene Klage sei daher nicht mehr geeignet gewesen, die am 6. März 2009 eingetretene Verjährung zu hemmen. Dies hält der rechtlichen Nachprüfung nicht stand. Entgegen der Auffassung des Berufungsgerichts benachteiligt die Verkürzung der Verjährungsfrist für den Werklohnanspruch in Allgemeinen Geschäftsbedingungen des Auftraggebers den Auftragnehmer unangemessen, denn sie verstößt gegen das gesetzliche Leitbild des § 195 BGB und es

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sind keine Interessen des Auftraggebers erkennbar, die eine derartige Verkürzung rechtfertigen könnten (…). Darauf kommt es indessen für die Entscheidung des Senats nicht an, nachdem die Beklagte in der mündlichen Verhandlung vor dem Senat auf die Einrede der Verjährung verzichtet hat. Der Schuldner kann durch einseitige Erklärung auf die Einrede der Verjährung unabhängig von deren Eintritt auch noch in der Revisionsinstanz verzichten (BGH, Urteil vom 15. April 2010, Az. III ZR 196/09, BGHZ 185, 185 Rn. 17). Der Senat kann in der Sache nicht selbst entscheiden, weil das Berufungsgericht keine hinreichenden Feststellungen zur Berechtigung des Restvergütungsanspruchs sowie zur Hilfsaufrechnung der Beklagten mit einem Schadensersatzanspruch getroffen hat. Das Berufungsurteil war daher aufzuheben und die Sache an das Berufungsgericht zur erneuten Verhandlung und Entscheidung zurückzuverweisen.“ Die Entscheidung des BGH überrascht nicht. Auch in der Vergangenheit ist der Senat immer wieder streng mit Regelungen in AGB umgegangen, die allzu sehr von dem gesetzlichen Leitbild abweichen (z. B. hier die Abweichung von der regelmäßigen dreijährigen Verjährungszeit). Auch in anderen Schwerpunktbereichen finden sich derartige Entscheidungen immer wieder einmal, so z. B. auch zu der häufig wiederkehrenden Frage, ob das Baugrundrisiko in AGB auf den Unternehmer übertragen werden kann. Letztlich kommt es regelmäßig darauf an, ob Treu und Glauben noch eingehalten werden. Wenn nicht, dann kann eine AGB-Klausel Risiken nicht überwälzen. Individualvertraglich schaut es naturgemäß anders aus: Ist eine solche Risikoübernahme zwischen den Parteien ausgehandelt, so kann der Unternehmer ein Risiko sehenden Auges auch übernehmen – und muss mit den Konsequenzen leben. Denn eines hat der Senat auch bereits entschieden: Es ist nicht die Aufgabe des BGH, eine bewusste Risikoeingehung durch den Unternehmer „zu retten“, wenn das Risiko eintritt. Eine Ausnahme könnte allenfalls dann gelten, wenn dies für den Unternehmer existenzbedrohend ist und die Geschäftsgrundlage komplett weggefallen ist. Doch dieser Fall ist nur selten tatsächlich gegeben.

Budget des AG überschritten – Ausschreibung aufzuheben? Dieser Fall ist in der Praxis leider nicht selten: Ein öffentlicher Auftraggeber (AG) hebt ein Vergabeverfahren auf, weil selbst das preisgünstigste Angebot

„deutlich“ über der Preisschätzung des AG gelegen war und damit das Budget für das Bauvorhaben überschritten würde. Das geht so einfach nicht, sagt jetzt der BGH in einem Urteil vom 20. November 2012 (Az. X ZR 108/10): Es reicht nicht aus, dass das günstigste Angebot die Kostenschätzung überschreitet. Die Rechtmäßigkeit der Aufhebung einer Ausschreibung kann laut BGH nur einzelfallbezogen festgestellt werden. Dem Auftraggeber darf laut dem Urteil nicht das Risiko einer deutlich überhöhten Preisbildung zugewiesen werden. Die Aufhebung einer Ausschreibung darf andererseits aber auch kein Instrument zur Korrektur der in Ausschreibungen erzielten Submissionsergebnisse sein. Übersetzt heißt das: Zunächst hat die Vergabekammer und im Falle einer sofortigen Beschwerde gegen deren Entscheidung das zuständige OLG zu prüfen, ob die Kostenschätzung des AG „vertretbar“ erscheint, also ordnungsgemäß nach den zugrunde zu legenden Parametern mit realistischen Preisen erstellt wurde. Ist das nicht der Fall, wird es bereits schwierig für eine Aufhebung des Verfahrens. Ist die Kostenschätzung in Ordnung, hat der AG vor einer Aufhebung wiederum erst zu prüfen, ob nicht nur alle Angebote die geschätzte Bausumme übersteigen, sondern insbesondere, welches Maß die Überschreitung annimmt. Erst wenn selbst das preisgünstigste Angebot ganz beträchtlich über der Schätzung liegt – hier dürfte von einem Delta von rund 30 % auszugehen sein –, darf der AG das Vergabeverfahren aufheben und neu ausschreiben. Dr. jur. Günther Schalk, RA und FA für Bauund Architektenrecht, Lehrbeauftragter für Bau-, Vergabeund Umweltrecht

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

Dissertationen Claas Meier, Universität der Bundeswehr München

Untersuchungen zur Mikrostruktur und zum Setzungsverhalten von Lössböden Zur Fortführung der Forschungstätigkeit auf dem Gebiet der Hydrokonsolidation von Lössböden richtet sich das Interesse der Arbeit auf die Untersuchung der mikrostrukturellen Beschaffenheit sowie auf die Erfassung des vorhandenen Verformungspotenzials eines rezent gebildeten, afghanischen Lössbodens. Die sich aus der Betrachtung des Wissensstandes ergebenden offenen Fragestellungen in diesem Bereich bildeten die Arbeitsschwerpunkte der geführten geochemischen und bodenmechanischen Untersuchungen. Mit Hilfe von Eluatanalysen sowie röntgendiffraktometrischen Untersuchungen wurde die genaue mineralische Zusammensetzung ermittelt und der Anteil an leicht wasserlöslichen Mineralien verifiziert. Darüber hinaus wurde der Einfluss der Porengröße auf den Grad der infolge Hydrokonsolidation zu erwartenden Verformung anhand rasterelektronenmikroskopischer Aufnahmen untersucht. Im Schwerpunkt der Arbeit steht die Erfassung und Bewertung der beim Vorgang der Hydrokonsolidation maßgebenden Bodenkennwerte. Hierzu wurden in Anlehnung an die chinesische Norm „GBJ 128“ modifizierte Ödometerversuche durchgeführt. Basierend auf den ermittelten Versuchsergebnissen präsentiert die Arbeit eine empirisch-deduktiv abgeleitete Prognosemethode, anhand derer die infolge Hydrokonsolidation zu erwartenden Setzungen quantitativ abgeschätzt werden können. Für diese Abschätzung wurden in der Arbeit Bemessungsdiagramme abhängig von der vertikalen Spannung und der Bodendichte bzw. der Porenzahl formuliert. Prof. Dr.-Ing. Conrad Boley, 13. Januar 2012

Variante der Material Point Method (MPM). Die MPM kann als Erweiterung der klassischen Updated-Lagrangian Finite Elemente-Methode (FEM) betrachtet werden. Sie verwendet zur Diskretisierung eines Festkörpers zusätzlich zu einem FE-Netz eine Punktmenge, die sich im Verlauf einer Berechnung durch das FE-Netz bewegt. Die Verschiebungen der Punkte bilden die beliebig großen Verformungen des Festkörpers ab. Verzerrungen des Netzes, die zu numerischen Ungenauigkeiten führen, treten hierbei im Unterschied zur Updated-Lagrangian FEM nicht auf. Im Gegensatz zu den meisten Implementierungen der MPM verwendet die entwickelte quasistatische Variante kein explizites, sondern ein implizites Zeitintegrationsschema. Hierdurch wird die bei expliziter Integration bestehende Begrenzung der Schrittgrößen umgangen. Zur Modellierung von Boden-Bauwerk-Interaktion wurden in der FEM hierzu häufig eingesetzte Interface-Elemente für den Einsatz mit der MPM erweitert. Im zweiten Teil der Arbeit werden mit der quasi-statischen MPM durchgeführte effektive Spannungsanalysen von Drucksondierungen in normalkonsolidiertem wassergesättigtem undrainiertem Ton behandelt. Im Unterschied zu bisherigen Studien wurde hierbei ein hochwertiges Bodenmodell eingesetzt, dass sowohl die Lastabhängigkeit als auch die Anisotropie der Festigkeitseigenschaften von Tonböden berücksichtigt. Die Ergebnisse deuten an, dass für normalkonsolidierten Ton auf vereinfachten undrainierten Berechnungen basierende Korrelationen zwischen dem Spitzendruck der Sonde und der undrainierten Scherfestigkeit anwendbar sind, sofern der Spitzendruck auf eine anhand von Einfachscherversuchen ermittelte Scherfestigkeit bezogen wird. Prof. Dr.-Ing. Pieter A. Vermeer, 14. Februar 2012

Tim Welskopf, Bergische Universität Wuppertal

Untersuchungen zum Tragverhalten von Pfählen unter aktiver Horizontalbelastung

Lars Beuth, Universität Stuttgart

Formulation and Application of a Quasi-Static Material Point Method Die Arbeit befasst sich mit der numerischen Analyse großer Verformungsprozesse. Vorgestellt wird eine speziell für die Analyse quasi-statischer geotechnischer Problemstellungen entwickelte

Vertikale Pfähle tragen aktive Horizontalbelastungen am Pfahlkopf durch horizontale Bettungsspannungen auf den umgebenden Boden ab. Dabei wird der mobilisierbare Pfahlwiderstand durch die Pfahl-Boden-Interaktion bestimmt. Deren schon bei statischer Belastung zu beobachtende Komplexität ist auf das nichtlineare Tragverhalten des Bodens,

die lokale Kraftübertragung zwischen Pfahl und Boden sowie die räumliche Komponente des Problems zurückzuführen. Bei zyklischer oder dynamischer Belastung des Pfahles wird der Schwierigkeitsgrad noch durch die unterschiedliche Steifigkeit des Bodens bei einem Richtungswechsel der Beanspruchung sowie die belastungsinduzierte Veränderung der Lagerungsdichte erhöht. Daher wurden in dieser Arbeit sowohl kleinmaßstäbliche Modellversuche als auch numerische Untersuchungen mit Hilfe dreidimensionaler Finite Elemente durchgeführt. In den physikalischen Modellversuchen mit unterschiedlich dicht gelagertem, trockenen Sand wurden Einzelpfähle (schwimmend) unter statischer, zyklischer und dynamischer (f ≤ 7 Hz) Horizontalbelastung betrachtet; Messergebnisse waren Last-Verschiebungskurven des Pfahlkopfes sowie aus Dehnungsmessungen am Pfahlschaft zurückgerechnete Biegemomentenverteilungen. Als Prototyp wurde ein Stahlbetonpfahl mit 30 cm Durchmesser und 5 m Einbindetiefe im Maßstab 1:12 abgebildet. Um herstellungsbedingte Einflüsse zu berücksichtigen, erfolgte der Einbau der Modellpfähle durch vertikales Einpressen. Das entwickelte FE-Modell des umgebenden Bodens, basierend auf dem hypoplastischen Stoffgesetz mit intergranularer Dehnung, wurde zur Nachrechnung der Modellversuche, der Verbesserung des Modellgesetzes und für Parameterstudien am Prototyp verwendet. Damit kann die Veränderung der Bodeneigenschaften während der statischen, zyklischen oder dynamischen Belastung simuliert werden. Während die Pfahl-Boden-Interaktion bei Bohrpfählen zufriedenstellend beschrieben wird, so dass verschiedene Parameterstudien bezüglich der Boden-und Kontakteigenschaften durchgeführt werden konnten, lässt sich das im Modellversuch beobachtete Verhalten eines Verdrängungspfahles unter zyklischer oder dynamischer Belastung wegen der örtlichen Verspannungen noch nicht zutreffend reproduzieren. Prof. Dr.-Ing. Matthias Pulsfort, 28. Februar 2012 Bericht des Lehr- und Forschungsgebietes Geotechnik an der Bergischen Universität Wuppertal (Hrsg. Prof. Dr.-Ing. M. Pulsfort), Bericht Nr. 33, Wuppertal 2012

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Dissertationen Bert Schädlich, Technische Universität Graz, Institut für Bodenmechanik und Grundbau

A Multilaminate Constitutive Model for Stiff Soils In dieser Arbeit wird ein multilaminates Stoffgesetz für Finite Elemente-Berechnungen vorgestellt, in dem anisotrope Steifigkeiten bei sehr kleinen Dehnungen und das Entfestigungsverhalten steifer, überkonsolidierter Tonböden berücksichtigt werden können. Plastische Dehnungen werden in multilaminaten Stoffgesetzen auf voneinander unabhängigen sogenannten Integrationsebenen berechnet, wodurch Anisotropie infolge plastischer Verformungen in einer physikalisch plausiblen Form abgebildet werden kann. Es wird gezeigt, dass der gewählte Ansatz zur Modellierung anisotroper elastischer Steifigkeit die Bandbreite physikalisch möglicher Parameter abdeckt. Die Scherfestigkeit und das Entfestigungsverhalten überkonsolidierter Tonböden werden im Modell durch eine zusätzliche Hvorslev-Fließfläche auf den Integrationsebenen gesteuert. Dilatantes Materialverhalten ist ein Resultat der Überkonsolidierung und erfordert keine zusätzlichen Materialparameter. Berechnungsergebnisse mit diesem Modell werden mit experimentellen Daten von undrainierten Triaxialversuchen an zwei überkonsolidierten Tonböden verglichen. Zur Vermeidung von Netzabhängigkeit und numerischer Instabilität durch die Reduzierung der Scherfestigkeit wird ein nichtlokales Kontinuum für die Entfestigungsvariable verwendet.

werden, dass im Probeninnern gegenüber den Probenendflächen keine signifikant abweichenden Wassergehalte und somit konstante Anfangssaugspannungen vorliegen. Vor allem bei der Applikation von zyklischen Beanspruchungen zur Ermittlung des Materialverhaltens ist dieser Umstand von Bedeutung. Mit den Untersuchungsergebnissen konnten die Parameterfunktionen eines elastoplastischen Stoffgesetzansatzes in Abhängigkeit von der Anfangsporenzahl, des Anfangssättigungsgrades sowie des isotropen Spannungszustandes unter Berücksichtigung der zyklischen Einflussgrößen – dieses sind die axiale deviatorische Spannungsamplitude und die Lastzyklenzahl – für einen Frequenzbereich von 0,005 bis 0,01 Hz über einen Separationsansatz aufgestellt werden. Die Kopplung der Teilsättigung erfolgt dabei über den Sättigungsgrad anhand der porenzahlabhängigen Saugspannungscharakteristik (SWCC). Alle untersuchten teilgesättigten Bodenproben weisen in der zyklischen Lastphase durchgehend eine zyklischdeviatorische Dehnungsverfestigung auf. Ab einer Lastzyklenzahl größer 560 stagnieren die zyklisch bedingten Verformungen und es entsteht ein quasi-stationärer Verformungs- und Porendruckzustand. Dabei zeigen Wechselversuche eine signifikant höhere Verformungs- und Saugspannungsamplitude als Schwellversuche. Die aufgestellten Beziehungen gelten für einen Wertebereich der Anfangssättigungsgrade größer 82 % und der Anfangsporenzahl von 0,52 bis 0,64. Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, 18. Juni 2012

Mitteilungsheft der Gruppe Geotechnik Graz (Hrsg. Dietzel, M., Kieffer, S., Marte, R., Schubert, W., Schweiger, H. F.), Heft 47, Graz 2012

Michael Eckl, Technische Universität München

Prof. Helmut F. Schweiger, 25. April 2012

Tragverhalten von Rohrschirmdecken beim Tunnelbau im Lockergestein

Thomas Becker, Technische Universität Kaiserslautern

Materialverhalten eines teilgesättigten bindigen Bodens unter zyklischer Belastung Für einen teilgesättigten Modellboden sind experimentelle Untersuchungen ausgeführt, die sowohl die Teilsättigung des Bodens während der Belastung als auch die zyklischen Einwirkungen unter drainierten Randbedingungen berücksichtigen. Die Teilsättigung ist durch eine Saugspannungsmessung mittels Miniaturtensiometer in einer zyklischen Triaxialzelle erfasst. Es kann gezeigt

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Im bergmännischen Tunnelbau werden Schirme aus weit vorauseilenden Rohren oder Injektionsbohrankern zunehmend häufig zur Sicherung des Gebirges an der Ortsbrust verwendet. In der genannten Arbeit wird das Tragverhalten dieser Schirme in Lockergesteinen untersucht. Grundlage dazu sind Berechnungen nach der Methode der Finiten Elemente bei Variation der wesentlichen Einflussparameter. Die Auswertung der Berechnungsergebnisse erlaubt Rückschlüsse auf das Tragverhalten der Schirme und ihre Interaktion mit dem umgebenden Gebirge. Die stabilisierenden Eigenschaften der Schirme werden dargestellt und untersucht. Ihre mechanischen Grund-

lagen und Voraussetzungen werden analysiert. Es kann gezeigt werden, dass durch die Schirme die Ausnutzung im Gebirge am Abschlag reduziert wird. Die Sicherheit des Vortriebs gegen einen möglichen Verbruch steigt. Die Auswirkungen der Schirme auf die sonstigen Sicherungsmittel des Tunnelvortriebs sowie auf Verformungen und Setzungen werden aufgezeigt. Darüber hinaus werden die im Rohrschirm entstehenden Schnittgrößen diskutiert. Ihre Entstehung und ihr Verlauf werden aus den Spannungstrajektorien an Ortsbrust und Abschlag erklärt. Anschließend wird ein Prognosemodell für die Ermittlung der relevanten Rohrschirmschnittgrößen aus den Ergebnissen der FE-Berechnungen abgeleitet. Ein Bemessungsverfahren analog den Regelungen der EA-Pfähle wird vorgeschlagen. Bis dato verwendete, einfache Modelle zur Beschreibung des Rohrschirmverhaltens werden untersucht. Es zeigt sich, dass sie das Tragverhaltens der Schirme nur in Teilen abbilden können. Schließlich wird eine Methodik vorgeschlagen, mit der die Schnittgrößen eines Rohrschirms in situ gemessen werden können. Die Arbeit ist unter http://mediatum2.ub.tum.de/node?id=1094674 zugänglich. Univ. Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, 4. Juli 2012

Indra Noer Hamdhan, Technische Universität Graz, Institut für Bodenmechanik und Grundbau

A Contribution to Slope Stability Analysis with the Finite Element Method Das Hauptziel von Böschungsbruchberechnungen ist der Entwurf sicherer und wirtschaftlicher Böschungsbauwerke sowie die Einschätzung der Standsicherheit natürlicher Hänge. Dazu ist es erforderlich, mögliche Versagensmechanismen zu erfassen, die kurz- und langfristige Standsicherheit einzuschätzen sowie den potenziell destabilisierenden Einfluss von Umweltfaktoren zu berücksichtigen. Die zur Verfügung stehenden Berechnungsmethoden variieren in den zugrunde liegenden theoretischen Annahmen, wodurch sich zwangsläufig eine Variation der Berechnungsergebnisse in Abhängigkeit von der verwendeten Methode ergibt. Das verwendete Berechnungsverfahren sollte in der Lage sein, die tatsächlichen mechanischen Vorgänge innerhalb des Böschungskörpers möglichst realistisch abzubilden. In dieser Arbeit wird hierfür die Finite Ele-

Dissertationen mente-Methode verwendet, mit welcher undrainiertes Materialverhalten, Reduzierung der Scherfestigkeit mit akkumulierten Dehnungen, Teilsättigung und die Prozesse bei rascher Absenkung des Wasserspiegels abgebildet werden können. Ergebnisse von numerischen Berechnungen unter Berücksichtigung einer kontinuierlichen Materialentfestigung mit den Ergebnissen bei abrupter Reduzierung der Scherfestigkeit werden verglichen. Diese Berechnungen wurden mit einem einfachen Mohr-CoulombStoffgesetz und einem komplexen Multilaminaten Stoffgesetz durchgeführt. Für die numerische Simulation eines Hanges mit teilgesättigten Bodenverhältnissen bei Beregnung und Grundwasserabsenkung wird die Verformungsberechnung vollständig mit einer instationären Strömungsberechnung gekoppelt. Der Einfluss der hydraulischen Bodeneigenschaften auf das Verhalten des Hanges wird mit dieser Vorgehensweise berücksichtigt. Prof. Helmut F. Schweiger, 4. Juli 2012

Gang Qiu, Technische Universität Hamburg-Harburg

Coupled Eulerian Lagrangian Simulations of Selected Soil-Structure Interaction Problems (Gekoppelte Euler-Lagrange-Modellierung von ausgewählten Boden-BauwerkInteraktionsproblemen) Die Arbeit befasst sich mit der numerischen Simulation von großen Bodenund Strukturverformungen. Das Ziel der Arbeit ist es, die physikalisch-mechanischen Vorgänge für drei Fragestellungen numerisch zu modellieren, um Rückschlüsse auf die im Boden und in der Struktur verursachten Beanspruchungen und Verformungen zu ziehen. Hierfür wird die gekoppelte Euler-Lagrange-Methode (CEL) ausgewählt. Die erweiterte Hypoplastizität wird in Form einer „user subroutine“-VUMAT in Abaqus/Explicit implementiert, um die Anwendung der CEL-Methode auf die Simulation von Ton-Struktur-Interaktionen zu erweitern. Drei Fragestellungen werden in dieser Arbeit behandelt: Erddruckabschirmung beim Hafenbau, Absetzen eines Spudcans von Offshore-Hubplattformen und Grundberührung von Schiffen. Für die erste Fragestellung wird der Abstand zwischen der Spundwand und der ersten Pfahlreihe als einer der wichtigsten Einflussparameter nachgewiesen. Ein neuer Ansatz für die Berechnung der Erddruckabschirmung wird entwickelt. In der zweiten Anwendung wird

die Scherfugenbildung während des Eindringvorgangs des Spudcans visualisiert, um den dominierenden Versagensmechanismus bei verschiedenen Eindringtiefen zu verdeutlichen. Die dritte Anwendung ermöglicht eine sehr gute Wiedergabe des Bremswegs und der Kontaktkraft während der Grundberührung eines Schiffes. Die Ergebnisse der Arbeit dienen dem besseren Verständnis des Tragverhaltens moderner Kaikonstruktionen und der Fundamente der Offshore-Hubplattformen sowie des Verhaltens von Schiffen und können eine Grundlage für weitere Forschungsarbeiten bieten. Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 13. Juli 2012

Somar Ghassoun, Leibniz Universität Hannover

Numerical Modeling of Spatial Passive Earth Pressure In der Arbeit wird räumlicher Erdwiderstand in Sandböden mittels numerischer Simulationen untersucht. In Finite Elemente-Berechnungen unter Anwendung des hypoplastischen Stoffgesetzes wurde der verschiebungsabhängige Erdwiderstand auf starre Wände bei unterschiedlichen Bewegungsmodi berechnet. Dabei wurde auch die durch die Druckabhängigkeit des Reibungswinkels (Barotropie) bedingte Abhängigkeit des Erdwiderstandsbeiwerts von der Wandhöhe untersucht. Es zeigt sich, dass sich beim räumlichen Erdwiderstand genau wie beim ebenen Fall für Parallelverschiebung der größte Erdwiderstand ergibt. Für Kopfverdrehung ergeben sich rd. 10 bis 20 % kleinere Erdwiderstände. Bezüglich der Größe der Verschiebung im Bruchzustand ergibt sich, dass bei kleinen Verhältnissen von Wandbreite zu Wandhöhe (Räumlichkeitsverhältnis) zwar größere Erdwiderstandsbeiwerte auftreten, für die Mobilisierung dieser Widerstände aber auch größere Verschiebungen erforderlich sind. Die Bruchverschiebung ist außerdem von der Absoluthöhe der Wand und erwartungsgemäß von der Lagerungsdichte des Sandes abhängig. Aus den Ergebnissen wird ein Ansatz zur Berechnung des Erhöhungsfaktors für die räumliche Bruchverschiebung in Bezug zur Bruchverschiebung im ebenen Fall abgeleitet. Dieser Faktor ist nur noch vom Räumlichkeitsverhältnis und der absoluten Wandhöhe abhängig. Für die Verschiebungsabhängigkeit des Erdwiderstands wurde eine allgemeine Mobilisierungsfunktion entwickelt, welche als Parameter die Lagerungsdichte des Sandes, das

Räumlichkeitsverhältnis und den Wandbewegungsmodus enthält. Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus, 23. Juli 2012

Christian Lackner, Technische Universität Graz

Prestressed reinforced soil – Concept, investigations and recommendations In der Arbeit wird das Konzept der Vorgespannten Bewehrten Erde (PRSi) zur Verbesserung des Last-Verformungsverhaltens von Strukturen aus Bewehrter Erde vorgestellt. Es werden die Ergebnisse experimenteller und numerischer Untersuchungen eines mit Geogittern bewehrten granularen Bodens präsentiert. Die Ergebnisse der weggesteuerten statischen Laborversuche zeigen eine beträchtliche Verbesserung des Last-Verformungsverhaltens der Bewehrten Erdkörper im Fall einer Vorspannung nach dem Konzept der PRSi. Darüber hinaus wurden zyklische Last-Verformungsversuche in Weimar durchgeführt. Die makroskopischen Ergebnisse zeigen, dass sich die Verformungen unter zyklischer Last mit dem Konzept der PRSi reduzieren. Neben der Untersuchung zum makroskopischen Last-Verformungsverhalten wurden mit Hilfe der PIV-Methode mesoskopische Analysen durchgeführt. Des Weiteren wurden numerische Simulationen, basierend auf der Finiten und Diskreten Elemente-Methode genutzt, um die makro- und mesoskopischen Laborergebnisse zu validieren. Dabei gewährleisteten mittels Computer Aided Design entwickelte clumps (diskrete Bodenpartikel) und Geogitterstrukturen eine detaillierte mesoskopische Modellierung der Boden-Geogitter-Interaktion. Die Ergebnisse der diskreten numerischen Berechnung validieren die experimentellen Ergebnisse und verbessern das grundlegende Verständnis des mechanischen Verhaltens von Vorgespannter Bewehrter Erde. Praktische Bemessungs- und Einbauempfehlungen schließen die Arbeit ab. Die Dissertation ist in englischer Sprache verfasst. Em. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Stephan Semprich, 21. September 2012

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Dissertationen Dirk Wegener, Technische Universität Dresden

Ermittlung bleibender Bodenverformungen infolge dynamischer Belastung mittels numerischer Verfahren In der Arbeit wird gezeigt, wie man die Bodensteifigkeit bei sehr kleinen Dehnungen sowie die Abnahme der Steifigkeit mit zunehmender Scherdehnung in Labor- und Feldversuchen ermitteln kann. Dazu werden typische Eigenschaften mineralischer und organischer Böden einschließlich Korrelationen zusammengestellt und wesentliche Unterschiede zum Bodenverhalten bei großen Dehnungen, insbesondere hinsichtlich der Steifigkeit und der Spannungsabhängigkeit, aufgezeigt. Weiterhin wird dargelegt, wie man mit dem hypoplastischen Stoffgesetz mit intergranularen Dehnungen das Bodenverhalten bei kleinen Dehnungen wirklichkeitsnah erfassen kann und wie die Stoffparameter zu bestimmen sind. Für die realistische Erfassung des Bodenverhaltens infolge zyklischer Belastung einschließlich der Ausbildung von Hystereseschleifen wird eine Modifizierung des hypoplastischen Stoffgesetzes unter Einführung eines zusätzlichen Stoffparameters vorgenommen. Es wird gezeigt, wie dieser Parameter in zyklischen Laborversuchen bestimmt werden kann und wie damit die Akkumulation von Dehnungen bei drainierten Bedingungen bzw. von Porenwasserdrücken bei undrainierten Bedingungen zuverlässig prognostiziert werden kann. Anhand der dynamischen Beanspruchung eines Eisenbahndammes auf weichem, organischem Untergrund wird das modifizierte hypoplastische Stoffgesetz mit intergranularen Dehnungen für ein bodendynamisches Randwertproblem angewendet und gezeigt, dass damit das Bodenverhalten realistisch abgebildet werden kann. Die Berechnungsergebnisse zeigen eine gute Übereinstimmung mit Ergebnissen von Schwingungsmessungen und Langzeitverformungsmessungen. Es werden bodendynamische Berechnungen zur Wellenausbreitung sowohl eindimensional als auch im Halbraum mit unterschiedlichen Stoffgesetzen geführt und Vergleiche mit analytischen Lösungen vorgenommen. Dazu wird gezeigt, welche Anforderungen an numerische Berechnungen zur Wellenausbreitung, insbesondere hinsichtlich Wahl der Zeitschritte, Elementgröße bzw. Knotenabstände, Größe des FE-Netzes und Modellierung der FE-Ränder erforderlich sind. Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle, 25. Oktober 2012

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Andreas Schmid, ETH Zürich

Monitoring and Analysis of Constrained Creeping Landslides Erdrutsche gehören zu den Hauptgefährdungen in der Geotechnik. Um ein besseres Verständnis über das Verhalten einer Rutschung und mögliche Stabilisierungsmaßnahmen zu erhalten, sind Modelle ein unerlässliches Instrument, die Wirklichkeit im vereinfachten Maßstab in Bezug auf Geometrie und Bodenverhalten abzubilden. Die Dissertation beschränkt sich hierbei auf Rutschungen mit geringen Verschiebungsgeschwindigkeiten, die am Fuß durch natürliche oder künstliche Barrieren gestützt werden. Bei der Dissertation wurden in einem ersten Schritt die nötigen Grundlagen (Messdaten und Abmessungen) für die anschließende analytische Modellierung erhoben, wobei die Resultate der analytischen Modelle als Ausgangslage für spätere numerische Berechnungen unabhängig von dieser Dissertation dienen sollen. Es zeigte sich jedoch relativ rasch, dass Erddruckmessungen am Fuß der Rutschung unerlässlich waren, worauf ein neues Gerät zur indirekten Erddruckmessung entwickelt wurde. Das sogenannte Inclinodeformometer wird nun im Rahmen einer weiteren Dissertation an der ETH Zürich weiterentwickelt. Für die analytischen Berechnungen wurden zwei verschiedene Modelle verwendet. Bei beiden Modellen wurde nicht nur das Verhalten vor, sondern auch nach dem „Versagen“ betrachtet. Die damit erhaltenen Werte wiesen trotz der unumgänglichen Vereinfachung des Problems eine sehr gute Übereinstimmung mit den drei untersuchten Rutschungen (Combe Chopin, Ganter und St. Moritz) auf und zeigten damit das große Potenzial von vereinfachten analytischen Modellen zur Vorhersage des Verhaltens dieser Rutschungen. Prof. Dr. Alexander Puzrin, 12. November 2012

Xiaolong Ma, Technische Universität Hamburg-Harburg

Mechanisches Verhalten eines teilgesättigten Tons: Experimentelle Untersuchungen, Stoffmodell und Implementierung In Zusammenarbeit mit dem Institut für Thermofluiddynamik wurde eine Pilotanlage zur geothermie- und sorptionsgestützten Klimatisierung in der HafenCity Hamburg erfolgreich geplant, gebaut und über zwei Jahre betrieben. Diese Ar-

beit befasst sich mit Untersuchungen zu einer Geothermieanlage mit fünf Energiepfählen und drei Erdwärmesonden. Wirtschaftliche und ökologische Vorteile der Versuchsanlage konnten anhand der Messergebnisse nachgewiesen werden. Die fünf Energiepfähle wurden zudem numerisch simuliert. Im Rahmen dieser Berechnungen konnte das thermodynamische Verhalten der Energiepfähle numerisch gut nachgebildet werden. Um den Einfluss der Wärmenutzung auf das Tragverhalten von Energiepfählen zu untersuchen, wurde ein am Lambeth College mit einem Energiepfahl durchgeführter Feldversuch mithilfe der Finite Elemente-Methode simuliert. Es ist gelungen, durch eine thermisch-hydraulisch-mechanisch gekoppelte Simulation die komplexen Vorgänge im Pfahl und im Boden abzubilden. Außerdem wurde ein vereinfachtes Konzept vorgestellt, um das Verhalten eines Energiepfahls unter thermischen und statischen Belastungen zu beschreiben, welches durch die numerischen Ergebnisse bestätigt wurde. In dieser Arbeit wurde weiterhin ein neues Verfahren zur Kombination von Grundwasserzirkulationsverfahren mit Erdwärmesonden vorgestellt. Durch das neue Verfahren bietet sich die Möglichkeit, die Entzugsleistung von geschlossenen Erdwärmesystemen zu erhöhen, ohne das Grundwasser zu Tage zu fördern. Numerische Simulationen zeigen, dass die Entzugsleistung der Erdwärmesonde durch die Luftinjektion bis zu 13-fach erhöht werden kann. Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 30. November 2012

Roger Höfle, Technische Universität München

Verformungen und Ortsbruststandsicherheit bei Tunnelvortrieben in gering durchlässigen Böden Die Standsicherheit der Tunnelortsbrust wird in der Regel durch das Vorhandensein von Wasser aufgrund der zum Tunnel hin gerichteten Strömung reduziert. In feinkörnigen, gering durchlässigen Böden treten allerdings zeitliche Effekte auf, die die Standsicherheit der Ortsbrust kurzzeitig auf einem höheren Niveau erhalten, als dies im Falle vollständig drainierter Verhältnisse möglich wäre. Schon im bekannten Spruch der Tunnelbauer „Geschwindigkeit ist Sicherheit“ ist die baupraktische Erfahrung dokumentiert, dass die Sicherheit eng mit der Vortriebsgeschwindigkeit verknüpft ist.

Dissertationen/Aus den Hochschulen Die Dissertation befasst sich mit dem Einfluss des Grundwassers auf die Verformungen und die Ortsbruststandsicherheit bei Vortrieben in gering durchlässigen Böden. Die zeitliche Veränderung der Ortsbruststandsicherheit wird anhand von vierdimensionalen numerischen Berechnungen untersucht. Es wird dargestellt, wie diese Zeitabhängigkeit mit den Verformungen im Bereich der Tunnelortsbrust und auch den Oberflächensetzungen verknüpft ist. Dabei werden neben dem Einfluss von bodenmechanischen Kennwerten auch Randbedingungen des Tunnelvortriebs berücksichtigt. Die Ergebnisse der numerischen Untersuchung werden wesentlich durch die Eigenschaften des Stoffmodells beeinflusst. Die Eignung des verwendeten Stoffmodells wird anhand von Laborversuchen überprüft. Hierzu werden die Versuche numerisch modelliert und die Berechnungsergebnisse den Messwerten aus dem Labor gegenübergestellt. Darüber hinaus werden die numerisch ermittelten Ergebnisse der Tunnelvortriebe anhand von Mess- und Erfahrungswerten in gering durchlässigen Böden beurteilt. http://mediatum2.ub.tum.de/node?id =1110528 Univ.-Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, 12. Dezember 2012

Franz Tschuchnigg, Technische Universität Graz, Institut für Bodenmechanik und Grundbau

3D Finite Element Modelling of Deep Foundations Employing an Embedded Pile Formulation Hochhäuser und setzungsempfindliche Gebäude können im Allgemeinen nicht auf Flachgründungen fundiert werden, sodass es einer Tiefgründung bedarf. Abhängig vom Bodenaufbau und den dazugehörigen Bodenparametern stellt in den meisten Fällen eine Pfahl-, PfahlPlatten- oder Schlitzwandgründung die Lösung dar. Für diese Gründungssysteme ist die Einschätzung der Setzungen und differenziellen Verformungen das Kernthema. Um jedoch alle gegenseitigen Beeinflussungen, welche innerhalb einer Tiefgründung auftreten, berücksichtigen zu können, ist der Einsatz von numerischen Methoden unverzichtbar. Da eine zweidimensionale Abbildung der in dieser Arbeit untersuchten Problemstellungen in der Regel nicht möglich ist, liegt das Hauptaugenmerk auf dreidimensionale Berechnungen. Neben dem Standard-Finite Elemente-Verfahren, in dem Pfähle mit Volumenelementen diskretisiert werden und die Pfahl-

Boden-Interaktion mit Interfaceelementen abgebildet wird, wird eine alternative Modellierungsvariante für Tiefgründungen – die „Embedded Pile“-Option – diskutiert. Der größte Vorteil dieses Ansatzes liegt darin, dass der Pfahl in beliebiger Richtung angeordnet werden kann und das Finite Elemente-Netz nicht beeinflusst, wodurch es ermöglicht wird, große Pfahlgruppen zu modellieren. In dieser Arbeit wird eine verbesserte Formulierung dieser Modellierungstechnik präsentiert. Die wesentlichsten Optimierungen des Ansatzes liegen in der Definition der Interfacesteifigkeiten und der Modifikation des sogenannten elastischen Bereiches. Die Anwendung des optimierten „Embedded Pile“-Konzeptes auf Randwertprobleme wird präsentiert. Gegenüberstellungen unterschiedlicher Modellierungsansätze bekräftigen, dass die „Embedded Pile“-Formulierung eine leistungsfähige Alternative zur StandardFE-Methode darstellt. Außerdem wird der Einfluss der Anfangssteifigkeit im Bereich kleiner Dehnungen auf das Setzungsverhalten von Tiefgründungen evaluiert. Prof. Helmut F. Schweiger, 20. Dezember 2012

Pelin Aklik, Universität für Bodenkultur, Wien

Model tests of geosynthetic reinforced slopes in a geotechnical centrifuge In dieser Arbeit wurden mögliche Bruchmechanismen von geotextilbewehrten Böschungen mittels Zentrifugenmodellversuchen untersucht. Die Zugfestigkeit und Überlappungslänge der Geotextilien sowie die Neigung der Modellböschung wurden variiert. Fotos, welche während eines Versuchs aufgenommen wurden, dienen der Berechnung von Verformungen im Boden. Hierfür eingesetzt wurde die Particle Image Velocimetry (PIV). Die Auswertung der Versuche ergab, dass der Bruch auf halber Böschungshöhe initiiert wurde. Das Versagen resultierte aus der Überschreitung der Zugfestigkeit des Geotextils und nicht durch das Ausziehen desselben. Die Lage der Scherfläche ist unabhängig von der Zugfestigkeit des Geotextils, jedoch abhängig von der Scherfestigkeit des Bodens. Wie erwartet, versagten Böschungen mit höherer Neigung bereits bei niedrigerer Zentrifugalbeschleunigung, was eine niedrigere Böschungshöhe impliziert. Einen wesentlichen Beitrag zur Böschungsstabilität lieferte eine tiefere Verankerung des übergeschlagenen Geotextils. Ein sekundärer Bewehrungseffekt

entstand, sobald die Verankerungslänge den Bereich einer möglichen Scherfuge passierte. Die Lage der Scherfuge, ermittelt durch PIV, stimmte überein mit den Rissstellen der ausgegrabenen Geotextilien. Abschließend kann festgestellt werden, dass PIV eine effiziente Methode ist, um das Versagen geotextilbewehrter Böschungen zu untersuchen. Prof. Dr.-Ing. W. Wu, 20. Dezember 2012

Aus den Hochschulen Helmholtz-Allianz „Robotische Exploration unter Extrembedingungen – ROBEX“ Die Rückseite des Mondes und die Tiefsee-Regionen der Weltmeere gehören zu den unwirtlichsten Orten, die sich ein Mensch nur vorstellen kann. Dennoch haben beide Regionen längst den Ehrgeiz der Entdecker geweckt. Ohne die richtige Technik aber bleiben sowohl der Mond als auch die Tiefsee Gebiete, die für den Menschen auf Dauer kaum erforschbar sind. Aus diesem Grund haben sich unter der Führung des Alfred-Wegener-Institutes 15 deutsche Raumfahrt- und Meeresforschungsinstitutionen in der Helmholtz-Allianz „Robotische Exploration unter Extrembedingungen“ (ROBEX) zusammengeschlossen. In diesem für Deutschland einmaligen Projekt wollen Spezialisten ihr jeweiliges Wissen miteinander teilen, um gemeinsam Roboter-Technologien zu entwickeln, die den Mond und die Tiefsee eigenständig und vor allem über lange Zeiträume hinweg untersuchen können. Die Helmholtz-Gemeinschaft fördert die auf fünf Jahre angelegte Forschungsallianz mit insgesamt 15 Mio. Euro. Die gleiche Summe steuern noch einmal die beteiligten Wissenschaftsinstitutionen bei. Die Projektpartner sind: das AlfredWegener-Institut, das Helmholtz-Zentrum für Polar- und Meeresforschung, fünf Institute des Deutschen Zentrums für Luft- und Raumfahrt (DLR), das GEOMAR, Helmholtz-Zentrum für Ozeanforschung Kiel, das Deutsche Forschungszentrum für Künstliche Intelligenz (DFKI), das Zentrum für Marine Umweltwissenschaften (MARUM) an der Universität Bremen, die Jacobs University, die TU München, die TU Berlin, die TU Dresden und die TU Kaiserslautern. Die Bodenmechanik ist vertreten durch das Fachgebiet Bodenmechanik

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Aus den Hochschulen/Forschung und Entwicklung

Arbeit am Meeresgrund (Foto: Ifremer)

und Grundbau der TU Kaiserslautern und wird im Wesentlichen bei drei Themen innerhalb dieses ambitionierten F&E-Vorhabens Beiträge leisten: Weiterentwicklung und experimentelle Untersuchung von Mondersatzböden (Simulate), Modellierung der Wechselwirkung zwischen dem Boden und Roboterfahrzeugen oder Werkzeugen sowie Optimierung von in situ-Beprobungsverfahren. Weitere Informationen sind erhältlich unter www.helmholtz.de/?id=280 und unter www.uni-kl.de/bg. Christos Vrettos

Forschung und Entwicklung Langlebige Kunststoffe machen den Tunnelbau sicherer Am Institut für Konstruktions- und Funktionsmaterialien der FH Münster startete ein neues Forschungsprojekt. Mindestens 100 Jahre sollen Kunststoffdichtungsbahnen halten, die Deponien oder Tunnel vor eindringendem Wasser schützen. Doch welchen Einfluss haben aggressive Substanzen, schwankende Temperaturen oder mechanische Belastungen, denen die Materialien ausgesetzt sind? Dies werden Prof. Dr. Dietmar Mähner vom Fachbereich Bauingenieurwesen und Prof. Dr. Martin Kreyenschmidt vom Fachbereich Chemieingenieurwesen in dem Projekt „LaK – Langzeitbeständigkeit von Kunststoffdichtungsbahnen im Tunnel- und Deponiebau“ untersuchen. Die beiden Hochschullehrer forschen gemeinsam am Institut für Konstruktions- und Funktionsmaterialien (IKFM) der FH Münster. Rund 170.000 t Kunststoffbahnen werden Jahr für Jahr in Tunneln zur Abdichtung vor Bergwässern sowie zum

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Zackenbewehrte Räder eines Roboterfahrzeugs im Testeinsatz (Foto: DLR)

Schutz der Tragkonstruktion verbaut. „Bei den bisherigen Alterungstestverfahren bleibt unberücksichtigt, welchen Einfluss beispielsweise die umgebenden Bergwässer in ihrer Zusammensetzung oder das Migrationsverhalten der Additive auf die Alterung nehmen“, sagt Kreyenschmidt. Dass diese Zusatzstoffe einen großen Einfluss auf die gewünschte mechanische Langzeitstabilität der Kunststoffbahnen haben, steht fest. „Werden sie jedoch durch unterschiedliche Bergwässer verschieden schnell ausgewaschen, lässt sich die Lebensdauer dieser Dichtungsmaterialien mit den bisherigen Verfahren nicht mehr korrekt abschätzen“, erklärt Kreyenschmidt. „Ebenso müssen starke Dehnungen und Streckungen der Kunststoffe berücksichtigt werden“, ergänzt Mähner. Heutige Verfahren würden daher nur eine 25-jährige Lebensdauerangabe bestätigen. „Ein Ziel des Projektes ist es, zu klären, welchen Einfluss die Umgebungsund Einbauparameter auf die Lebensdauer der Folien im Tunnelbau haben“, sagt Kreyenschmidt. Dazu würden der-

zeitige Verfahren überprüft, um sie im zweiten Schritt zu verbessern. „Schon nach 20 bis 35 Tagen soll es zukünftig möglich sein, die Lebensdauer vorherzusagen – mit heutigen Verfahren dauert es 200 bis 300 Tage“, betont Mähner. Hauptziel sei es, schnelle und zuverlässige Methoden zu entwickeln, die für die unterschiedlichsten chemischen und mechanischen Bedingungen an jeder Baustelle einsetzbar seien. „Da Tunnel die teuersten Infrastrukturbauwerke sind, ist es wichtig, die Bausubstanz durch Kunststoffdichtungsbahnen so gut und so lange wie möglich zu schützen“, so Mähner. Die Sanierung defekter Kunststoffbahnen in Tunnelbauten sei technisch nahezu unmöglich und sehr teuer. „Daher ist ein schnelleres Verfahren, das die Lebensdauer besser vorhersagt und dabei gleichzeitig individuelle Parameter des Tunnelbaus berücksichtigt, wichtig, um Sanierungskosten zu vermeiden.“ Institut für Konstruktions- und Funktionsmaterialien an der FH Münster: https://www.fh-muenster.de/ikfm/ index.php

Prof. Dr. Martin Kreyenschmidt (l.) und Prof. Dr. Dietmar Mähner (3.v.r.) von der Fachhochschule Münster forschen zur Langlebigkeit von Kunststofffolien für den Tunnelbau (Foto: FH Münster/IKFM)

geotechnik aktuell/Termine

geotechnik aktuell 22. ASCE Mueser Rutledge Lecture Auf Einladung der American Society of Civil Engineers (ASCE) hielt Prof. Christos Vrettos am 13. November 2012 in New York die 22. Annual Mueser Rutledge Technical Lecture mit dem Titel „Protection of Foundations from Construction and Traffic Vibrations“. Im Rahmen dieser jährlich stattfindenden Veranstaltung berichten Experten mit bedeutender baupraktischer Erfahrung über Entwicklungen auf dem Gebiet des Grundbaus. Prof. Vrettos war der erste Redner außerhalb der USA in der Geschichte dieser angesehenen Vortragsreihe. Die Präsentation umfasste alle wesentlichen Aspekte des Erschütterungsschutzes und stellte den derzeitigen Stand der Technik in Deutschland dar. Ausgehend von den Grundlagen der Ausbreitung von Schwingungen infolge Verkehr und Baubetrieb wurden die Verfahren zur Prognose und Bewertung des Erschütterungseintrags in Gebäuden

Prof. Christos Vrettos (links) empfängt einen goldenen Apfel vom Vorsitzenden der Geotechnical Group der ASCE Metropolitan Section, Herrn Michael Chow, am Ende des Vortrags

erörtert. Konstruktive Minderungsmaßnahmen an Bahnstrecken, entlang der Übertragungstrecken im Boden sowie an betroffenen Gebäuden wurden erläutert. Die Anwendung in der Praxis

wurde anhand von Projektbeispielen gezeigt.

19. Ingenieurgeologische Tagung

4. Ruhr-GeoTag 2013

www.geosynthetics2013.com

München 13. bis 18. März 2013

Essen 21. März 2013

Themen – Hangbewegungen im alpinen und außeralpinen Raum – Tunnelbau im alpinen und außeralpinen Raum – Oberflächennahe und tiefe Geothermie – Natursteine, historische Bauwerke und ihr Baugrund

Thema Baugruben und Grundwasser

Graz 4. und 5. April 2013

www.uni-due.de/geotechnik Geosynthetics

Thema – Tiefgründungskonzepte – Vom Mikropfahl zum Großbohrpfahl

2013 – Geosynthetics for Water and Energy Challenges

www.cvk.tugraz.at

http://www.ascemetsection.org/ content/view/385/956/

Termine

28. Christian Vedder Kolloquium

www.geo.tum.de

20. Darmstädter GeotechnikKolloquium Darmstadt 21. März 2013 Themen – Forschung, Entwicklung und Innovationen – Erneuerbaren Energien – Sicherheits- und Rechtsfragen www.geotechnik.tu-darmstadt.de /aktuelles_1/kolloquien/ geokoll.de.jsp

Long Beach, USA 1. bis 4. April 2013 Topics – Energy – Drainage – Water – Dams and levees – Environmental – Case histories – Foundations – Transportation – Shoreline and water protection – Geohazards – Geosynthetic properties – Ground improvement – Properties of geosynthetics – Geo-hazards

Münsteraner Tunnelbau-Kolloquium Münster 11. April 2013 Themen – Aktuelle Entwicklungen in der Spritzbetontechnologie – Brandschutz beim Innenschalenbeton – Instandsetzung und Nachrüstung bestehender Tunnelanlagen – Aktuelle Beispiele von Baustellenprojekten www.fh-muenster.de/tunnel

geotechnik 36 (2013), Heft 1

Termine Deutscher Bautechniktag Infrastruktur stärken – Zukunft sichern

Conference on Maritime Energy COME 2013

Coupled phenomena in environmental geotechnics

Hamburg 11. und 12. April 2013

Hamburg-Harburg 21. und 22. Mai 2013

Turin, Italien 1. bis 3. Juli 2013

Themen – Aktuelle Baumaßnahmen im In- und Ausland – Akzeptanz und Bürgerbeteiligung – Bauprojekte in der Metropolregion Hamburg – Bauwerke für die Energiewende – Forschung, Entwicklung und Innovation – Instandhaltung und Erweiterung der Verkehrsinfrastruktur – Interaktion von Bau und Ökologie – Nachhaltige und energieeffiziente Gebäude – Planung und zukünftige Projekte im In- und Ausland

Themen – Konstruktion, Wartung und Funktion von Anlagen – Aktuelle Entwicklungen auf dem Gebiet der Gewinnung von regenerativer Energie aus dem Meer

Topics – Landfill waste characterization – Stability and settlement analysis of landfills – Landfill bottom and side lining systems – Capping systems for landfills and polluted sites – Characterization of polluted sites and related aquifers – Active and passive barriers for polluted sites – Degradation, extraction and inerting systems for the reclamation of polluted sites – Radioactive waste disposal – Underground energy issues – Natural and anthropogenic bio-chemical processes within soil and rocks

www.betonverein.de

www.tu-harburg.de/come2013/

Geotechnical engineering for the preservation of monuments and historic sites Napoli, Italien 30. und 31. Mai 2013 Topics – Requirements safety and use – Conservation vs mechanically applied procedures

www.tc215-cpeg-torino.org

Euro:Tun 2012 Bochum 17. bis 19. April 2013

www.tc301-napoli.org

Topics – Spatial and temporal discretization strategies for static and dynamic numerical analyses at various scales – Advanced constitutive models for geological materials and materials used for supporting measures – Model identification and sensitivity analysis – Computer aided process control – Computational methods in ground exploration – Computational life cycle management, life time assessment, smart tunnels and embedded monitoring – Logistics modelling and data management – Soft computing, visualization, data mining and expert systems – Uncertainty modelling and risk analysis

13. Seminar „Rutschungen: Folgen – Forschung – Praxis“

Seismic design of industrial facilities

Mainz 12. und 13. Juni 2013 Themen – Historische Entwicklung von Felssicherungen – Methodik zur Gefährdungsabschätzung mit GIS – Verfahrensweise aus Sicht von Straßenbauverwaltungen – Schutz vor Murgängen an Beispielen Österreichs – Extreme Massenbewegungen in den Hochgebirgen der Welt – Nutzungsdauer von Steinschlagschutznetzen – Abwicklung von Hangrutschschäden mit Versicherern

Bochum 7. Mai 2013

Salzburg 10. und 11. Oktober 2013

6. Symposium Umweltgeotechnik und 7. Freiberger Geotechnik-Kolloquium

Themen – Herausforderung Schacht – Internationale Großprojekte – Triebwasserwege – Sondermaßnahmen im Lockermaterial

Freiberg 13. und 14. Juni 2013

Themen – Weiche Böden & Konsolidation – Grenzzustand der Tragfähigkeit – Grenzzustände bei zyklischer Belastung www.gbf.rub.de/

tamas@ifgt.tu-freiberg.de.

geotechnik 36 (2013), Heft 1

www.SeDIF-Conference.de

62. Geomechanik Kolloquium 2013

Themen – Theoretische Bodenmechanik/ Numerik in der Geotechnik – Umweltgeotechnik – Bergbauliche Geotechnik – Ressourcen/GEOTHERMIE – Präsentationen – PRAXIS

Topics – Application of international building codes and guidelines for seismic design in plant engineering – Soil-structure interaction – Seismic design of non-structural components – Seismic design of silos and liquidfilled tanks – Performance-based design procedures – Uncertainty and reliability analysis – Seismic protection systems – Retrofitting of industrial facilities – Learning from previous earthquakes

www.uni-mainz.de/Organisationen/FSR www.eurotun2013.rub.de

1. Deutsche Bodenmechanik Tagung: Aktuelle Forschung in der Bodenmechanik

Aachen 26. und 27. September 2013

www.oegg.at/index.php?id=20

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. habil. Christos Vrettos, TU Kaiserslautern (Head of Editorial Board), vrettos@rhrk.uni-kl.de • Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, TU Hamburg-Harburg, 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 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 • 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: Jost Lüddecke Tel.: 030/47031-244, Fax: 030/47031-227, jost.lueddecke@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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geotechnik 36 (2013), Heft 1

Vorschau

Themen Heft 2/2013 Werner Rücker, Krasimire Karabeliov, Pablo Cuellar, Matthias Baeßler, Steven Georgi Großversuche an Rammpfählen zur Ermittlung der Tragfähigkeit unter zyklischer Belastung und Standzeit Christina Rudolph, Jürgen Grabe Untersuchungen zu zyklisch horizontal belasteten Pfählen bei veränderlicher Lastrichtung Christoph Budach, Markus Thewes Erweitere Einsatzbereiche von EPBSchilden Jochen Fillibeck Prognose von Oberflächensetzungen beim Tunnelvortrieb – Teil II: Möglichkeiten und Grenzen der Finite-Element-Berechnung

Das neue Testfeld der BAM zur Prüfung von Pfählen in Horstwalde ermöglicht Großversuche zur Ermittlung des Tragverhaltens von zyklisch lateral und axial belasteten Rammpfählen. Dabei werden Parameter wie Tragfähigkeitsminderung infolge zyklisch-axialer Lasten im Druck- und Zugbereich sowie die Zunahme von Tragfähigkeiten durch so genannte Anwachseffekte untersucht.

Andreas Becker, Christos Vrettos Versuche zur einaxialen Druckfestigkeit geklebter Gesteinsproben

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…und aktuell an anderer Stelle Heft 3/2013 Minimierte Konstruktion, maximale Effekte – Zum Entwurf des neuen Hauptbahnhofs Stuttgart

A10 8-streifiger Ausbau mit Lärmschutzwänden mit Photovoltaik

Noord/Zuidlijn Amsterdam – Technische Innovationen beim Bau eines innerstädtischen Metrotunnels

Tiger and turtle

Brückenertüchtigung – eine notwendige Voraussetzung für ein zuverlässiges Fernstraßennetz

Überwerfungsbauwerke VleuGel, Utrecht Bauzustandsanalyse und Instandsetzung von Nagelbindern

Geotechnische Herausforderungen auf der Ausund Neubaustrecke Nürnberg–Ebensfeld (VDE 8.1.1)

Heft 3/2013 Zur Planung und Ausführung von Ziegeldecken nach neuer DIN 1045-100 mit Eurocode 2

Bemessungskonzept für wärmedämmende Plattenanschlüsse mit Druckschublagern

Plattenbalken mit Querkraft-Verstärkung aus Textilbeton unter nicht vorwiegend ruhender Belastung

Bericht Bauausführung von Betontragwerken nach DIN EN 13670 und DIN 1045-3 – Auswirkungen auf die Praxis

Effizientes Vorspannen von CFK-Lamellen

Heft 1/2013 Österreichische Tunnelbaukompetenz verbindet das Kaschmirtal und Indien Influence of the geological structure on the displacements measured ahead of the Šentvid tunnel face in small diameter exploratory tunnel

Thirra Tunnel Albanien – mit einem klaren Konzept zum Erfolg Eisenbahntunnel für das Umfahrungsprojekt Tiflis, Georgien Design of SCL Structures in London

Heft 3/2013 Die Waldschlößchenbrücke in Dresden – Ausführungsplanung des Überbaus Elbebrücke Schönebeck – Schrägseilbrücke mit Litzenbündelseilen (Teil 1): Konstruktion und Ausführung Neue Technologie für die Hängebrücke über die Saar in Mettlach Brückenfahrbahn aus Sandwich Plate System (SPS) Ersatzneubau für die Schnettkerbrücke in Dortmund – Teil 2: Bauausführung

Brücken in VFT-WIB-Bauweise mit Verbunddübelleisten Zum Tragverhalten von MCL-Verbunddübel unter statischer und zyklischer Belastung Tragverhalten von plattenartigen Tragelementen mit einund mehrlagigen Faltungen aus Feinblech Berichte Theory and Case Study of Vehicle Load Identification Based upon BWIM of Steel Truss

Heft 1/2013 fib Model Code 2010: mastering challenges and encountering new ones

Cracking of RC members revisited. Influence of cover, F/ρeff and stirrup spacing – an experimental and theoretical ttudy.

Design for service life: implementation of fib MC2010 rules in the operational code ISO 16204

Global safety format for non-linear analysis of reinforced concrete structures

Reliability-based nonlinear analysis according to fib MC2010

Concrete shells – Towards efficient structures: Construction of a 93-meter span shell in Switzerland

Three dimensional FE-analysis of reinforced concrete structures using lattice equivalent continuum method Experimental evaluation of large circular RC columns under pure compression

(Änderungen vorbehalten)