Geotechnik 01-2012 (sample copy)

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

135. JahrgangMärz 2012ISSN 0172-614521756

Bodenmechanik

Erd- und Grundbau

Felsmechanik

Ingenieurgeologie

Geokunststoffe

Umweltgeotechnik

O R G A N D E R D E U T S C H E N G E S E L L S C H A F T F Ü R G E O T E C H N I K

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

Wilhelm Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KGwww.ernst-und-sohn.de

A3Bautechnik 81 (2004), Heft 1

Inhalt

geotechnik 1 Editorial

1 Jürgen Grabe Segen und Fluch der Normung

2 Roland Jörger Eurocodes in der Geotechnik – Ein echter Fortschritt

Fachthemen

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

11 Hennning Lesemann, Norbert Vogt Untersuchungen zur hydraulischen Stützung mit Polymerlösungen

22 Robert Hoffmann, Michael Mölk Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

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

Berichte

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

Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen

61 Jimmy Wehr, Katja Maihold Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten

Kohäsion cu < 15 kN/m2

Rubriken

66 DGGT-Mitteilungen69 Persönliches70 Tagungsberichte71 CBTR-Nachrichten73 Dissertationen 201176 geotechnik aktuell78 Firmen und Verbände79 Termine

Produkte und Objekte

A5 NaturgefahrenabsicherungA12 Abdichtung und InjektionA21 Stellenmarkt

Im Süden Bulgariens wurde 2007–2010 ein neuer Staudamm am Fluss Vatscha gebaut. Dadurchbleibt die alte, den Fluss entlang laufende Talstraße unter Wasser und eine neue, bis zu einigen100 m hangaufwärts versetzte Trasse von 11 km Länge musste gebaut werden. Sie verläuft in stei-ler Hanglage mit unstetigem, teils problematischem geologischen Aufbau. Außerdem ist die Regionseismisch aktiv. Als optimal erwies sich aus ökonomischer, landschaftlicher, ökologischer und bau-technisch-logistischer Sicht, sowie in puncto Seismik eine Variante mit 22 geogitterbewehrtenStützwänden von bis zu 20 m Höhe, 10:1 Frontneigung ohne jegliche Bermen und einer Gesamt -länge von ca. 2 km. Als Bewehrung kamen flexible Geogitter der Familie Fortrac® T zum Einsatz undals Außenhaut das System Muralex® (mit Steinverfüllung). Die neue Strecke wurde termin- undbudgetgerecht im Sommer 2010 für den Verkehr freigegeben. So zeigte sich wieder einmal, dassgeogitterbewehrte Wände mit entsprechend gestalteter Außenhaut hochadap tive, optimierte Lösungen erlauben. (Foto: Huesker/Siehe ferner auch Beitrag auf Seite A6)

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

Segen und Fluch der Normung

Editorial

1© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 35 (2012), Heft 1

Das Ziel der neuen Normengenerationen ist eine Vereinheitlichung der Nor-men innerhalb Europas. Dieses Jahr tritt der EC 7 für alle in Kraft und mitihm die entsprechenden nationalen Anwendungsdokumente. In 2012 sollenauch die darauf abgestimmten Empfehlungen des Arbeitskreises Baugrubenunter der Leitung von Professor Hettler und des Arbeitsausschusses Uferein-fassungen unter meiner Leitung neu erscheinen. Die Empfehlungen des Ar-beitskreises Pfähle unter der Leitung von Professor Kempfert sind bereits seitJanuar 2012 in zweiter Auflage verfügbar. Stellvertretend für alle, die an dereuropäischen und nationalen Normung ehrenamtlich gearbeitet haben, seiHerrn Schuppener an dieser Stelle herzlich für sein unermüdliches Werbenund Engagement für die Sache gedankt.

In die neuen Normen und Empfehlungen gehen die neuesten, abgesi-cherten Erkenntnisse ein. So enthalten beispielsweise die Empfehlungen desArbeitskreises Pfähle der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik ein neuesKapitel zur Bemessung von Pfählen unter zyklischen Lasten. Damit wird einewichtige Lücke geschlossen, denn die Gebrauchstauglichkeit und Tragfähig-keit von Pfählen unter zyklischen Lasten aus Wellen und Wind waren bishereher in der Wissenschaft behandelt worden. Nun werden diese Kenntnisseunter anderem zur Dimensionierung von Gründungen von Windkraftanla-gen in der Nord- und Ostsee benötigt. Die neuen Empfehlungen gehen nacheiner Einspruchsfrist vom Stand der Wissenschaft und Technik in die aner-kannten Regeln der Technik über. Der planende und prüfende Ingenieur be-kommt damit eine dringend benötigte Regelung an der er sich orientierenkann, was ein Segen ist.

Mancher hat über die Normenflut der letzten Jahrzehnte schon geflucht.Die Normung ist mittlerweile sehr umfangreich – es heißt es seien an die5.000 Seiten – geworden, sodass mancher Ingenieur meint, den Überblickverlieren zu können. Neue Bezeichnungen und Begriffe, geänderte Indizes,andere Farbsignaturen, geändertes Sicherheitskonzept und vieles, vielesmehr. Einen Überblick über den aktuellen Stand der europäischen und deut-schen geotechnischen Normen gibt der Bericht von Dr. Schuppener et al. imvor liegenden Heft der geotechnik.

Für den Ingenieur sind zur Schulung und Einarbeitung etliche, meist un-vergütete Mehrstunden erforderlich geworden. Um hier gegenzusteuern hatsich die DGGT der Initiative „PraxisRegelnBau e.V.“ angeschlossen, die dasZiel der Vereinheitlichung und Ver schlan kung der Normen verfolgt. Dieserin Gründung befindliche Verein verfügt auch über die notwendigen finan-ziellen Mittel, um die Arbeiten voran zu treiben. Für die Arbeit in der Projekt-gruppe 6, welche die geotechnischen Normen betreut, werden übrigens nochPraktiker gesucht. Das wird nun erneut viel Kraft kosten, überflüssiges undwidersprüchliches herauszufinden und zu streichen. Den Umfang zu redu-zieren, ist nämlich mindestens so schwierig wie neue Regelungen zu treffen,aber es lohnt sich.

Herzlichst Jürgen Grabe

2 © 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 35 (2012), Heft 1

Eurocodes in der Geotechnik – Ein echter Fortschritt?

Die Entwicklung der Eurocodes ist aus einem Aktionsprogramm der Europäischen Kommission aus dem Jahre 1984 hervorgegangen. MitStichtag zum 01.07.2012 werden die Eurocodes in Deutschland bauauf-sichtlich eingeführt und die überholten nationalen Normen aus der Listeder Technischen Baubestimmungen herausgenommen. Damit wird derenAnwendung eindeutig geregelt und die bisherige Koexistenz, die uns docheiniges Kopfzerbrechen bereitete, ist Geschichte.

In der Geotechnik hatten wir es in Deutschland mit der Entwicklungder Eurocodes nicht wirklich leicht. Erst seit Herbst 2011 steht uns hierdas Handbuch Eurocode 7 mit der DIN EN 1997 und den damit korres-pondierenden nationalen Normen zur Verfügung. Den Beteiligten ist fürdieses Handbuch höchste Anerkennung zu zollen; die Umsetzung in derPraxis fordert jetzt alle Ingenieure. Da mit der Schaffung der Eurocodeseine Trennung zwischen Bemessung und Ausführung verbunden war, er-gab sich für alle relevanten Normen des Spezialtiefbaus die besondere Situation, dass reine Ausführungsnormen zu gestalten waren. Dies erfolg-te auf europäischer Ebene durch die Arbeitsgruppe TC 288, in der auchdie ausführenden europäischen Firmen stark engagiert waren und die bisheute unter deutscher Führung steht. Die erste Norm (DIN EN 1536 fürBohrpfähle), die ebenso unter deutscher Leitung entstand, erschien bereits1999 und wurde schon im Jahre 2010 überarbeitet.

Wie bei jeglicher Einführung neuer Systeme stellt sich die Frage nachdem Nutzen und dem Fortschritt. Der Vorwurf eines zu großen Umfangsder Normen kann nicht pauschal zurückgewiesen werden, hier kann je-doch die deutsche Geotechnik durch intensive Mitarbeit in nationalenund europäischen Gremien mittelfristig sehr wohl Einfluss nehmen.

Aus der Sicht des Ingenieurs in einem ausführenden Unternehmen isteine konsequente Umsetzung der Eurocodes nur zu begrüßen. Neben einereffizienteren Einarbeitung und Weiterbildung junger Ingenieure ist derenEinsatz bei europäischen Projekten sehr viel einfacher. Erfahrungen ausabgeschlossenen Baustellen lassen sich besser vergleichen, auswerten undfür neue Projekte nutzen. Der Kunde kann sehr viel leichter technisch an-spruchsvolle Projekte europaweit ausschreiben, wodurch sich die Chancefür einen Qualitätswettbewerb ergibt, den wir in Deutschland so schmerz-lich vermissen. Die Harmonisierung der Normen fördert den Binnenmarktin allen Segmenten, nicht nur für Ausführende, sondern ebenso für Liefe-ranten, Gerätehersteller, Beratende Ingenieure und planende Büros.

Ich kann die Fragestellung nach dem Fortschritt daher nur bejahenund Sie auffordern, das Thema Eurocodes in der Geotechnik weiter kon-struktiv zu diskutieren und sich an der Normungsarbeit aktiv zu beteili-gen. Dies bietet für die deutsche Geotechnik ein enormes wirtschaftlichesPotenzial und sichert uns allen den technischen Fortschritt.

Glück Auf

Roland Jörger

Editorial

Lawinenschutz auf Island

Neskupstadur, Seydisfjördur und Isafjördur – drei Orte aufIsland, an denen zahlreiche Lawinenschutzbauten im Bauver-fahren „Bewehrte Erde“ errichtet wurden. Schutzbauten, dieeinen gewichtigen Beitrag zur Milderung der Konsequenzenvon Naturkatastrophen leisten.

Um die Stadt Neskupstadur vor den Folgen eines möglichen Lawinenabgangs zu schützen, wurden ein 14 m hoher Bewehrte-Erde-Schutzdamm und 13 ca. 10 m hohe Bewehrte-Erde-Kon-struktionen vor dem eigentlichen Schutzdamm errichtet. Diesekleinen Hügel wirken als Ablenk- bzw. Leitdämme und habendie Aufgabe, die Lawine aufzuteilen, um so die einwirkendenKräfte zu reduzieren bzw. zu verteilen.

Die Aufgabe des ausführenden Unternehmens, der Rein-forced Earth Company United Kingdom, war es, die Planung fürdiese Bewehrte-Erde-Konstruktionen sowie die Lieferung der fürdie Errichtung der Konstruktion notwendigen Systemkompo-nenten des Systems TerraTrel™ zu erbringen.

Sowohl der 14 m hohe Schutzdamm als auch die 10 m hohen Hügel wurden im System TerraTrel™ mit einer Neigungvon 76° errichtet. Das System TerraTrel™ besteht aus verzinktenStahlgitterelementen, die als Außenhaut dienen, und aus verzink-ten Bewehrungsbändern mit aufgewalzten Querrippen (gemäß MSASE Ausgabe 2010). Die für die Steinpacklage hinter der Stahl-gitteraußenhaut notwendigen Steine wurden bei Sprengungen imZuge dieses Projektes aus lokalem Gestein gewonnen.

In Seydisfjördur und Isafjördur wurde ein ca. 20 m hoherSchutzdamm 600 m über dem Meerwasserspiegel errichtet. Wieauch in Neskupstadur wurden vor dem eigentlichen Schutz-damm kleinere Ablenk- bzw. Leitdämme aus „Bewehrte Erde“errichtet. Für den Damm wie auch für die kleineren, vorgeset-zten Dämme wurde das System TerraTrel™ verwendet.

Der Schutzdamm besteht bei diesem Projekt aus einem un-teren Teil, der mit einer Böschungsneigung von 34° aus lokalemFelsgestein, und einem oberen Teil, der mittels der Bewehrte-Er-de-Konstruktion (System TerraTrel™) mit einer Böschungsnei-gung von 76° errichtet wurde.

Das System TerraTrel™ wurde bei den beschriebenen Pro-jekten aus verschiedenen Gründen eingesetzt. Die hohe Errich-tungsgeschwindigkeit, deren Robustheit und ein mit Erfolg fertiggestelltes vergleichbares Projekt in Neskupstadur gaben denAusschlag. Da sämtliche Systemkomponenten des Systems Ter-raTrel™ vorgefertigt und leicht zu handhaben sind, kann dasSystem auch an schwer zugänglichen Orten ohne viele großeGerätschaften zum Einsatz kommen. Das macht es – wie hier –für Lawinenschutzbauten sehr interessant.

Weitere Informationen:Bewehrte Erde Ingenieurgesellschaft mbH, Dipl.-Ing. Marko Brüggemann, An der Strusbek 60–62, 22926 Ahrensburg bei Hamburg, Tel. (0 41 02) 45 72 20, Fax (0 41 02) 45 72 21, [email protected], www.bewehrte-erde.de

A5geotechnik 35 (2012), Heft 1

Naturgefahrenabsicherung

MOBILDEICH by CENO

CENO Membrane Technology GmbH — Tel.: 02571/969–0 — [email protected] — www.MOBILDEICH.de

Mobiles Wassermanagement von CenoTec

Infomaterial, Anwendungen, Referenzen:

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Bild 1. Lawinenschutzdamm aus „Bewehrte Erde“, System TerraTrel™ in Neskupstadur

Bild 2. Kleinere Hügel aus „Bewehrte Erde“, System TerraTrel™ vor dem Schutz-damm in Neskupstadur

Bild 3. Einbau des System TerraTrel™ in Neskupstadur

Mit Geogittern aktiv gegen Lawinengefahr Nahe der österreichischen Gemeinde Umhausen, Tirol kames im August 2011 erneut zu einer Steinlawine, welche dieGrenzen des vorherrschenden Lawinenschutzdammes er-reichte. Der starke Steinschlag konnte nicht in Gänze durchdie installierten Schutzmaßnahmen abgefangen werden, so-dass vereinzelte Steinbrocken auf die B 186 nahe der Ab -zweigung Köfels gelangten. Temporär führte dies zu einerKomplettsperrung der Straße.

Um die Sicherheit der Verkehrsteilnehmer wieder herzustellenund einen besseren Schutz gegen zukünftige Steinschläge zu er-reichen, entschied sich das Land Tirol, Abteilung Straßenbau ge-meinsam mit dem renommierten Geotechnikbüro GEOGNOSDr. Bertle für die Errichtung eines Kunststoffbewehrte Erde(KBE) Systems. Dieses wurde durch die Firma Teerag-Asdag AG,Niederlassung Roppen und Firma Gebrüder Scheiber GmbHunter Verwendung von HUESKER Geogittern errichtet.

Durch die Wahl der KBE Bauweise konnte bei gleichblei-bender Grundfläche die Höhe des Schutzwalles auf 8 m vergrö-ßert werden, so dass im Vergleich zu dem vorherigen Bauwerkein deutlich höheres Schutzniveau erreicht werden konnte. Zu-dem ermöglichte die KBE Bauweise, die Nutzung des bestehen-

den Schüttmaterials des Altdammes. Aufgrund dessen konntedie Errichtung der neuen Schutzbarriere mit einer Länge von400 m in einer Bauzeit von weniger als 2 Monaten erfolgen. Außerdem ist das KBE-System aufgrund der dehnsteifen Geo -gittereinlagen verhältnismäßig unempfindlich und kann poten-tielle Setzungen und Verformungen des Untergrundes bis zu einem gewissen Ausmaß schadensfrei tolerieren.

Speziell der Einsatz von kriecharmen und formstabilenHUESKER Fortrac® Geogittern konnte eine qualitativ hochwer-tige Bewehrung des Schutzdamms sicherstellen und sorgt somitfür die Sicherheit der Verkehrsteilnehmer auf der B 186.

Wie bei jedem Einsatz von hochwertigen HUESKER Pro-dukten standen auch im vorliegenden Projekt die Ingenieure derAbteilung Anwendungstechnik beratend zur Seite. Durch diekompetente Unterstützung konnte das optimale Produkt für dieBewehrung des Sicherungsdamms ausgewählt sowie eineschnelle Projektdurchführung gewährleistet werden.

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

A6 geotechnik 35 (2012), Heft 1


Bild 1. Errichtung des neuen Schutzwalls unter Verwendung von Fortrac® Geogittern Bild 2. Neuer Schutzwall der „Köfler Geraden“ (Fotos: Huesker)

Mobildeich – ModernesWassermanagement mit System Wenn Schutzbauten immer zur richtigen Zeit am richtigenOrt stehen würden, wäre allen Betroffenen geholfen. Festebauliche Maßnahmen sind allerdings nur an manchen Orteneine sinnvolle Wahl, weil deren Errichtung mit hohen Investi-tionsvolumina verbunden ist und sich nicht immer mit städte-baulichen Anforderungen vereinbaren lässt.

Mit dem Mobildeich steht ein ausgereiftes System zum Wasser-management zur Verfügung, das immer mehr Experten von sichüberzeugt, weil es die Schutzwirkung fester Systeme mit der Fle-xibilität der mobilen verbindet: Es bietet alle Voraussetzungen,zur richtigen Zeit am richtigen Ort den passenden Schutz er-richten zu können.

Aufbau mit minimalem AufwandDer Mobildeich ermöglicht in kürzester Zeit Wasserverbau vonbis zu 2,60 m Höhe. Seine Schläuche werden mit vorhandenemWasser gefüllt, daher ist für seinen Aufbau kein separater Füll-materialtransport nötig.

Dem Mobildeich liegt ein einfaches, aber sehr wirkungsvol-les Funktionsprinzip zugrunde: Ein Deichkörper aus 2 oder 3Schläuchen (A) wird von einem Netz (B) ummantelt. Beim Be-füllen der Schläuche mit Wasser wird das Netz von innen durchden Wasserdruck vorgespannt und es entsteht ein stabiles stati-sches System. Dieser tragende Deichkörper wirkt als Schwerge-wichtsdamm.

Eine speziell ausgestattete Dichtungsplane (C) wird überden Deich gelegt. Sie sichert die stabile Lage des Deichkörpersund schützt ihn vor Unterspülungen. Sie wird ca. 2–5 m vor demDeich ausgelegt, so dass sich das hydraulische Gefälle über einemöglichst lange Strecke im Boden abbauen kann. Bei geeigne-

ten Bodenverhältnissen ist der Mobildeich laut Hersteller alseinziges mobiles Schlauchsystem voll überströmbar.

Die Schlauchmodule können ohne weitere Vorarbeiten direkt während des Ausrollens befüllt werden, was sogar denAufbau in fließenden Gewässern ermöglicht.

Leistungsfähig auf allen UntergründenDurch seinen einfachen, aber sehr effektiven Aufbau kann derMobildeich ohne bauliche Vorbereitungen oder Verankerungen



Bild 1. 3-Komponentenaufbau Mobildeich

unter verschiedensten Gegebenheiten eingesetzt werden: Imstädtischen Bereich auf Asphalt, Beton und Pflastersteinen, aberauch in der Vegetation, im Deichvorland und an Uferzonen mitlockeren Böden. Für den nahtlosen Anschluss an bestehendebauliche Schutzmaßnahmen stehen intelligente Schnellbaupro -file zur Verfügung, die sowohl an horizontalen wie auch vertika-len Flächen sauber andichten.

Drei Einsatzfälle aus der Praxis illustrieren, wie Kunden dieVorzüge des Mobildeichs zu Ihrem Nutzen einsetzen: Sei es alsplanmäßiger Hochwasserschutz mit variablen Stauhöhen inDessau-Wörlitz, als notfallmäßige Gewässersperre im Lahn-Dill-Kreis oder als mobile Wasserhaltung am Beispiel eines 8.000 m³großen temporären Staubeckens.

Praxisbeispiel 1: Planmässiger Hochwasserschutz für UNESCO-WeltkulturerbeDie Kulturstiftung Dessau-Wörlitz (KSDW) setzt seit Jahren aufden Mobildeich und dessen Einsatzqualitäten. Durch das Inge-nieurbüro Prof. Dr.-Ing. Macke wurde eine umfangreiche Deich-sanierung im Gartenreich Dessau-Wörlitz umgesetzt, deren Zieldie DIN-gemäße Instandsetzung der Deiche und der langfristigeSchutz und Erhalt der europaweit bedeutenden Parkanlage ist.

Zum festen Bestandteil der Planung wurde dabei der Mobildeich. Im Falle eines Hochwassers wird er von den Mitar-beitern der KSDW auf einem Ringdeich errichtet, um die nötigeDeichhöhe und das Freibord für ein HQ100-Hochwasser zu er-reichen. Eine dauerhafte Erhöhung des festen Deiches war aushistorischen und ästhetischen Gründen nicht in Betracht zu zie-hen. Durch den flexiblen Hochwasserschutz wird der Ringdeichum bis zu 1,60 m erhöht.

Der Mobildeich überzeugte die Planer unter anderem, weilsich mit ihm variable Stauhöhenverläufe realisieren lassen: jenach Relief werden dabei Systemhöhen von 0,45 m bis zu2,10 m miteinander kombiniert.

Ein weiterer Vorzug gegenüber anderen, marktgängigenmobilen Hochwasserschutzsystemen, die aus einzelnen Elemen-ten bestehen (wie z. B. Big-Bag-Lösungen, andere Schlauchsyste-me oder Sandsäcke) ist, dass sich eine Kette aus Mobildeich-Mo-dulen statisch stabil verhält:

Dazu trägt im Wesentlichen die Netzhülle bei, die dieSchläuche umgibt:

Sie wird an den Stoßstellen der Module mit der Netzhülledes nächsten Modules verbunden – und überträgt z. B. bei ei-nem 1 m hohen Deich etwa 24 t Längskraft.

Mit dem Mobildeich haben die Ingenieure das System ge-funden, das sich auch im stark profilierten Gelände, an Durch-fahrten, bei Versprüngen im Bodenrelief und in engen Radienverlegen lässt.

Das Gartenreich Dessau-Wörlitz hat nach der Sanierungnichts von seiner Attraktivität verloren, denn der Eingriff erfolgteim Einklang mit der Denkmalpflege – und der orangefarbeneMobildeich tritt nur im Hochwasserfall in Erscheinung.

Praxisbeispiel 2 – Notfallmäßiger Hochwasserschutz –Feuerwehr Lahn-Dill-KreisMit einer Geschwindigkeit von etwa 100 m/Stunde können 4–5 Helfer den Mobildeich errichten. Das sichert im Einsatzfallwichtige Minuten, die über den Erfolg einer Gewässerumleitungoder Staumaßnahme entscheiden können.

Die Systemvorteile Geschwindigkeit, Sicherheit und die variable Wahl des Aufbauortes erlauben die Realisierung neuerlogistischer Lösungen im Hochwasserschutz. Die Feuerwehren



Bild 2. Mobildeich im Gelände …

Bild 3. … im Gartenreich Wörlitz …

Bild 4. … im Gewässer-Einsatz …

Bild 5. … und aus dem Abrollconatiner …

des Lahn-Dill-Kreises haben ihre Mo-bildeich-Module ab Werk in einen Ab-rollcontainer integrieren lassen. Bei ei-ner Stauhöhe von 60 cm passen 480 mdieser Elemente in einen einzigen Abroll-container, der die flexible Gewässer -sperre als autarke Einheit überall ein-setzbar macht. Alle Elemente inklusiveder Haspel räder, mit denen der Deichauch im fließenden Gewässer ausgerolltwerden kann, sind übersichtlich, kom-pakt und einsatzfertig in dem Containerzusammengefasst. Zum Befüllen könnendie vorhandenen Pumpen eingesetzt wer-den. Der Erfolg der innovativen Kombi-nation aus Mobildeich und Abrollcontai-ner: Auch bei kürzesten Vorwarnzeiten –sie liegen in diesem Gebiet bei etwa ei-ner halben Stunde – sind die Feuerweh-ren für den Notfall bestens gerüstet.

Praxisbeispiel 3 – MobilesSpeicherbecken mit 8.000 m³ –errichtet in 3 TagenUngewöhnlich ist die Art und Weise dieser Wasserhaltung: Auf einem StückAckerland wurde in drei komprimiertenBauphasen innerhalb kürzester Zeit einMobildeich als „mobiler Teich“ aufge-baut.

Zu Beginn wurde auf Kunden-wunsch ein Erdwall zur Einfriedung und Sicherung des Areals errichtet. An-schließend wurde im Beckenbereich eindreilagiger Drainageboden mit einer5.000 m² großen Dichtungsplane verlegt.Zum leichteren Transporthandling wur-

de die Planenkombination vor Ort aus4 großen Bahnen zusammengeschweißt.Im letzten Arbeitsschritt wurde der ei-gentliche Beckenkorpus mit einem330 m langen Ringdeich aus Mobildeich-Modulen MD 93-3 mit einer Höhe vonüber 1,50 m ausgelegt.

Innerhalb von 3 Tagen war dasStaubecken für 8.000 m³ Wasser fertig -gestellt. Nach der Verwendung des vor-gehaltenen Wassers wurde das mobileStaubecken kurzfristig wieder abgebautund die Fläche der vorigen Nutzung wie-der freigegeben.

ResuméeIntegrierte Hybridlösungen, die bau -lichen Hochwasserschutz mit mobilenElementen kombinieren, eröffnen neuePerspektiven für den Hochwasserschutzund die Wasserhaltung. Durch die flexi-ble Einsetzbarkeit eines sicheren, voll-ständig mobilen Systems verschwimmendie Grenzen zwischen plan- und notfall-mäßigem Hochwasserschutz, und eineneue Bewertung der Einsatzsicherheitenmobiler Systeme sowie der geringe Inves-titionsbedarf sprechen für einen Auf-bruch in neue Zeiten des mobilen Was-sermanagements.

Weitere Informationen: CENO Membrane Technology GmbH, Am Eggenkamp 14, 48268 Greven, Tel. (0 25 71) 9 69-0, Fax (0 25 71) 12 24, [email protected], www.mobildeich.de


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Dammnachsorge am Mittellandkanal im Bereich Hartum

Zur Sicherstellung der Dammstandsicherheit werden am Mittellandkanal (MLK)im Bereich Hartum im Auftrag des Wasser- und Schifffahrtsamtes (WSA) Mindenumfangreiche Bauarbeiten durchgeführt. Die Arbeiten erfolgen bis August auf derNordseite des Mittellandkanals zwischen der Brücke 128 (Mitteldammbrücke) undöstlich der Brücke 131 (Drögenstraße).

Während der gesamten Bauzeit ist derBetriebsweg auf der Dammkrone von derBrücke 128 (Mitteldammbrücke) bis zurBrücke 132 (Beekedamm) für die Öffent-lichkeit gesperrt. Zeitweise wird dieseSperrung bis zum Yachthafen in Hahlener weitert, da in diesem Abschnitt nochArbeiten am Dammfuß durchgeführtwerden.

Fußgänger und Radfahrer werdengebeten, den Betriebsweg auf der Süd -seite des Mittellandkanals zu nutzen.Das Wasser- und Schifffahrtsamt Mindenbittet dabei um Verständnis für die unvermeidlichen Behinderungen.

WSA investiert 800.000 € inSicherheit der KanalseitendämmeAn der luftseitigen Böschung des Kanal-seitendammes wird auf einer Länge von

rund 800 m ein sogenannter Fußfiltereingebaut. Dieser besteht aus einem be-sonders durchlässigen Sand-Kies-Ge-misch und sorgt somit im Falle einerDurchströmung des Dammes für eineAbsenkung des Wassers im Dammkör-per. Dadurch wird die Standsicherheitdes Kanalseitendammes sichergestellt.Dabei werden zugleich die mehr als70 Jahre alte Rohrleitung am Dammfußsowie die dazugehörigen Schächte er-neuert und die Dammböschung ange-passt.

In einem weiteren, rund 360 m lan-gen Abschnitt im Bereich des „Hoch-zeitswaldes“ wird der unter dem Kanal-seitengraben anstehende Torf bis zu 1 mtief ausgehoben und mit einem durchläs-sigen Sand-Kies-Gemisch ersetzt. Außer-dem wird der Betriebsweg auf der

Mobiler schneller Hochwasserschutz –erfolgreich eingesetztThailand im November 2011 – Hier schützte das Unterneh-men AquaFence, international erfolgreich bei Hochwasser-Einsätzen, mit über 500 m seines gleichnamigen Produkts In-dustriebereiche. Das sicherte nicht nur Werte, sondern halfdem Unternehmen auch, in der angespannten Phase produ-zieren zu können und alle Mitarbeiter zu behalten.

AquaFence ist ein zugleich mobiles und semi-mobiles aufklapp-bares Hochwasserschutzsystem. Die 2 m breiten Elemente sind75 cm, 120 cm, 130 cm bzw. 180 cm hoch. 6 bis 8 Personen kön-nen innerhalb 1 Stunde ca. 100 m AquaFence aufbauen. EinStandardelement ersetzt 700 Sandsäcke und ist dabei sicher unddicht. Da die technischen Halterungen des Systems auf der Was-serseite liegen, ist die Gefahr von Vandalismus nahezu ausge-schlossen, alle notwendigen Komponenten, wie Dichtungen, Sta-bilisierungsstangen etc. sind immer mit den eingeklappten Ele-menten fest verbunden.

Das System nutzt die physischen Kräfte des Wassers zumStabilisieren und Abdichten und verfügt dabei über einen Sicherheitsfaktor von 3 – es hält dem dreifachen Wasserdruck eines Hochwassers stand. Die Materialien sind Holz, Edelstahlund Aluminium sowie PVC-Folien und Dichtungen.

Bei dem Einsatz in Thailand war AquaFence wie gewohntdicht und konnte auch sensible Industriebereiche sicher schüt-zen. Außerdem wurde das System sogar in bereits aufgelaufe-nem Hochwasser aufgebaut, miteinander verbunden und das auf-gelaufene Wasser danach im dahinterliegenden Teil abgepumpt.

Flexibel bis zum Eintritt des HochwassersHervorgehoben wurde hierbei die Möglichkeit, dass Zufahrtenzu schützender Objekte bis zum eigentlichen Auftreten desHochwassers passierbar bleiben. Aus der aufgebauten Schutz -linie werden die entsprechenden Elemente einfach herausge-nommen und kurz vor Eintreffen des Hochwassers wieder einge-baut.

500 m AquaFence schützten beispielsweise ein Kranken-haus und Gebäude in den USA in Fargo. AquaFence war dabeischnell aufgebaut, dicht und erhielt große Beachtung in derPresse. Nichtamtliche Helfer und Nachbarn bauten hier 500 mAquaFence in 1,5 Stunden auf.

Vorführungen zeigten, dass die Verbindung von AquaFenceund einem Schlauchsystem vermittels Sandsäcken interessantsein kann, wenn z. B. der Untergrund des Geländes stark variiertoder natürliche Gegebenheiten verschiedene Systeme erfordern.Seine Stärken zeigt das System bei natürlichen Kurvenverläufenauf unebenem Untergrund, aber auch der überaus schnelle undsaubere Abbau, ohne Sandreste, ab- bzw. auslaufendes Wasser

Dammkrone auf gesamter Länge komplett erneuert und mitSchotter befestigt. Auftragnehmer für die Ausführung der Bau-maßnahme ist die Köster GmbH aus Osnabrück.

Bauarbeiten wichtig für Standsicherheit der KanalseitendämmeAnlass für die Durchführung der Dammnachsorge sind vomWSA Minden durchgeführte Standsicherheitsberechnungen dermehr als 90 Jahre alten Kanalseitendämme. Diese haben bei ei-nem angenommenen Defekt der Tondichtung des MLK Sicher-heitsdefizite aufgedeckt, welche durch die beschriebenen Bauar-beiten abgestellt werden. Somit wäre der Kanalseitendamm auchbei einem Ausfall der Kanaldichtung und einer damit einherge-henden Durchströmung standsicher. Aktuell liegt jedoch keinDefekt der Kanaldichtung vor, so dass die Bauarbeiten der Vor-beugung dienen. Ungeachtet dessen werden die Kanalseiten-dämme regelmäßig in festgelegten Zeitabständen von besondersausgebildeten Dammbeobachtern begangen, um mögliche Ver-änderungen und damit Hinweise auf einen Defekt der Kanal-dichtung frühzeitig erkennen zu können.

Weitere Informationen:Wasser- und Schifffahrtsamt Minden, Am Hohen Ufer 1–3, 32425 Minden, Tel. (05 71) 64 58-0, Fax (05 71) 64 58-12 00, [email protected], www.wsa-minden.wsv.de



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

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

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

dem notfallmäßigen Bereitschaftskonzept gewährleistet das Unternehmen einen Schutz vor Hochwasser, bei dem der finan-zielle Aufwand, aber auch der an Lagerhaltung, Wartung, Repa-ratur und Personal gemindert wird. Kunden wird für eine defi-nierte Strecke und innerhalb einer festgelegten Vorwarnzeit einzertifiziertes und erprobtes System rechtzeitig angeliefert undaufgebaut. Während des Hochwassers wird das aufgebaute Sys-tem bewacht und bei unvorhergesehenen Ereignissen werdenentsprechende Vorkehrungen getroffen.

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

und starke Verschmutzung sind hier hervorzuheben. Zudem –kein unwichtiger Vorteil – lässt sich die AquaFence Hochwasser-schutzlinie bis zum Eintreten des Hochwasserereignisses nochverändern. Wasser- oder sandbefüllte Systeme und planmäßigerHochwasserschutz sind dann nicht mehr flexibel. Dennoch bie-tet das zertifizierte System mit einer temporären Verankerungsehr hohen Schutz.

Ganzheitliche HochwasserschutzkonzepteDas Team um AquaFence bietet seinen Kunden Flexibilität undkreative Lösungsvorschläge sowohl im technischen, wie auch imgeschäftlichen Sinn. Ganzheitliche Hochwasserschutzkonzeptebestehen aus Standardtechnik, Notfalltechnik, erfahrenem Per-sonal, Bemessungen, Frühwarnsystemen, Logistik sowie sämt -lichen ingenieurmäßigen Leistungen über Partnerfirmen. Mit



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

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

Wasser als natürlichen „Feind“ kann imTunnelbau etwa ein großes Problemdarstellen und durch unterschiedlicheMaßnahmen in Schach gehalten wer-den, in Sonderfällen beispielsweisedurch gezielte Gefrierung. Auch inHochwassergebieten sind unerwünschteWassermengen eine permanente Her-ausforderung. Um Abdichtungsmaßnah-men und deren Praxistauglichkeit zudiskutieren, kommen am 12. und 13.April rund 400 Geotechnik-Expertenzum jährlichen Christian Veder Kollo-quium an der TU Graz zusammen. DieExpertentagung findet bereits zum 27.Mal statt und zeichnet sich besondersdurch den starken Praxisbezug aus.

Bauingenieure und Geotechniker stehenin ihrer Arbeit vor zahlreichen Herausfor-derungen. Sehr häufig stellt das ElementWasser ein Problem dar, etwa beim Bauvon Tunneln oder aus Gründen desHochwasserschutzes. Um Wasser vonBaustellen und Gebäuden fernzuhalten,gibt es eine breite Palette an technischenMöglichkeiten: „Die Maßnahmen reichenvon Dämmen und Dichtwänden über Zementinjektionen und gesteuerte Ge-frierungen bis hin zum sogenannten „Bio-Sealing“, bei dem durch Anregung undVermehrung der im Untergrund vorhan-denen Bakterien eine Abdichtung von Le-ckagen erreicht werden kann“, erläutertHelmut Schweiger vom Institut für Bodenmechanik und Grundbau der TUGraz. Wie vielseitig die Thematik ist, zeigen zahlreiche Beispiele, die auf demChristian Veder Kolloquium diskutiertund analysiert werden: Die Fälle beschäf-tigen sich mit dem Bau von U-Bahnhöfenin Amsterdam, den Herausforderungenbeim Bau der TauernSpaWorld Kaprunoder Untergrundabdichtungen beim

Hochwasserschutz in der oberösterrei-chischen Stadtgemeinde Grein. „Auchbeim Bau von Wasserkraftanlagen ist derrichtige Einsatz von Abdichtungsmaßnah-men ein Thema“, erzählt Schweiger.

Pflichttermin für Geotechnik-Experten In seinem 27-jährigen Bestehen hat sichdas Christian Veder Kolloquium mittler-weile zum jährlichen Pflichttermin fürGeotechniker etabliert. In diesem Jahr wer-den wieder zahlreiche nationale und inter-nationale Projekte vorgestellt, unter ande-rem aus Kanada, Florida und Schweden.„Die Veranstaltung dient in erster Liniedem Erfahrungsaustausch. Auf den sindwir Geotechniker besonders angewiesen,ist doch jede Baustelle ein Prototyp mitspezifischen Anforderungen“, so HelmutSchweiger, Hauptorganisator der Exper-tentagung. So analysieren die Expertenaus Wissenschaft und Praxis nicht nur be-sonders gelungene Projekte, sondern auchMisserfolge und deren Ursachen. Veran-staltet wird das Christian Veder Kollo-quium vom Institut für Bodenmechanikund Grundbau der TU Graz in Zusam-menarbeit mit dem Institut für Felsmecha-nik und Tunnelbau sowie dem Institut fürAngewandte Geowissenschaften.

27. Christian Veder Kolloquium“Planung und Ausführung von Abdich-tungsmaßnahmen in der Geotechnik“Zeit: 12. und 13. April 2012 Ort: TUGraz, Petersgasse 16, Hörsaal P1

Weitere Informationen:Ao.Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Helmut Schweiger, MSc TU Graz Institut für Bodenmechanik und Grundbau, [email protected], Tel. +43 (0) 316 873 6234


Abdichtung und Injektion

Baugrundinjektion mitRammverpresslanzen

Injektion im Erdreichund unter Bauteilen

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

Abdichtungsmaßnahmen: Unabschätzbares Risiko oder Tagesgeschäft?

Im Umgang mit Ressourcen geht esnatürlich um die nicht erneuerbaren,wie fossile Brennstoffe, oder um dasTrinkwasser, es geht aber auch um die –gewiss anders zu bewertende – Ressour-ce Grund und Boden. Der schonendeUmgang mit ihr führt bei Erhaltung undNeubau urbaner und außerregionalerBauwerke mehr und mehr zu einer in-tensiven Auseinandersetzung mit derProblematik der Abdichtung gegen Ab-lauf und Eintritt von Grundwasser.

Die mutmaßlich durch den Klimawandelbedingte Hochwasserproblematik brachte

eine notwendige Neueinschätzung derHochwasserschutzdämme an Flüssenund Bächen – und vielfach die Frage vonderen Sanierung mit sich. Hierbei hatsich vor allem das Einbringen einerSchmalwandabdichtung bewährt; aberauch die Ausführung von Mixed-in-place-Dichtungswänden hat sich als sinnvoll er-wiesen. Bei kürzeren Dammabschnittenkann man aus Gründen der Wirtschaft-lichkeit auch mit dem Düsenstrahl-verfahren gute Ergebnisse erzielen, z. B.durch die Ausführung einer Lamellen-wand.

Abdichtungen von SperrenbauwerkenDer steigende Energiebedarf erfordert die Erschließung neuerEnergiequellen, doch erschwert das erhöhte Augenmerk auf dieErhaltung unwiederbringlicher Naturreservate zugleich die Er-richtung neuer Wasserkraftwerke. Mithin müssen die bereits Be-stehenden an die erhöhten Anforderungen angepasst und damitnach langer Betriebsdauer saniert werden. Dabei kommenSchleier-Injektionen zum Einsatz, die aus den Kontrollgängender Sperrenbauwerke heraus durchgeführt werden. Der Auf-schluss durch kleinkalibrige Kernbohrungen gibt Auskunft überdie zu verfüllenden Kluftkörper und ermöglicht die Festlegungder nun folgenden Injektionsarbeiten.

Abdichtungen von BaugrubenInnerstädtische Bereiche bieten immer weniger Baugrund. Dievielerorts wuchernden Ballungszentren erfordern daher teilssehr aufwändige Lösungen zur Schaffung von Lebensraum. Lö-sungen, die den neu zu schaffenden Raum mehr und mehr in dieTiefe verlegen, sind gefordert. Für die Wahl der richtigen Bau-weise ist dabei – wie bei allen Spezialtiefbaumaßnahmen – aufdie Beschaffenheit des Untergrundes besonderes Augenmerk zurichten. Hier nun kommen durch oftmals sehr tief konzipierteBaugruben die Gründungssohlen signifikant unterhalb des loka-len Grundwasserspiegels zu liegen und stellen somit Bauherren,Planer und Ausführende vor erhöhte Anforderungen.

Umschließung von BaugrubenAls Mittel für die vertikale Umschließung von Baugruben in weitestgehend wasserundurchlässiger Bauweise haben sichSpundwände, überschnittene Bohrpfahlwände, verankerte Düsenstrahlwände und in selteneren Fällen Schlitzwandsystemebewährt.

Das Spundwandsystem erfordert systembedingt eine er-höhte Aufmerksamkeit in Bezug auf die Sicherung des Bestan-des, da die Schwingungsenergie beim Einbringen der Bohlen un-ter Umständen zu schädigenden Erschütterungen bei angrenzen-den Bauwerken führen kann.

Überschnittene Bohrpfahlwände stellen durch ihre Masseund die Möglichkeit des Einbaus von Bewehrungskörben einmassives statisches Element dar, das gut geeignet ist, hohe Las-ten aufnehmen zu können. Die Überschneidung der einzelnenPfähle wird durch Vorsehen von Bohrschablonen und Messun-gen sichergestellt.

Bewährt hat sich die äußerst flexible Methode des Düsen-strahlverfahrens, ermöglicht das System doch einerseits Be-standsbauwerke direkt unterhalb ihrer Fundamente zu unterfan-gen und andererseits durch Überschneidung der Säulenkörperfür eine Abdichtung der Umschließungswand zu sorgen. DieBohrungen können ohne Verlust von Neubauvolumen weitestge-hend erschütterungsfrei in den Boden eingebracht werden. Da-bei stellen stabile Geräte mit gut justierbaren Lafetten eine hoheBohrgenauigkeit sicher und finden auch unter beengten Randbe-dingungen gut Platz. Das System kann unter sorgfältiger Boden-erkundung, Planung und Ausführung technisch dicht hergestelltwerden.

Horizontale Abdichtung von BaugrubenWenn es aus konstruktiven Gründen notwendig ist, die Bau -grube auch nach unten hin abzudichten, werden hoch- oder tief-liegende Abdichtungssohlen verwendet. Dabei wird an Planungund Ausführung wohl die größte Anforderung gestellt. Eineauch labormäßig durchzuführende Baugrunderkundung ist un-erlässlich.

Hier kommen hauptsächlich zwei Abdichtungssysteme zumEinsatz:

Das oben bereits erwähnte Düsenstrahlverfahren ist in die-sem Bereich inzwischen eine übliche Art der Abdichtung undhat durch die bei der Säulenherstellung eingebrachte Energie


Keller Grundbau Ges.mbHMariahilferstraße 127a •1150 Wien •AustriaTelefon +43 (0)1 892 35 26Telefax +43 (0)1 892 3711Internet: www.KellerGrundbau.at

Wien • Linz • Salzburg • Innsbruck • Dornbirn • Söding

Weltweiter SpezialtiefbauKeller Grundbau als international führendes Spezialtiefbau-Unternehmen verwirklicht Lösungen von Baugrund- undGrundwasserproblemen in aller Welt.Die Abwicklung kom-plexer Grundbauaufgaben unter Verwendung selbstentwi-ckelter Verfahren und Ideen ist unsere Herausforderung,wobei Baugrundverbesserungen und Injektionstechnikendie Schwerpunkte sind.

große Möglichkeiten, Inhomogenitäten im Boden gut auszuglei-chen. Die Wahl der Säulendurchmesser und damit die Ausfüh-rung des Bohrrasters bestimmen den Preis in exponentieller Art.Zumeist werden in großer Tiefe Dichtsohlen mit Stärken von1,5–2,0 m erzeugt, die eine gute Anbindung an die bereits zuvorhergestellte Baugrubenumschließung – welcher Art auch immer– ermöglichen.

Eine andere Möglichkeit der horizontalen Abdichtung bie-tet eine Weichgel-Injektionssohle, die hauptsächlich in Sand-wich-Bauweise hergestellt wird. Eine Deckel- und eine Sohl-In-jektion mit Zementsuspension verschließen grobe Wasserwegig-keiten und minimieren das Austreten von Weichgel in denGrundwasserkörper. Zwischen diesen beiden Schichten kommtdie Weichgelschichte zu liegen, die auch mit Wasser gesättigtePorenhohlräume auszufüllen vermag. Das ganze System hat ei-ne Gesamtstärke von 2,50 m und ist nur als tiefliegende Abdich-tungssohle herzustellen.

Voraussetzungen und RisikenZutritt von Wasser in Baugruben kann verheerende Folgen ha-ben: Bauverzögerungen, aufwändige Suche nach der Schadens-stelle oder noch aufwändigere Sanierungsversuche (falls über-haupt möglich). Dabei kann die Beschäftigung von Gutachternund Gegengutachtern die Kosten derartiger Projekte in Höhentreiben, die auch im Versicherungsfall selten gedeckt sind.

Aufträge für Bauwerke im Bereich erhöhter Spiegeldiffe-renzen sind nur an verantwortungsvolle Fachleute auf der Pla-nungs- und der Ausführungsseite zu vergeben. Der Bauherr, derkeineswegs sachkundig zu sein hat, ist durch seine Beauftragtenrestlos über alle Umstände aufzuklären, denn die mit Grundund Boden verbundenen Risiken wird dem Bauherrn niemandabnehmen.

Aufgaben des PlanersDem Planer (Geologe, Bodengutachter, Fachplaner, Ingenieur-büro, Bauüberwachung) obliegt es, den Auftraggeber zur Vermei-dung unerwarteter Kosten von der Notwendigkeit eines lücken-losen Bodenaufschlusses zu überzeugen. Ein solcher Bodenauf-schluss darf aber nicht nur aus zwei Baggerschürfen bestehen,sondern ist normgemäß mit der entsprechenden Anzahl von

Kernbohrungen bis mindestens in die Tiefe der geplanten Bau-grubenumschließung transparent zu machen.

Die Angabe der Restwassermenge ist ein gravierender Ver-tragsbestandteil, weshalb ihrer Ermittlung allerhöchstes Augen-merk zu widmen ist. Sich hier auf Schätzungen zu verlassen,oder sich auf Erkenntnisse aus anderen Projekten zu beziehen,grenzt durchaus an Fahrlässigkeit.

Aufgaben des AusführendenFür gewöhnlich überschreitet die Dauer der Planung die Dauerder Submission deutlich. Folglich fehlt es der anbietenden Spe -zialtiefbaufirma gemeinhin an der Zeit, zusätzliche Untersu-chungen am Baugrund anzustellen, und so ist sie auf die Anga-ben in der Ausschreibung angewiesen. Um Zeit zu sparen, sinddaher in der Ausschreibung bereits alle relevanten Daten, vor allem die über den Boden, enthalten. Seriöser Weise sind alleKosten für die Erhaltung des Qualitätsmanagements in Formder begleitenden Untersuchungen wie Abweichungskontrollenund Durchmesserfeststellungen anzugeben und der Auftraggeberist darüber aufzuklären. Die Bauabwicklung selbst darf nurdurch bestens geschultes und verantwortungsvolles Personal unter der Aufsicht eines erfahrenen Bauleiters erfolgen.

Tagesgeschäft?Viele erfolgreich ausgeführte Projekte im Grundwasser konntendiesen den Nimbus der Besonderheit nehmen. WeiterführendeEntwicklungen und Erfindungsreichtum vor allem der ausfüh-renden Firmen haben die Kosten der Spezialverfahren gesenktund auch für kleinere Projekte erschwinglich gemacht. Dadurchwerden Planer mehr und mehr angeregt, Verfahren des Spezial-tiefbaus in ihre Überlegungen einfließen zu lassen, die sich mitWasserabdichtung auch für kleinere Baugruben beschäftigen.

R. Veider, F. Winkler, Keller Grundbau GmbH

Weitere Informationen:Keller Grundbau GmbH, Mariahilfer Straße 127a, 1150 Wien, Tel. +43 1 892 3526, Fax +43 1 892 3711, [email protected], www.kellergrundbau.at



Bild 1. Fertige Baugrube KaufhausTyrol, Innsbruck – Grund fläche ca.8.000m²

Bild 2. Einbringen der Injektions-rohre – Injektionssohle mit Weich-gelkern, Q-West, Innsbruck (Fotos:Keller Grundbau)

Liebherr-Werk Nenzing GmbH Postfach 10, A-6710 Nenzing/Austria Tel.: +43 50809 41-473 Fax: +43 50809 [email protected]

Ramm- und Bohrgerät beimSchmalwandrütteln in der SteiermarkDie evn naturkraft errichtet an der Mürz bei Schaldorf, Ge-meinde St. Marein, in der Steiermark ein Wasserkraftwerk zurumweltschonenden Stromgewinnung. Für die Abdichtung derBaugrube gelangte im März und April 2011 von der G.Hinte-regger & Söhne Baugesellschaft m.b.H. eine Schmalwand zurAusführung.

Die Firma Hinteregger konnte dabei auf den Mietpark der Lieb-herr-Werk Nenzing GmbH zählen, die für die Schmalwandarbei-ten ein Liebherr-Ramm- und Bohrgerät vom Typ LRB 255 mit27-m-Mäkler bereitstellte. Aufgrund der Anforderung, einen22 m langen IPB800-Stahlträger in dicht bis teilweise sehr dichtgelagerte Kiese und Sande einzurütteln, empfahlen die Verfah-renstechnik-Ingenieure der Liebherr-Werk Nenzing GmbH denEinsatz eines normalfrequent arbeitenden Rüttlers und so wurdedas Trägergerät LRB 255 mit einem Rüttler vom Typ PVE 105Mmit Getriebeölkühlung ausgestattet.

In 13 Tagen ca. 4.700 m² Schmalwand hergestelltDie Kombination aus dem LRB 255 mit 605 kW Motorleistungund dem PVE105M mit 105 kgm statischem Moment und einermaximalen Arbeitsfrequenz von rund 23 Hz konnte über die ge-samte Arbeitsdauer voll überzeugen. So wurden in 13 Arbeits -tagen im Vollschrittverfahren ca. 4700 m² Schmalwand herge-stellt. Die Tiefe der einzelnen Stiche lag bei etwa 17 bis 20 m,wobei die Herstellung eines Stiches durchschnittlich rund 15 bis20 Minuten dauerte. Die Spitzentagesleistung betrug ungefähr460 m². Insgesamt wurden während der Rüttelarbeiten ca.1.640 m³ Zementsuspension in den Boden eingepumpt, um die

geforderte wasserundurchlässige Baugrubenumschließung zu er-stellen.

Die Produktpalette der Liebherr-Ramm- und Bohrgeräteder LRB-Serie umfasst derzeit drei Größen mit Einsatzgewich-ten von rund 45 bis 85 t und Mäklerlängen von 15,5 bis 30 m.Die hohen Motorleistungen von 450 bis 670 kW ermöglichendie Hydraulikversorgung von Arbeitsgeräten ohne die Verwen-dung zusätzlicher Hydraulikaggregate bei gleichzeitig geringemDieselverbrauch. Die Liebherr-Ramm- und Bohrgeräte verfügenüber ein Seilvorschubsystem, welches sehr hohe Zug- und



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WEBAC®Chemie GmbHFahrenberg 2222885 Barsbüttel/Hamburg GermanyTel.: +49 (0)40 670 57-0Fax: +49 (0)40 670 32 [email protected] www.webac.de

Bild 1. Während der Rüttelarbeiten wurden ca. 1.640 m³ Zementsuspension in denBoden eingepumpt, um die geforderte wasserundurchlässige Baugrubenumschließungzu erstellen.

Druckkräfte von bis zu jeweils 450 kN aufbringt. In Kombina -tion mit der vielseitigen und gleichzeitig robusten Mäklerkine-matik ist dadurch eine hohe Präzision bei der Arbeit erzielbar.

ProzessdatenerfassungDie Steuerung von Trägergerät und Arbeitsgerät erfolgt dankmodernster CAN-Bus-Technik komplett von der komfortablenFahrerkabine aus. Zur Unterstützung des Geräteführers und zur

Qualitätskontrolle der geleisteten Arbeit können die Geräte derLRB-Serie mit der Liebherr-Prozessdatenerfassung PDE® ausge-stattet werden. Die PDE® dient zur elektronischen Erfassung,Visualisierung und Aufzeichnung von Prozessdaten. Die Bedie-nung und die Darstellung erfolgt über den PDE®-Touchscreen inder Fahrerkabine. Die PDE® zeichnet sowohl Betriebsdaten ausder Litronic-Steuerung (z. B. Druck- oder Seillängenmessung)als auch Daten von externen Sensoren (z. B. Frequenzgeberoder Suspensionsdurchflussmesser) auf. Je nach Arbeitsprozesswerden die Daten miteinander verknüpft und zusammen mit in-dividuell einstellbaren Details (z. B. Baustellenname, Pfahlnum-mer, Datum, Uhrzeit, usw.) auf einer CompactFlash-Speicherkar-te abgespeichert. Mit dem optional erhältlichen Drucker könnendirekt im Anschluss an den Arbeitsprozess in der Kabine Proto-kolle gedruckt werden.

Mit der Prozessdatenreport-Software PDR ist eine umfang-reiche Datenauswertung und Reporterstellung auf einem PCmöglich. Die von der Prozessdatenerfassung PDE® erstelltenAufzeichnungen können in PDR importiert und verwaltet wer-den. Der Datenimport kann direkt von der CompactFlash-Spei-cherkarte oder über das Liebherr-Telematik-System LiDAT erfol-gen. Verschiedene Filterfunktionen erleichtern die Sortierungder importierten Aufzeichnungen. Die Daten einer Aufzeich-nung werden tabellarisch dargestellt. Zusammenfassungen meh-rerer Aufzeichnungen ergeben z. B. den Summensuspensions -verbrauch oder die Tagesleistung. Des Weiteren ist für schnelleAnalysen ein Diagramm-Editor verfügbar. Zentraler Bestandteilder Liebherr-Prozessdatenreport-Software PDR ist der Reportge-nerator. Er ermöglicht die automatische Erstellung von Baustel-lenreports. Diese können an einen Drucker gesendet oder alsPDF-Dateien abgespeichert werden. Die Reports lassen sich inüber 20 verschiedenen Sprachen generieren.



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

Mit dem Report-Konfigurator lassen sich die Reports indi-viduell gestalten. So können die von der PDE® aufgezeichnetenProzessdaten ausgewählt werden, die auf den Reports in Formvon tiefen- und zeitabhängigen Diagrammen dargestellt werdensollen. Achsenbeschriftungen, Strichstärken und –farben, Skalie-rungen oder das Aufdrucken eines Firmenlogos sind frei konfi-gurierbar.

Weitere Informationen: Liebherr-Werk Nenzing GmbH, Dr.-Hans-Liebherr-Straße 1, 6710 Nenzing, Österreich, Tel. +43 50809 41-0, Fax +43 50809 41-500, [email protected], www.liebherr.com

CDM war für seinen Kunden bereits bei der Planung derVereisung beratend tätig. In dieser Phase wurden u. a. in einemauf die Maßnahme zugeschnittenen Untersuchungsprogramm,das im Bochumer Labor von CDM ausgeführt wurde, die zeitab-hängigen Festigkeitseigenschaften des gefrorenen Materials er-mittelt.

Als Fachberater begleitete das Unternehmen die Vereisung,für die Station Vijzelgracht von Dezember 2009 bis Juni 2011und für die Station Rokin von März 2010 bis November 2010.Zusätzlich wurde das Baustellenpersonal des Auftraggebers spe-ziell von CDM geschult.

Regine Jagow-Klaff, CDM Smith

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

Baugrundvereisung zur Abdichtung von Schlitzwandfugen beim Bau von zweitiefen U-Bahnhöfen in Amsterdam

Die im Bau befindliche 3,8 km lange U-Bahnstrecke Noord-ZuidLijn umfasst zwei parallele Tunnelröhren, die in einer Tiefe von20 m bis 31 m liegen, und die drei U-Bahnstationen Rokin,Vijzelgracht und Ceintuurbaan einschließt. Sie unterquert dashistorische Zentrum Amsterdams, dessen im 19. Jahrhundert er-richtete Bauwerke vielfach auf Holzpfählen gegründet sind.

Beim Aushub im Bereich der 2. Sandlage der durch Schlitz-wände gesicherten Baugrube der Station Vijzelgracht sackteninfolge einer undichten Schlitzwandfuge im September 2008sechs unter Denkmalschutz stehende Gebäude neben der Bau-grube bis zu 23 cm ab und wurden unbewohnbar bzw. musstenabgerissen werden.

Daraufhin wurde ein sofortiger Baustopp angeordnet unduntersucht, wie die Bauarbeiten an den U-Bahnstationen been-det werden können ohne das Risiko möglicher weiterer undich-ter Schlitzwandfugen.

In mehreren Expertenrunden wurde als zielführende Maß-nahme das Vereisen der Schlitzwandfugen diskutiert und letzt-lich als Abdichtungsmaßnahme für den weiteren Aushub der bei-den Stationen Vijzelgracht und Rokin ausgeführt. Bei der drit-ten Station Ceintuurbaan konnte auf die Maßnahme verzichtetwerden, da das Aushubniveau bei der Verhängung der Bau-stopps bereits unterhalb der als kritisch eingestuften Sandlagelag.



Projektberichte – Detaillösungen – Produktanwendungen

aus allen Ernst & Sohn-Fachzeitschriften

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

Unterstützung für die Bonner „Unterwelt”

Die Erneuerung eines bestehenden Abwasserkanals unter-halb einer Straßenbahntrasse konfrontierte das Bonner Tiefbauamt mit schwierigen Baugrundverhältnissen. Durchden geplanten unterirdischen Vortrieb bestand die Gefahrvon Nachsackungen. Die schließlich gefundene Lösung hatte noch einen angenehmen Nebeneffekt für die An-wohner.

In einer Tiefe von 2,20 bis 2,50 m unter GOK sollte unter denGleisen ein Stollen im bergmännischen Vortrieb gegraben undin diesem der neue Kanal verlegt werden. Da der Baugrund indiesem Bereich aus locker gelagerten Auffüllungen besteht, wur-de befürchtet, dass es zu Einbrüchen und unkontrolliertem Bau-grundzufluss an der Ortsbrust kommen könnte. Dadurch wür-den über dem Stollen Hohlräume entstehen, was zum Nach -sacken der gesamten Auffüllung und damit zu Schäden an derOberflächenbefestigung und den Gleisen der Straßenbahn füh-ren könnte.

Tiefe EinspritzungSo wurde zusammen mit dem Bodengutachter GBU Geologie-,Bau- & Umweltconsult aus Alfter überlegt, wie der Baugrundzwischen dem bestehenden Kanal und der Straße mit den Glei-sen verfestigt werden könnte. Dabei stieß man auf die DeepIn-jection®-Methode von URETEK. Es wurde besprochen, eventu-ell vorhandene Hohlräume unter der Gleisanlage im Bereich desVortriebs aufzufüllen, den Baugrund zu verstärken/verkleben,sodass es nicht zu Einbrüchen während der Bauarbeiten kommt.Besonders zu beachten war, dass die Vielzahl von Grundleitun-gen der Regen- und Schmutzwasserentwässerungen sowie Gas-

leitungen im zu bearbeitenden Bereich nicht geschützt werdenkonnten. So mussten bei den Bohrungen für die Injektionslan-zen alle verfügbaren Pläne beobachtet werden. Die Bohrlöchermit einem Durchmesser von 16 mm wurden raster- und rauten-förmig von oben gesetzt. Mit Hilfe der Injektionslanzen wurdedas Expansionsharz flüssig und unter kontrolliertem Druck ca.2 m unter Geländeoberkante in den Baugrund gepresst. Wäh-rend der Injektion wurde die Lanze mit einem Ziehgerät lang-sam und gleichmäßig nach oben gezogen. Infolge der Volumen-vergrößerung der Harze und der dabei entstehenden Expan -sionskraft wurden vorhandene Hohlräume aufgefüllt und derUntergrund verdichtet.



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BV Frankfurt Main Osthafen. Ausgeführte Leistung: Injektionen zur statischen Ertüchtigung der Hafenmauer, Bohrungen Ø 70 mm bis 12 m tief, Verpressen in Stufen von 1,50 m. Bauzeit 10/2011 bis 01/2012

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Bild 1. Die Injektion des Expansionsharzes durch die URETEK-Mitarbeiter erfolgtevon oben durch die Straßenbahntrasse.

Genau kontrollier- und steuerbarer ProzessDie millimetergenaue Überwachung durch Nivellierlaser wäh-rend der Injektionsarbeiten und die schnelle Reaktionszeit desHarzes ermöglichten, dass der ganze Prozess genau kontrolliertund gesteuert werden konnte. Mit Hilfe des am Bauteil befestig-ten Laserempfängers wurde jede Ausweichbewegung der Bau-konstruktion und der Umgebung registriert und erbrachte damitden Nachweis für den Zuwachs der Untergrundtragfähigkeit un-ter der zu diesem Zeitpunkt herrschenden Belastung. Als ange-nehmer Nebeneffekt für die vielen Anwohner ergab sich einedeutliche Reduzierung der Erschütterungen durch den Straßen-bahnverkehr.

Weitere Informationen:URETEK Deutschland GmbH, Weseler Str. 110, 45478 Mülheim an der Ruhr, Tel.(02 08) 3 77 32 50, Fax (02 08) 37 73 25 10, [email protected], www.uretek.de

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

Diese 12 × 14 m großen und 4 m tiefen Stationen sind not-wendig, um die Leitung zu warten und bei auftretenden Repara-turarbeiten abzusperren. Bis zu 28 t wiegen die Betonfertigteile,die mit dem 683 sicher verhoben werden. An schwierig zugäng -lichen Stellen oder wenn die LKWs nicht zur Abladestelle fahrenkönnen, wird die Maschine auch für das Vorhalten der Rohre inden Gräben verwendet. Diese haben bei einer Länge von 18 mein Gewicht von 15 t und sind mit einem Durchmesser von1,4 m die größten Rohre, die in Deutschland verbaut werden.Dank Raupenfahrwerk ist das Verfahren unter Last und das Ma-növrieren auf engstem Raum mit dem 683 auch in schwierigemGelände sehr gut möglich. Der 42 m Teleskopausleger sorgt inKombination mit Traglasten bis zu 80 t für einen großen Arbeits-bereich und eine ausgezeichnete Flexibilität auf der Baustelle.

Richard Zunker, Oberpolier, MAX STREICHER GmbHfasst den Einsatz wie folgt zusammen:„Der 683 ist schnell ein-satzbereit und lässt sich sehr gut und ohne großen technischenAufwand umsetzen. Die große Reichweite des Teleskopauslegershat uns enorm geholfen und viel Zeit gespart. Die robuste Ma-schine ist ein richtiges Arbeitsgerät.“

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

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

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

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

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Ernst & Sohn Stellenmarkt · März 2012

TECHNISCHE UNIVERSITÄT HAMBURG-HARBURGDie Technische Universität Hamburg-Harburg hat die

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

Technische Universität Hamburg-HarburgDer Präsident / Referat PV 32 / 21071 Hamburg


Für den Bau der insgesamt 50 km langen Metro Linie 9 in Barce-lona werden zeitgleich bis zu fünf EPB-Schilde eingesetzt; davonwerden 13,6 km mit einem Ausbruchdurchmeser von 9,4 m und27 km mit 12 m Durchmesser aufgefahren. Weitere Abschnitteführen über einen 4 km langen Viadukt sowie auf 6 km durch Tun-nel in offener Bauweise und Tunnel in Spritzbetonbauweise. SeitDezember 2009 sind bereits erste Teilstrecken dem automati-schen U-Bahnbetrieb übergeben.Der Vortrieb von Tunneln im innerstädtischen Bereich erforderteine äußerst intensive Vorbereitung und Kontrolle der Vortriebs-parameter der Tunnelbohrmaschinen sowie ein intensives geodä-tisches und geotechnisches Messprogramm. Im vorliegenden Artikel werden Verfahren zur Vorbereitung und Kontrolle der Vor-triebe mittels Erddruckschilden dargestellt. Hierbei wird insbe-sondere auf die Arbeitsdrücke der EPB-Schilde und die auftre-tenden Setzungen eingegangen, wobei der positive Effekt eineraktiven Kontrolle der Arbeitsdrücke im Steuerspalt zur Setzungs-minimierung aufgezeigt wird. Zur detaillierten Analyse und Be-wertung der Setzungen wird die „Effizienz“ als Bewertungskrite-rium eingeführt.

Assessment of settlements at EPB drives of Barcelona’smetro line 9. For the construction of the 50 km long Metro Line 9in Barcelona up to five earth pressure balanced shields havebeen used at the same time. Along 13.6 km the tunnel is excavat-ed with an excavation diameter of 9.4 m and on a length of 27 kmwith a diameter of 12 m. Further sections are a 4 km long viaductand 6 km of tunnels in cut and cover or conventionally excavatedtunnels. First sub-sections of the new metro line are in servicesince December 2009. The advance of tunnels below urban areasrequires an intensive preparation and control of the machine advance parameters as well as an intensive topographical andgeotechnical monitoring programme. In the present article proce-dures for the preparation and control of an EPB advance areshown. Main focus is set on the machines working pressures andthe resulting ground movements. The positive influence of theshield gap injection will be pointed out. For the analysis and eval-uation of the settlements for the advance in soil, the so called“efficiency” will be introduced.

1 Projektkriterien Linie 9

Die U-Bahn-Linie 9 in Barcelona soll das aktuelle radialeSystem des schienengebundenen öffentlichen Personen-nahverkehrs vermaschen und weitere Gebiete der Metro-polregion anschließen. Während der Projektstudien wur-de wegen des Baugrunds sowie des über der Tunnelfirste

Fachthemen

Beurteilung der Setzungen bei EPB-Vortriebender Metro L9 Barcelona

Nico Michael RuseHenning Schwarz

DOI: 10.1002/gete.201100009

liegenden Grundwasserspiegels eine aktive Ortsbrust -stützung mittels EPB (Earth Pressure Balance) geplant.Ein Überblick der Projektrandbedingungen findet sichin [1], die Vielfältigkeit der geologischen und geotechni-schen Bedingungen verdeutlicht der schematische geo -logische Schnitt in Bild 1. Eine detaillierte Beschreibungder geologischen Gegebenheiten entlang der Linie 9 gibtJubany [2].

Die EPB Maschinen haben abhängig von Baugrund,Bohrdurchmesser und Hersteller unterschiedliche Schneid -räder. Zusätzlich zur systematischen Ringspaltverpres-sung mit Mörtel durch Lisenen im Schildschwanz sind dieMaschinen mit Injektionspunkten entlang des Schildman-tels zur aktiven Druckkontrolle im Steuerspalt sowie mitDruckmesszellen in der Firste des Schilds ausgerüstet.Sämtliche Maschinen verfügen über eine kontinuierlicheDatenerfassung. Diese Daten werden gespeichert und inEchtzeit an die Bauüberwachung und den Auftraggeberübermittelt.

Zur Kontrolle der Baustellen gehört auch ein geodä-tisches und geotechnisches Messprogramm. Art und An-zahl der Messpunkte sowie die Messfrequenz sind abhän-gig vom Abstand zur Ortsbrust, von der geotechnischenSituation und von der Überbauung. Zur Gewährleistungeiner objektiven Kontrolle ist es notwendig, die geotechni-schen und geodätischen Messungen mit einem zeitlichenVorlauf zum Tunnelvortrieb von mehreren Monaten zubeginnen und erst nach vollständigem Abklingen der Set-zungen zu beenden. Die Überwachung, Kontrolle und Be-urteilung der Messdaten – sowohl die Daten der Tunnel-bohrmaschinen als auch des Monitoringsystems – erfol-gen laufend durch die Ingenieure vor Ort.

2 Definition von Vortriebsparametern

Die Auswahl geeigneter Vortriebsparameter sowie die De-finition und Anpassung ihrer Werte ist entscheidend füreinen sicheren und setzungsarmen maschinellen Tunnel-vortrieb. Eine einfache Bewertung der maßgebenden Ma-schinenparameter soll schon während der Schildfahrt zurOptimierung des Vortriebs und der Prozesssteuerungheran gezogen werden. Detaillierte Datenanalysen gebenim Nachhinein maßgeblich Auskunft über die Qualitätder Schildfahrt [3].

Die Werte der vorab definierten Vortriebsparameterhängen von mehreren Faktoren ab, wobei sich die aus-

schlaggebenden aus den Baugrundverhältnissen und denEigenschaften der Schildmaschine ergeben. Die Kontroll-parameter werden abschnittsweise definiert, entsprechendder geotechnischen Gegebenheiten und eventueller Ein-flüsse naher oder zu unterfahrenden Bauwerke. Maßge-bend sind hierbei die Arbeitsdrücke, die Druckverteilungin der Abbaukammer und entlang des Schilds sowie derInjektionsdruck und das Volumen der Mörtelverpressungim Ringspalt. Eine Massen- und Volumenkontrolle des ab-gebauten Materials ist selbstverständlich.

Abhängig von den Materialeigenschaften an derOrtsbrust wird die Konditionierung mit Additiven ange-passt, um eventuelle Verklebungen an Werkzeugen undSchneidrad zu verhindern sowie einen kontinuierlichenMaterialfluss über die Förderschnecke aus der Abbaukam-mer zu gewährleisten. Dies erfolgt in erster Linie über dieParameter FIR (Foam Injection Ratio) und FER (FoamExpansion Ratio). Zur Reduzierung von Verschleiß anSchneidrad und Werkzeugen werden weiterhin Kontroll-werte für Penetration, Anpresskraft und Drehmoment des

4

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

geotechnik 35 (2012), Heft 1

Schneidrads für die einzelnen Vortriebsabschnitte festge-legt. In Tabelle 1 sind die Kontrollparameter aufgeführt,die sich bei den Vortrieben der Linie 9 als sinnvoll erwie-sen haben. Dabei hat es sich als ausgesprochen hilfreicherwiesen, neben den Referenzwerten auch gestaffelteGrenzwerte als Warnniveaus festzulegen.

2.1 Vorteile einer aktive Druckkontrolle

Während der Ausführung der verschiedenen Abschnitteder Linie 9 hat sich gezeigt, dass der Tunnelvortrieb mitErddruckschilden und die resultierenden Verformungenund Setzungen im Baugrund durch eine aktive Kontrolleund Steuerung der Arbeitsdrücke im gesamten Schildbe-reich positiv beeinflussbar sind. In erster Linie hängen dieArbeitsdrücke vom erforderlichen Stützdruck an der Orts-brust ab und im weiteren von der aktiven Kontrolle desDrucks im Ringraum zwischen Ausbruchleibung undSchildmantel sowie von der Mörtelinjektion im Ringspalt[4]. Der Druck im Steuerspalt wird mit Druckmesszellen

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

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

Kontrollparameter Controll parameter Einheit/Unit

Stützdruck in ausgewählten Druckmesszellen in der Support pressure in selected pressure cells in the [bar]Abbaukammer excavation chamber

Druck entlang der Schildfirste Pressure in the shield gap in the crown [bar]

Materialwichte in der Abbaukammer Unit weight of the material in the excavation [kN/m3]chamber

Bodenkonditionierung Soil conditioning– FIR – FIR [%]– FER – FER

Mörtelverpressdruck Grout injection pressure [bar]

Mörtelvolumen Grout volume [m3]

Penetration Penetration [mm/rev]

Anpresskraft gemessen an Zylindern der Schneidrad- Contact force measured at cutting wheel [kN]verschiebung displacement cylinders

Drehmoment Schneidrad Cutting wheel torque [kNm]

Materialaushub Excavated material– Masse – Mass [t/m]– Volumen – Volume [m3/m]

– Tagesvortriebsleistung – Daily advance rate [h]– Unvorhergesehene Stillstandszeiten – Unforeseen time for standstill

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in der Firste entlang des Schilds gemessen und mithilfevon Bentonitinjektionen in den Steuerspalt gesteuert.

Mit einer aktiven Prozess- und Druckkontrolle las-sen sich Setzungen und daraus folgende kostenintensiveZusatzmaßnahmen wie Hebungsinjektionen oder Schlitz-wände reduzieren. Behinderungen an der Geländeoberflä-che durch Verkehrsumleitungen, Lärm- oder Staubent-wicklung können vermieden werden.

2.2 Stützung der Ortsbrust

Grundlegend zur Definition der Arbeitsdrücke bei einemEPB-Vortrieb ist die Kenntnis des erforderlichen Stütz-drucks an der Ortsbrust. Bei der Berechnung des notwen-digen Arbeitsdrucks wird die detaillierte geotechnischeund hydrogeologische Situation zugrunde gelegt, unterBerücksichtigung des Aufbaus des Baugrunds, der geo-technischen Parameter und des Grundwassers.

Die Berechnung des Stützdrucks erfolgt zum Bei-spiel mithilfe des Bruchkörpermodells nach Anagnostouund Kovari [5] oder auch mithilfe der auf FEM-Basis ent-wickelten Berechnungsformel nach Vermeer und Ruse [6]sowie Vermeer et al. [7]. Demnach berechnet sich der ef-fektive Bruchdruck p′f zu:

(1)

mit dem Durchmesserbeiwert

(2)

und dem Kohäsionsbeiwert

(3)

wobei γ′ die effektive Bodenwichte, φ′ der effektive Rei-bungswinkel und D der Schneidraddurchmesser ist. UnterBerücksichtigung von Teilsicherheitsbeiwerten auf dieScherparameter kann nun der erforderliche effektiveStützdruck ermittelt werden. Der Arbeitsdruck in der Ab-baukammer ergibt sich für mittlere bis hohe Durchlässig-keiten aus dem effektiven Stützdruck zuzüglich des Was-serdrucks. In geschichtetem Baugrund ist es notwendig,spezifische Analysen durchzuführen, wobei der Einflussder verschiedenen geologischen Schichten mit ihren ent-sprechenden geotechnischen Parametern gesondert be-trachtet werden muss [8].

Spezifische Situationen ergeben sich bei längerenStillstandszeiten und vor allem auch bei Drucklufteinstie-gen zur Inspektion und Wartung von Schneidrad undWerkzeugen. Hierzu wird in der Abbaukammer zunächstder Erdbrei mindestens bis auf Niveau des Absenkzielsdurch eine Bentonitsuspension ersetzt, sodass an derOrtsbrust ein entsprechender Filterkuchen entstehenkann. Zur Aufrechterhaltung der Standsicherheit derOrtsbrust muss, aufgrund der geringen Wichte der Bento-nitsuspension im Vergleich zur Wichte des Erdbreis, derDruck im Scheitel erhöht werden. Um die Penetration derBentonitsuspension in den Boden zu erhöhen, kann derDruck zeitweise erhöht werden. Bei den Arbeiten der L9wurde der Flüssigkeitsdruck auf bis zu 0,5 bar über dem

p' ' D N c' Nf D c= γ ⋅ ⋅ − ⋅

N 19tan

0,05D =′φ−

N cotc = ′φ

berechneten Luftdruck erhöht. Nach Herstellung des Fil-terkuchens wird die Bentonitsuspension durch Druckluftersetzt, sodass im oberen Teil der Abbaukammer ein Be-reich für Wartungsarbeiten zugänglich wird. Entspre-chend dem Absenkniveau muss der Luftdruck in der Ab-baukammer berechnet werden. Maßgebend sind hierbeidie Druckverhältnisse im Scheitel und auf Absenkniveau.Es ist hierbei gleichermaßen auf die Standsicherheit derOrtsbrust gegen Verbruch sowie auf Geländehebung odergar auf das Risiko eines Ausbläsers zu achten [9].

Abhängig von der Beschaffenheit des Baugrunds undder Dichtwirkung des mit Bentonit erstellten Filterku-chens ist während des Absenkens der Bentonitsuspensionund während des Drucklufteinstiegs auf mögliche Luftver-luste zu achten. Je nach festgelegten Grenzwerten, in ers-ter Linie abhängig von der luftdurchflossenen Oberflächeder Ortsbrust, der Luftdurchlässigkeit des Bodens unddurch die Kapazität der Druckluftgeneratoren, sollte dieDruckluftintervention bei zu hohen Verlusten abgebro-chen werden und die Abbaukammer zur Aufrechterhal-tung der Standsicherheit und zur Versiegelung der Orts-brust mit Bentonitsuspension so schnell wie möglich ge-füllt werden.

2.3 Druckkontrolle im Steuerspalt

Eine aktive Kontrolle des Drucks im Steuerspalt mithilfevon Bentonitinjektionen bringt mehrere Vorteile mitsich. Von der Ortsbrust bis zum eingebauten und verpress-ten Tübbingring entsteht eine kontrollierbare Druckvertei-lung. Die kontrollierten Arbeitsdrücke entlang des Schildsverhindern ein Abfließen des Stützmediums von der Orts-brust nach hinten zum Schild. Ebenso wird durch die In-jektion in den Steuerspalt ein Abfließen des Verpressmör-tels nach vorne in Richtung Schneidrad verhindert. Wei-terhin wird in mittel- bis gut durchlässigen Böden die in-nere Erosion des Bodens unterbunden, da die Gradientezum Boden führt und nicht zum offenen Steuerspalt. Alspraktischer Richtwert hat sich gezeigt, den Druck im Steu-erspalt auf Firstniveau etwa 0,5 bis 0,7 bar über demStützdruck der Ortsbrust zu halten; der Verpressdruck desMörtels sollte über dem Druck im Steuerspalt liegen. DieInjektionen in den Steuerspalt sollten sowohl druck- alsauch volumenkontrolliert erfolgen. In Bild 2 ist schema-tisch die Druckverteilung entlang eines EPB-Schilds beiAnwendung der Steuerspaltinjektion dargestellt.

Ziel der aktiven Kontrolle der Drücke entlang desgesamten Schilds ist eine Verringerung der Konvergenzendes Baugrunds zum Schild hin und damit eine deutlicheReduzierung von Senkungen im Gelände und an Bebau-ungen. Weiterer Vorteil der Bentonitinjektionen ist einespürbare Verringerung der Mantelreibung entlang desSchilds was zu einer Reduzierung der Vortriebskräfte unddamit zu Energieeinsparungen während des Vortriebs füh-ren kann. Den Einfluss der Druckverteilung an einemEPB-Schild auf Senkungen des Geländes beschreibenMaidl et al. [10] für einen EPB-Vortrieb der Linie 9 mithil-fe von dreidimensionalen FE-Berechnungen. Ihre Berech-nungen zeigen, dass bei niedrigen Arbeitsdrücken die Set-zung, im Vergleich zu höheren Arbeitsdrücken, erheblichzunimmt.

3 Effizienz – Kriterium zur Bewertung des Vortriebs3.1 Definitionen

Zur Analyse der vortriebsbedingten Setzungen und desdiesbezüglichen Einflusses der Injektion des Verpressmör-tels in den Ringspalt wurde mit der Effizienz ein neues Be-wertungskriterium eingeführt [11]. Die Effizienz ηR alsqualitatives Kriterium ist definiert als Ausnutzungsgradder Mörtelverpressung im Hinblick auf die Setzung an derGeländeoberfläche. Es wird das Volumen der Querset-zungsmulde über der Ortsbrust mit dem Volumen derQuersetzungsmulde nach erfolgter Schildpassage unddem Abklingen der Sofortsetzungen verglichen. Die Effi-zienz ist definiert zu:

(4)

Eingehende Größen sind der Parameter VS(t) [m3/m], derdas Volumen der Quersetzungsmulde nach Abklingen derSofortsetzungen darstellt, sowie das Volumen VS(c) [m3/m]der Quersetzungsmulde unmittelbar bei Passage der Orts-brust unterhalb des Messquerschnitts (Bild 3). Das Aus-bruchvolumen Vc [m3/m] berechnet sich aus dem Vor-triebsdurchmesser, das Ringvolumen Vt [m3/m] aus demAußendurchmesser des Tübbingrings. Unter der Annahmeeines volumentreuen Bodenverhaltens würde sich beivollständigem Schließen des Ringspalts und den damiteinhergehenden Setzungen an der Geländeoberfläche ei-ne Effizienz von 0 ergeben. Je kleiner die Differenz zwi-schen Setzungsvolumen aus vorauseilenden Setzungenund dem Volumen nach Abklingen der Sofortsetzungenist, desto größer wird die Effizienz und erreicht beiVS(t) = VS(c) den theoretischen Maximalwert von 100 %.

Unter Annahme einer theoretischen Setzungsmulde,wie sie zum Beispiel von Peck [12] beschrieben wird, ist esmöglich, das Setzungsvolumen VS auf Grundlage der Set-zung über der Tunnelachse zu ermitteln.

(5)

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

V 2 i S 2 K h SS (max) (max)= π ⋅ ⋅ = π ⋅ ⋅ ⋅

1V VV VRS(t) S(c)

c t

η ≡ −−−

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

6



der Tunnelachse und S(max) die Setzung an der Gelände-oberfläche über der Tunnelachse. Der Abstand zur Tun-nelachse des Wendepunkts i der idealen Setzungsmuldeund berechnet sich zu:

i = K · h (6)

Für K geben Mair und Taylor [13] Werte für Tunnelvor-trieb in tonigem Untergrund im Bereich von 0,4 bis 0,6und für sandigen Baugrund von 0,25 bis 0,45 an. Untersu-chungen der Vortriebe in sandig-schluffigem Baugrundder Linie 9 in Barcelona haben Werte für K zwischen 0,45und 0,50 ergeben. Werden andere Formeln zur Beschrei-bung der Setzungsmulde herangezogen, kann Gleichung 5vereinfacht dargestellt werden:

VS = P · S(max) (7)

Aus den Gleichungen (4) und (7) kann nun folgende Be-ziehung zur Bestimmung der Effizienz aus den gemesse-nen Setzungen hergeleitet werden:

(8)

S(c) stellt die Setzungen an der Geländeoberfläche überder Tunnelachse in dem Augenblick dar, in dem die Orts-brust sich unter dem Messpunkt befindet; S(t) steht fürdie Setzungen nach deren Stabilisierung (vgl. Bild 3). Essei darauf hingewiesen, dass hierbei definiert wird, dass Senkungen positive Werte annehmen und Hebungen ne-gative.

Im städtischen Raum sind oftmals Messpunkte exaktoberhalb der Tunnelachse nicht zu installieren oder nichtmit ausreichender Frequenz zu messen. Bei Messquer-

1P s s

V VR

(t) (c)

c t

( )η = −

⋅ −

−

⎛

⎝

⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟

Bild 2. Druckverteilung und Stützwirkung an einem EPBSchild mit Bentonitinjektion in den SteuerspaltFig. 2. Pressure distribution along an EPB shield with ben-tonite injection into the shield gap

Bild 3. Bestimmung der Setzungsanteile S(c) und S(t) für ei-nen Oberflächenmesspunkt sowie theoretische Setzungsmul-den zur Bestimmung der SetzungsvolumenFig. 3. Definition of the settlement components S(c) and S(t)for a measurement point at surface as well as theoreticalsettlement troughs for the determination of the settlementvolume

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schnitten, mit Messpunkten in einem gewissen Abstandzur Tunnelachse, können die Setzungen über der Tunnel-achse nach Mair & Taylor ermittelt werden:

(9)

wobei S(x) die Setzung in einem Messpunkt mit Abstand xzur Tunnelachse ist.

Erfahrungen aus dem Bau der Linie 9 haben gezeigt,dass aufgrund der Messgenauigkeiten hierfür Messpunktegeeignet sind, die zwischen den beiden Wendepunktender Setzungsmulde liegen und Werte aufweisen, die grö-ßer 5 mm sind. Aus den Gleichungen (7) und (9) ergibtsich:

(10)

3.2 Fallstudie

In der hier vorgestellten Fallstudie werden Daten analy-siert und dargestellt, die auf dem Vortrieb eines EPBSchilds mit 12 m Durchmesser basieren. Der Tunnel imuntersuchten Streckenabschnitt wurde in geschichtetemBaugrund aufgefahren. Der Baugrund besteht aus lockergelagerten Sanden mittleren Korndurchmessers. Auf Ni-veau der Tunnelachse befindet sich eine etwa 2 m mächti-ge Schicht aus Grobkies mit eingelagerten Blöcken; imunteren Querschnittsbereich sind zementierte sandigeSchluffe anzutreffen. Die Überdeckung des Tunnels ent-spricht etwa dem zweifachen Tunneldurchmesser. DerGrundwasserspiegel liegt nur wenige Meter unterhalb derGeländeoberfläche. Ein geologischer Längsschnitt diesesStreckenabschnitts ist in Bild 5a dargestellt.

Die Komplexität des Tunnelvortriebs aufgrund dergeologisch-geotechnischen Situation und der geplantenDurchführung von Druckluftinterventionen zur Kontrolleund Wartung von Schneidrad und Werkzeugen, erfordertein sehr umfangreiches Messprogramm. Benachbarte Ge-

V P S P S eS (max) (x)

x2

2i2= ⋅ = ⋅ ⋅

S S e(max) (x)

x2

2i2= ⋅

bäude werden mithilfe von Prismen zur Messung sowohlder Vertikal- als auch der Horizontalbewegung durch au-tomatisierte Totalstationen überwacht. Halbstündig wer-den die Kontrollprismen vermessen und die Messdaten inEchtzeit über Internet zur Verfügung gestellt. An der Ge-ländeoberfläche erfolgt eine manuelle, topografische Kon-trolle der Geländebewegungen. Messpunkte sind im Ab-stand von etwa 10 m über der Tunnelachse angebracht. Inregelmäßigen Abständen sind Messquerschnitte, beste-hend aus mindestens drei Messpunkten, installiert. DieMessfrequenz ist in Abhängigkeit vom Abstand der Orts-brust des Tunnels zum jeweiligen Messpunkt oder -quer-schnitt definiert. Die einzelnen Kontrollpunkte werdendabei bis zu viermal pro Tag vermessen. Daten der topo-grafischen Oberflächenkontrolle werden in den Bildern 4und 5 vorgestellt.

In Bild 4 wird der Verlauf der Vertikalbewegungenvon fünf Oberflächenmesspunkten dargestellt, die überder Tunnelachse installiert sind. Hierbei werden die Be-wegungen, wie in Bild 3, in Abhängigkeit des Abstandszur Ortsbrust des Tunnels aufgetragen. Die vorauseilen-den Setzungen erreichen Werte von wenigen Millimetern,die Sofortsetzungen werden zwischen 12 und 30 mm ge-messen.

Für den untersuchten Vortriebsabschnitt sind inBild 5c gemessene Setzungen und die berechnete Effi-zienz dargestellt. Desweiteren werden in Bild 5b die ge-messenen Stützdrücke auf Firstniveau gezeigt. In diesemAbschnitt lassen sich den gemessenen Setzungen zufolgemehrere Bereiche unterscheiden. Über den gesamten Vor-triebsabschnitt sind nur geringe vorauseilende Setzungenzu verzeichnen. Nichts desto trotz zeigen die Werte derEffizienz und auch die Gesamtsetzungen deutliche Varia-tionen auf. Zu Beginn des Abschnitts wird eine Effizienzvon etwa 94 % erzielt, die maximalen Setzungen errei-chen Werte von etwa 15 mm. Im weiteren Verlauf des Vor-triebs ist eine Abnahme der Effizienz auf 90 % und aucheine Setzungszunahme auf über 25 mm zu verzeichnen.Auf den nachfolgenden 100 m verbessert sich kurzzeitig

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

der Vortrieb mit Werten für die Effizienz von 94 bis 95 %und Endsetzungen kleiner 20 mm, jedoch ist gegen Endedes Vortriebsabschnitts eine deutliche Abnahme der Effi-zienz auf Werte < 90 % einhergehend mit einer Zunahmeder Endsetzungen auf bis zu 35 mm zu verzeichnen.

Die konstant geringen vorauseilenden Setzungenlassen auf eine gut abgestimmte Stützung der Ortsbrustmittels Erdbrei schließen. Die Schwankungen der Effi-zienz und auch der Gesamtsetzungen deuten auf eine un-zureichende Stützung des Steuerspalts in Verbindung mitSchwierigkeiten bei der Ringspaltinjektion hin.

3.3 Korrelation zwischen Effizienz und Volume Loss

Um einen Vergleich der Effizienz des Vortriebs mit demVolume Loss zu erstellen, wurde auf eine Vielzahl vonMessdaten zurückgegriffen, die beim Bau der L9 aus ver-schiedenen Vortriebsabschnitten sowohl mit Bohrdurch-messern von 9,4 m als auch mit 12 m gewonnen wurden.Die untersuchten Beispiele entstammen Schildfahrten

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durch zum Teil locker gelagerte Sande, normalkonsoli-dierte sandige Schluffe mit eingelagerten Kiesen bis hin zuleicht überkonsolidierten tonigen Schluffen. Auf einigenAbschnitten erfolgten die Vortriebe mit aktiver Steuer-spaltstützung, wohingegen andere Abschnitte ohne aktiveSteuerspaltstützung ausgeführt wurden. Die Ergebnissedieser Analysen sind in Bild 6 dargestellt, wobei Resultateaus Vortrieben ohne aktive Steuerspaltinjektion grau hin-terlegt sind.

Die ausgewerteten Daten bestätigen die Abhängig-keit zwischen Volume Loss und Effizienz. Je größer die Ef-fizienz ist, desto niedriger ist der Volume Loss, wohinge-gen bei niedriger Effizienz ein größerer Volume Loss auf-tritt. Deutlich wird der Einfluss der aktiven Steuerspaltin-jektion. Während bei aktiver Steuerspaltinjektion eineEffizienz größer 95 % und ein Volume Loss von 0,5 % undkleiner erzielt wird, weisen die Vortriebe ohne Steuerspal-tinjektion deutlich schlechtere Resultate auf.

Ohne systematische Stützung des Steuerspaltsschließt sich der Ringraum um den Schild und führt da-

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

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durch zu einer unzureichenden Verpressung des verblei-benden Ringspalts mit entsprechend geringerem Mörtel-volumen. Der Einfluss dieses Zusammenhangs wird inBild 7 auf Grundlage von Daten der Vortriebe mit 12 mDurchmesser verdeutlicht. Neben Effizienz und VolumeLoss nach Abklingen der Setzungen ist der Anteil des Vo-lume Loss aus den vorauseilenden Setzungen aufgetragen.Wird diesem Anteil der theoretische Betrag aus Schildko-nizität hinzuaddiert, lassen sich die Vortriebe identifizie-ren, bei denen sich der Steuerspalt geschlossen hat. Dievorgestellten Daten zeigen, dass bei Vortrieben ohne akti-ve Druckkontrolle im Steuerspalt, die diesem entspre-chende Konvergenz erreicht oder überschritten wird.

Bei einer aktiver Stützung im Steuerspalt wird dieSchildkonvergenz nicht überschritten und es wird ein ins-gesamt kleiner Volume Loss sowie auch eine große Effi-zienz erzielt. Beim Bau der Linie 9 gelten als Richtwertefür einen erfolgreichen Vortrieb eine Effizienz >95 % undeine Volume Loss < 0,5 %. Aus Bild 7 wird weiterhin er-sichtlich, dass mit guter Ortsbruststützung und demzufol-ge relativ geringen vorauseilenden Setzungen teilweisenoch relativ hohe Endwerte für den Volume Loss festge-stellt werden. Dies bedeutet, dass zum Erreichen niedrigerSetzungen sowohl eine adäquate Stützung der Ortsbrustals auch eine aktive Kontrolle der Drücke im Steuerspaltnotwendig sind. Die vorauseilenden Setzungen sind vor-

Bild 6. Korrelation zwischen Effizienz und Volume Loss für Vortriebe mit 9,4 und 12 m Durchmesser verdeutlicht den Ein-fluss der SteuerspaltinjektionFig. 6. Correlation between efficiency and volume loss for advances with 9.4 and 12 m diameter indicating the influence ofshield gap injections

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

wiegend abhängig von der Stützung der Ortsbrust, wohin-gegen geringe Gesamtsetzungen nur mit einer zusätzli-chen Stützung des Steuerspalts und einer vollständigenMörtelinjektion im Ringspalt zu erzielen sind.

Wenn die Geländeoberfläche mit einer von der Vor-triebsgeschwindigkeit abhängigen hohen Frequenz topo-graphisch gemessen wird, kann die Berechnung der Effi-zienz zur Bewertung der Steuerparameter der EPB heran-gezogen werden. Bei manuell durchgeführten Messungenist dies nur in Fällen mit ausreichend dichtem Messnetzund hohem Personaleinsatz im Schichtbetrieb möglich.Unter Verwendung automatisierter prismenloser topogra-phischer Kontrolle der Oberfläche [14] ist eine hohe Mess-frequenz einfach zu erreichen. Eine prismenlose topogra-phische Kontrolle der Oberfläche wurde auf mehrerenProbeabschnitten der L9 erfolgreich getestet.

4 Zusammenfassung und Ausblick

Tunnelvortriebe in dichtbesiedelten Stadtgebieten erfor-dern einen hohen Qualitätsstandard, um Setzungen undden Einfluss auf benachbarte Bauwerke zu minimieren.Um dieses Ziel zu erreichen, ist für Tunnelvortriebe desProjekts Linie 9 eine detaillierte Planung mit Grenzwer-ten für die wichtigsten Vortriebsparameter Abschnittswei-se ausgeführt und den gemessenen Werten entsprechendangepasst worden.

Eine umfangreiche Analyse der Vortriebsparameterund der baubegleitenden Vermessung zeigen den maßge-benden Einfluss der aktiven Druckkontrolle entlang einesEPB-Schilds auf Bewegungen im Gelände auf. Zur quali-tativen Bewertung des Vortriebs wird im vorliegenden Ar-tikel ein einfaches Kriterium vorgestellt. Ein Vortrieb mitVolume Loss kleiner als 0,5 % und einer Effizienz größerals 95 % ist nur bei aktiver Steuerspaltinjektion zu erzie-len. Wird eine aktive Druckkontrolle im Steuerspalt ver-nachlässigt, resultiert dies in einer erheblichen Zunahmedes Volume Loss und der damit verknüpften Setzungenim Baugrund und von Gebäuden.

Bei einer konsequenten Planung, Ausführung, Kon-trolle und Optimierung des Vortriebs ist Tunnelbau indichtbesiedelten Stadtgebieten mit geringen Einflüssenauf die Umgebung möglich. Mit voranschreitender Auto-matisierung der Datenanalysen der EPB-Schilde in Kom-bination mit automatisierten Monitoringsystemen könnenin Zukunft Risiken besser kontrolliert und weiter einge-schränkt werden. Die systematische Datenanalyse unddas intensive Monitoringprogramm sind wegweisendbeim Bau der Linie 9 in Barcelona.

Literatur

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

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[2] Jubany, J.: Las dificultades de un subsuelo muy heterogéneo.In Laia Libros (Hrsg.): L9/L10 – El Metro de la Innovación. S.54–59. Barcelona, 2010.

[3] Emeriault, F., Kastner, R.: Tunnelling with earth pressuredbalance tunnel boring machines: observations and modelling.Aula Paymacotas – Jornada técnica: Túneles con EPB: Simula-ción y Control de la Tuneladora. Barcelona 2008.

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[11] Schwarz, H.: Linea 9 Metro Barcelona. Excavación con tu-neladoras de gran diámetro. Jornada Técnica de AETOS/UPC.Barcelona, 2009.

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[14] Tamagnan, D., Beth, M.: Monitoring of surface deformationwith robotic total stations using reflectorless measurements.Geotechnical Instrumentation News, September 2011, S. 21–24.

Autoren:Dr.-Ing., Dipl.-Geol. Nico Michael Ruse, [email protected]. Henning Schwarz, [email protected] – Gestió d’Infraestructures S.A.U., Dels Vergòs, 36–42, 08017 Barcelona, Spanien

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

Wirand® as used in:Barcelona Metro Line 9Melbourne Desalination PlantSan Francisco Bay Utility TunnelHobsons Bay Sewer, NZ

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Polymere Lösungen stellen eine technisch und wirtschaftlich in-teressante Alternative zu den bislang üblicherweise verwendetenBentonitsuspensionen für die hydraulische Stützung von Bohrlö-chern und Schlitzen dar und werden im Ausland seit Jahren zu-nehmend eingesetzt. Die in Frage kommenden Polymerlösungenweisen im Gegensatz zu Bentonitsuspensionen praktisch keineFließgrenze auf, weshalb sich das Eindring- und Stützverhaltenwesentlich unterscheidet und die bekannten Nachweise derSchlitzstabilität nicht anwendbar sind. Durch ein Forschungsvor-haben am Zentrum Geotechnik der Technischen Universität Mün-chen sollten die Kenntnisse über das Verfahren und dessen An-wendbarkeit erweitert und dokumentiert werden, um die Planungund den sicheren und verantwortungsvollen Einsatz in der Praxiszu erleichtern. Hierzu wurden die theoretischen Grundlagen zurStrömung solcher nicht-newtonscher Fluide im Lockergesteinaufbereitet und Möglichkeiten der Modellierung diskutiert. In La-borversuchen wurden das Strömungsverhalten der Lösungen unddie Parameterbestimmung für die Modelle untersucht. In Feldver-suchen wurden fünf Bohrpfähle polymergestützt und ein Ver-gleichspfahl bentonitgestützt hergestellt und dabei auch weiterebaupraktische Fragestellungen untersucht. Außerdem wurdenHinweise zum Nachweisverfahren gegeben und die Umweltver-träglichkeit des Verfahrens betrachtet.

Investigations into hydraulic support using polymeric solutionsPolymer solutions turn out to be a technically and economicallypromising alternative to the so far commonly used bentonite sus-pensions for the hydraulic support of boreholes or diaphragmwall trenches and have been used increasingly abroad. As a con-sequence of the almost non-existent yield strengths of the appli-cable polymer solutions, their flow and support characteristicsdiffer considerably from those of bentonite suspensions and es-tablished stability analyses cannot be adopted. A research proj-ect at the Zentrum Geotechnik, Technische Universität München,was carried out to improve and document the knowledge of thismethod and its applicability. Therefore, basic principles of theflow of such non-Newtonian fluids in soil were recapitulated andoptions for modelling were discussed. The flow behaviour of thepolymeric solutions and the determination of model parameterswere studied in laboratory tests. In field tests, five bored pileswere completed under polymeric support and one reference pileunder bentonite support. In the course of these tests, further is-sues of relevance for construction practice were investigated. Fi-nally, details of the stability analyses were specified and the envi-ronmental compatibility of the construction method was exam-ined.

1 Einleitung

Die hydraulische Stützung mittels einer Stützflüssigkeit istein Verfahren, mit dem Bohrlöcher oder Schlitze bei derHerstellung von Bohrpfählen bzw. Schlitzwänden in nichtstandsicheren Böden temporär gesichert werden können.Als Stützflüssigkeiten werden insbesondere Bentonitsus-pensionen seit langem erfolgreich eingesetzt [1] [2] [3].Vornehmlich in den USA und in Asien, aber zunehmendauch im europäischen Ausland werden seit einigen Jahrenalternativ polymere Stützflüssigkeiten verwendet [4] [5] [6][7].

Polymere bestehen aus Makromolekülen, deren Mo-lekülaufbau durch wiederholte Aneinanderreihung be-stimmter Strukutureinheiten bzw. -bausteine beschriebenwerden kann [8]. Nach ihrer Herstellung lassen sich Bio-polymere, halb-synthetische Polymere (durch Umwand-lung makromolekularer Naturstoffe) und voll-synthetischePolymere unterscheiden. Die polymeren Stützflüssigkei-ten sind kolloidale Lösungen, d.h. die gelösten Teilchen(Polymermoleküle) sind viel größer als die Lösungsmittel-teilchen (Wassermoleküle). Hergestellt werden diese Lö-sungen durch Mischen der als Pulver, Granulat, Emulsionoder in wässriger Lösung verfügbaren Polymere mit Was-ser.

Der wichtigste Unterschied zwischen polymerenStützflüssigkeiten und Bentonitsuspensionen im Hinblickauf das Stützverhalten besteht darin, dass die polymerenStützflüssigkeiten i.d.R. über keine oder nur eine sehr ge-ringe Fließgrenze verfügen und somit theoretisch unend-lich weit in den Baugrund eindringen. Das Bemessungs-konzept nach DIN 4126 [9] bzw. E DIN 4126 [10] für dieStützung mit Bentonitsuspensionen (Standsicherheits-nachweise des Einzelkornversagens bzw. des Abgleitensauf Gleitflächen jeweils für den Zeitpunkt „t gegen unend-lich“) ist daher ohne Erweiterungen nicht anwendbar, dasich eine Standsicherheit in keinem Fall nachweisen ließe.Steinhoff [11] leitete in seiner Arbeit daher einen zeitab-hängigen Standsicherheitsnachweis ab. Dieser basiert da-rauf, dass auch durch die auf das Korngerüst dynamischübertragenen Schubkräfte (Strömungsmassenkräfte) einehydraulische Stützung erfolgt, die jedoch mit zunehmen-der Standzeit des Bohrlochs oder des Schlitzes geringerwird, da der innerhalb eines kritischen Gleitkörpers über-tragene Anteil der Stützkraft (Gleitflächennachweis) bzw.der hydraulische Gradient (Einzelkornnachweis) mit zu-

Fachthemen

Untersuchungen zur hydraulischen Stützungmit Polymerlösungen

Henning LesemannNorbert Vogt

DOI: 10.1002/gete.201100016

nehmender Eindringung der Stützflüssigkeit abnehmen.Wesentliche Grundlage für diese Art der Nachweisfüh-rung ist daher ein hinreichend abgesichertes Modell zumStrömungsverhalten der Stützflüssigkeit.

Die Hauptvorteile der Verwendung von Polymerlö-sungen liegen im vereinfachten Bauablauf und – zumin-dest im Ausland – in den geringeren Entsorgungskosten.Die Polymerlösungen erfordern kein hochtouriges Anmi-schen und keine Quellzeit sowie normalerweise als Kon-sequenz aus der fehlenden Fließgrenze nach ihrer Ver-wendung als Stützflüssigkeit auch keine aufwändige Sepa-rierung, sondern nur einfache Absetzbecken. Diese Ver-einfachungen reduzieren auch den innerstädtisch häufigkritischen Platzbedarf für die Baustelleneinrichtung. Diegeringeren Entsorgungskosten werden in ausländischenVeröffentlichungen vielfach genannt, da die relevantenPolymere meist als ökotoxikologisch unbedenklich ange-sehen werden. Ein Vorteil der Polymerstützung ist jeden-falls, dass die Konsistenz des Bodenaushubs für eine Ent-sorgung günstiger ist als die von mit Bentonitsuspensionvermischtem Boden. Die genannten Vorteile führen dazu,dass sich trotz der verhältnismäßig hohen Stoffkosten fürPolymere auch ein wirtschaftlicher Vorteil ergeben kann.Die Fülle der Projektbeispiele im Ausland, bei denen Poly-mere der Verwendung von Bentonit vorgezogen wurden,lassen ebenfalls wirtschaftliche Anreize vermuten.

Allerdings existierte mit [11] bislang nur eine einzigewissenschaftliche Arbeit aus dem Bereich des Bauinge-nieurwesens, in der die Polymereindringung in den Bau-grund genauer untersucht wurde. Andere Forschungsvor-haben hatten ihre Schwerpunkte bei der Tragfähigkeit polymergestützt hergestellter Pfähle [7] oder dem Sedi-mentationsverhalten von Bodenpartikeln in der Stützflüs-sigkeit [12] und behandelten die Stützwirkung höchstensqualitativ und am Rande. In der Praxis blieb daher nur,das Verfahren nach Erfahrungswerten (häufig von Her-stellerfirmen) zu planen oder im Vorfeld einer Baumaß-nahme Versuchsschlitze bzw. -bohrlöcher auszuführen. InDeutschland wurden polymere Lösungen bei der Herstel-lung von Bohrpfählen oder Schlitzwänden bislang prak-tisch nicht eingesetzt.

Durch ein Forschungsvorhaben am Zentrum Geo-technik [13] sollten die Kenntnisse über das Verfahrenund dessen Anwendbarkeit in Abhängigkeit von vorlie-genden Randbedingungen erweitert und dokumentiertwerden, um die Planung und den sicheren und verantwor-tungsvollen Einsatz in der Praxis zu erleichtern. Hierzuwurden theoretische Grundlagen recherchiert und nume-rische Modellierungen sowie Labor- und Feldversuchedurchgeführt. Während die Laborversuche ausschließlichauf die rheologischen Eigenschaften, das Strömungsver-halten und die Stützwirkung polymerer Stützflüssigkeitenausgerichtet waren, sollten durch die Feldversuche darü-ber hinaus auch weitere baupraktische Fragestellungenbeantwortet werden. Die Feldversuche umfassten die Her-stellung von sechs großmaßstäblichen Versuchspfählen,die nach dem Aushärten probebelastet und später oberflä-chennah freigelegt wurden.

Die für das Verfahren in Frage kommenden Polymer-produkte werden in Deutschland teilweise bereits als Ad-ditive zu Bentonitsuspensionen oder in anderen Einsatz-gebieten, z.B. für Brunnenbohrungen oder Hydroschild-

12

H. Lesemann/N. Vogt · Untersuchungen zur hydraulischen Stützung mit Polymerlösungen


anwendungen, auch in Reinform eingesetzt. Dennochwurde für die hier untersuchte Anwendung bei der Her-stellung von Bohrpfählen und Schlitzwänden ein Nach-weis der Umweltverträglichkeit gefordert. Aus diesemGrund wurden im Rahmen der Forschung auch umweltre-levante Aspekte des Verfahrens behandelt. U.a. wurdedurch ein Beweissicherungsprogramm die Grundwasser-beeinflussung während und nach der Herstellung der Ver-suchspfähle untersucht.

2 Theoretische Grundlagen

Polymere Lösungen zählen im Regelfall nicht zu dennewtonschen Fluiden. Das bedeutet, dass sie nicht über ei-ne konstante Viskosität verfügen, sondern die Viskositätzumindest eine Funktion der Scherrate ist. Diese Abhän-gigkeit kann vereinfachend erklärt werden durch die Tat-sache, dass sich bei höheren Scherraten die Polymerket-ten zunehmend parallel ausrichten und so der innere Wi-derstand gegen die Scherverformung abnimmt [14] [11].

η = f(γ·) (1)

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

Die Beziehung zwischen Scherrate und Viskosität wirdmittels rheologischer Modelle beschrieben. Über diescherratenabhängige Viskosität hinaus können Polymer-lösungen weitere komplexe, nicht-newtonsche Eigenschaf-ten, z.B. visko-elastische Eigenschaften, aufweisen. DieseFälle werden hier nicht betrachtet, einige Anmerkungenhierzu finden sich in [13].

Das Strömungsverhalten nicht-newtonscher Fluidein porösen Medien wird häufig aufbauend auf Ersatzmo-dellen des realen Porenraums, sogenannten Porenraum-modellen (Bild 1) beschrieben. Diese bestehen aus ideali-sierten, geometrischen Grundformen, für die sich Bezie-hungen zwischen einem anliegenden Potenzialgradientenund der Strömungsgeschwindigkeit in Abhängigkeit vonden Fluideigenschaften analytisch herleiten lassen.

Die einfachste Grundform ist eine gerade Kapillaremit konstantem Radius R und der Länge l, an der ein Dif-

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

13



(5)

Das so definierte Porenraummodell soll nachfolgend zu-grunde gelegt werden. Für dieses Modell lässt sich etwafür ein Ostwald-de Waele-Fluid (vgl. Tabelle 1) eine ge-schlossene Lösung für die Eindringlänge l einer aus einemunendlich langen Schlitz in den benachbarten Baugrundabströmenden Polymerlösung der Wichte γF (Bild 2) inAbhängigkeit von der Zeit t ableiten.

Der Grundgedanke der Herleitung (ausführlich be-schrieben in [11] für das Porenraummodell (a) aus Bild 1)ist, dass für ein inkompressibel angenommenes Fluid dasinnerhalb eines Zeitinkrements dt eingedrungene Fluidvo-lumen dem zusätzlich aufgefüllten Porenvolumen entspre-chen muss. Der Durchfluss des Fluids durch die Fläche Aergibt sich als Produkt des Durchflusses durch eine Ein-zelkapillare und der Anzahl N3D an Kapillaren senkrechtzu dieser Fläche. Die Potenzialdifferenz (als Differenzzwischen dem Stützflüssigkeitspotenzial im Schlitz unddem ggf. vorhandenen Grundwasserpotenzial am Endeder Eindringstrecke) ist dabei konstant. Das Porenvolu-men ergibt sich aus dem Porenanteil des Bodens n, derdurchströmten Fläche A und dem Inkrement der Eindrin-glänge dl.

(6)

Eine analoge Beziehung lässt sich auch für den radialsym-metrischen Fall (Bohrloch) herleiten. Während Glei-chung (6) nur eine horizontale Bewegung des Fluids be-rücksichtigt, ist im realen System grundsätzlich auch einevertikale Komponente der Geschwindigkeit vorhanden.

l(m 1) n R

72 k (3 m 1)u2 K

tW 3D(3 m 1)/m

W

F

1/mm

m 1

=+ ⋅ ⋅ γ ⋅⋅ η ⋅ ⋅ ⋅ +

⋅Δ ⋅ γ

⋅

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟ ⋅

⎛

⎝

⎜⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟⎟

⋅ + +

N 1 3 n AR

n72 k

A3D3D2

2W

W

= ⋅ ⋅π ⋅

=⋅ γ

⋅ π ⋅ η ⋅⋅

ferenzdruck Δp anliegt. Für solche Kapillaren ist in Tabel-le 1 für einige bekannte rheologische Modelle der Durch-fluss q in Abhängigkeit vom Druckgradienten Δp/l ange-geben (siehe [14] [15] [16]).

Durch Kombination der in Tabelle 1 angegebenenDurchflussbeziehungen (für jeweils eine Kapillare) mitden zuvor genannten Porenraummodellen lässt sich dasStrömungsverhalten im Porenraum des Bodens modellie-ren. Im einfachsten Fall besteht dieses Porenraummodellaus einer Anzahl N gerader Kapillaren mit dem konstan-ten Radius R (Modell (a) in Bild 1). Soll das Modell dengleichen Porenanteil n und die gleiche Durchlässigkeit kin Bezug auf newtonsche Fluide besitzen wie das reprä-sentierte poröse Medium, lassen sich R und N eindeutigableiten (γW = Wichte und ηW = Viskosität von Wasser bei10 °C, A = durchströmte Fläche):

(2)

(3)

Das Porenraummodell lässt sich in vielfacher Weise wei-terentwickeln. In einigen Veröffentlichungen wird vorge-schlagen, je ein Drittel der Kapillaren in jeder der drei kar-tesischen Koordinatenrichtungen anzuordnen, um eineDurchlässigkeit in alle Koordinatenrichtungen zu erlau-ben. Der Porenanteil des Kapillarmodells soll dabei wei-terhin dem des realen Systems entsprechen. Für diesesmodifizierte Gleichungssystem ermittelt sich (vgl. [13]):

(4)

R8 k

nW

W

=⋅ η ⋅⋅ γ

N n AR

n8 k

A2

2W

W

= ⋅π ⋅

=⋅ γ

⋅ π ⋅ η ⋅⋅

R24 k

n3DW

W

=⋅ η ⋅⋅ γ

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

Modell Viskositätsfunktion Durchfluss q durch eine Kapillare

Newton η(γ· ) = konstant

Ostwald-de Waele η(γ· ) = K · γ·m–1

(oder „power law“)(Modellparameter: K und m)

Ellis

(Modellparameter: η0, τ1/2 und α)

Herschel-Bulkley für τ > τH

η → ∞ für τ < τH

(Modellparameter: KH, mH und τH)

mit (Wandschubspannung)

q p Rl

= π ⋅ Δ ⋅⋅ η ⋅8

4

q m Rm

pK l

( m )/m/m

= π ⋅ ⋅⋅ +

⋅ Δ⋅ ⋅

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

⋅ +

3 1 2

3 11

��

/ /

( )( ) ( )

η γ =η

+τ γ

τ

⎛

⎝

⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟

=η

+γ ⋅ η γ

τ

⎛

⎝

⎜⎜

⎞

⎠

⎟⎟

α− α−

1 1

0

1 2

10

1 2

1 q R pl

p Rl/

= π ⋅ ⋅ Δ⋅ η ⋅

⋅ +α +

Δ ⋅⋅ τ ⋅

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

⎡

⎣

⎢⎢

⎤

⎦

⎥⎥

α−

81 4

3 2

4

0 1 2

1

��

�( ) KHH

mHη γ =τγ+ ⋅ γ −1

q R

K

m m m

H/m

WW H

m

W H

H

H W H

H

H

H

HH( )

( ) ( )

= π ⋅

⋅ τ⋅ τ − τ

⋅τ − τ

++

⋅ τ ⋅ τ − τ

++

τ

+

⎡

⎣

⎢⎢⎢⎢

⎤

⎦

⎥⎥⎥⎥

+

1 3

2

1 2 1 1

3

1 3

1 1

22

p RlWτ = Δ ⋅⋅2

Allerdings konnte durch numerische Untersuchungen ge-zeigt werden, dass der aus dieser Vereinfachung resultie-rende Fehler vernachlässigbar klein ist [13]. Aufgrund derAbhängigkeit der Viskosität von der Scherrate und damitzugleich vom Potenzialgradienten zeigen die betrachtetenFlüssigkeiten in vertikalen Porenkanälen eine wesentlichhöhere Viskosität als bei horizontal gerichteter Strömung(hinsichtlich der Wirkung vergleichbar mit einer stark ani-sotropen Durchlässigkeit). Für andere rheologische Mo-delle als das Ostwald-de Waele-Modell ist eine analogeHerleitung deutlich komplexer oder analytisch nicht mög-lich. In diesen Fällen kann aber die Eindringlänge für ei-nen vorgegebenen Zeitpunkt durch numerische Integrati-on ermittelt werden.

In [13] wird erläutert, welchen Einfluss die Wahl desPorenraummodells auf die Beziehung zwischen Potenzial-gradient und Fließgeschwindigkeit hat. Es lassen sich be-liebig viele Porenraummodelle definieren, die in Bezugauf newtonsche Fluide gleichwertig sind, für nicht-newtonsche Fluide jedoch zu voneinander abweichendenErgebnissen führen. Für das Aufstellen komplexerer Po-renraummodelle mit dem Ziel einer erweiterten Gültig-keit werden aber zusätzlich zum Durchlässigkeitsbeiwertund dem Porenanteil des Bodens weitere Modellparame-ter benötigt, die in der Praxis entweder aus der Korngrö-ßenverteilung abgeleitet oder als empirische Werte vorge-geben werden müssten. Aus diesem Grund wird das ge-wählte einfache Porenraummodell mit einheitlichen gera-den Kapillaren für den betrachteten Anwendungsfallzunächst als zielführender angesehen.

Ergänzend werden in [13] auch Fragestellungen hin-sichtlich des Einflusses einer über die Eindringlänge varia-

14



blen Polymerkonzentration infolge Adsorption und Ver-mischung der Polymerlösung mit Grundwasser oder desEinflusses teilgesättigter Verhältnisse bei der Polymerein-dringung oberhalb des Grundwasserspiegels behandelt,die in dem vereinfachten Modell keine Berücksichtigungfinden. Von praktischer Bedeutung ist außerdem einemögliche Durchlässigkeitsreduktion entlang der Eindrin-glänge durch die Filtration von zuvor in die Stützflüssig-keit eingetragenen Bodenkörnern. Auf diesen Punkt wirdim Zusammenhang mit den Feldversuchen nochmals ein-gegangen.

3 Laborversuche

Anhand von Laborversuchen wurden insbesondere dierheologischen Eigenschaften und das Strömungsverhaltenvon Polymerlösungen untersucht. Dabei wurden viermarktübliche Produkte eingesetzt, von denen drei von derFirma Süd-Chemie AG und eines von der US-amerikani-schen Firma KB International LLC zur Verfügung gestelltwurden (Tabelle 2).

Den Schwerpunkt der Laborversuche bildeten 1D-Strömungsversuche (Bild 3), in denen der zeitliche Verlaufder Eindringung von Polymerlösungen in eine Bodensäu-le unter definierten Randbedingungen gemessen wurde.Mit der gewählten Versuchstechnik und durch die Ver-

Bild 2. System bei ebener Eindringung (unendlich langerSchlitz)Fig. 2. Penetration in planar system (infinitely long trench)

Tabelle 2. Untersuchte ProdukteTable 2. Tested products

Stoffname Kurzbezeichnung Produktname

Polyacrylamid PAA SC MUD P(anionisch)

Carboxymethyl- CMC SC VIS HV Pcellulose

Xanthan XAN SC X GUM

Vinyl Polymer VYP KB SlurryShield FGP

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

15



wendung eng gestufter Versuchssande ließen sich bei dreider vier Produkte Ergebnisse mit geringer Streuung errei-chen (Bild 4). Variiert wurden die Polymerprodukteund -konzentrationen sowie der Versuchsboden (Liefer-körnungen 0,1 – 0,5 mm, 0,6 – 1,2 mm und 1,0 – 2,5 mm)und die vorgegebene Potenzialdifferenz (Δu von 1 m, 2 mund 4 m).

Die gemessenen Eindringkurven wurden anhand desOstwald-de Waele-Modells nachgerechnet. Die Modellpa-rameter waren hierzu durch Regression anhand von Mess-werten aus Viskosimetermessungen gewonnen worden.Eine Auswertung auf der Grundlage weiterer Modelle wiedes Ellis- oder des Herschel-Bulkley-Modells wäre mit denin Tabelle 1 angegebenen Beziehungen möglich gewesen,

allerdings gaben die Viskosimetermessungen im unter-suchten Scherratenbereich keine Hinweise auf ein diesenModellen entsprechendes rheologisches Verhalten.

Bei der Auswertung zeigten sich relativ große Abwei-chungen zwischen gemessenen und berechneten Ein-dringkurven (Bild 5). Als Ursachen kamen die Vereinfa-chung des realen Porenraums durch das gewählte Poren-raummodell und insbesondere die Diskrepanz zwischendem bei den Viskosimetermessungen berücksichtigtenund dem im Boden relevanten Bereich wesentlich geringe-rer Scherraten in Frage. Durch die Verwendung von Mo-dellparametern, die durch Anpassung von berechnetenEindringkurven an die gemessenen abgeleitet wurden(„In-situ-Parameter“), ließen sich bei der Übertragung auf

Bild 4. Verlauf der Eindringung unter StandardbedingungenFig. 4. Penetration under standard conditions

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

andere Versuchssande oder Potenzialdifferenzen (Bild 6)hingegen sehr gute Vorhersagen erreichen.

In den Versuchen wurde auch der Potenzialverlaufüber die Eindringlänge gemessen (Bild 7) und auf dieseWeise die Wirkung einer teilweise von Herstellern be-schriebenen „Polymermembran“ untersucht. Bei einemder Polymerprodukte war eine leichte Tendenz hierzu er-kennbar, bei einem weiteren wurde in einzelnen Versu-chen ein stark nicht-linearer Potenzialverlauf als Indiz füreine existierende „Membran“ festgestellt, während in an-deren Versuchen mit dem gleichen Produkt ein nahezu li-nearer Verlauf zu beobachten war. Eine visuelle Prüfungder Eindringzone (= Oberseite der Bodensäule, vgl. Foto

16



in Bild 7) nach Versuchsende ließ anhand der offenbar er-höhten Viskosität der angetroffenen Polymerlösung eineKonzentrationszunahme vermuten. Eine „Membran“ warjedoch nicht erkennbar und eine abschließende Aussagezu dieser Fragestellung daher nicht möglich.

4 Feldversuche

In Feldversuchen wurden insgesamt sechs Pfähle mit einer Länge von 10 m und einem Durchmesser vonca. 0,6 m hergestellt, probebelastet und später ober -flächennah freigelegt. Bei fünf Pfählen wurde das Bohr-loch mit einer Polymerlösung gestützt, in einem Fall

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

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

17



kam vergleichend eine Bentonitsuspension zum Einsatz (Tabelle 3).

Mit den Feldversuchen konnte u.a. demonstriertwerden, dass das Verfahren auch in grobkörnigen, starkdurchlässigen Böden grundsätzlich einsetzbar ist. Dierheologischen Eigenschaften der vor Ort angemischtenPolymerlösungen waren ungünstiger als bei vergleichba-ren unter Laborbedingungen angemischten Polymerlösun-gen. Dies hätte jedoch bei Bedarf durch eine etwas höhereKonzentration kompensiert werden können. Beim flüssig-keitsgestützten Bohren fiel auf, dass die Verluste an Stütz-flüssigkeit geringer waren, als dies anhand von Vergleichs-rechnungen zu erwarten gewesen wäre (Bild 8). Die Ver-gleichsrechnungen wurden mit dem Ostwald-de Waele-Modell durchgeführt. Die Modellparameter waren zuvorin ergänzenden 1D-Strömungsversuchen an Bodenmateri-al aus der Baugrunderkundung ermittelt worden (In-situ-Parameter), so dass sich eine bestmögliche Prognosege-nauigkeit erwarten ließ. Die geringeren tatsächlich be-stimmten Verluste wurden vor allem auf die günstige Wir-kung der Filtration von in den Stützflüssigkeiteneingeschlossenen Bodenpartikeln in die Bohrlochumge-bung zurückgeführt (vgl. Abschnitt 2).

Ein übermäßiger Nachfall von Boden bzw. ein tat-sächliches Standsicherheitsproblem war ausgehend vonVordimensionierungen nicht erwartet worden und wurdebei keinem der Pfähle beobachtet und auch in Ultraschall-Bohrlochvermessungen nicht festgestellt. Die beiden un-

ter Verwendung von Xanthan (XAN) als Stützflüssigkeithergestellten Bohrlöcher konnten im oberen Bereich mitdem Verfahren nicht vermessen werden, was auf den ho-hen Gehalt an eingeschlossenen Luftblasen zurückgeführtwurde.

Unerwartete Probleme traten beim Betonieren deszuerst hergestellten Pfahls P 1 auf, der erst im dritten An-lauf und, nachdem die Polymerlösung im Bohrloch gegenWasser ausgetauscht worden war, erfolgreich abgeschlos-sen werden konnte. Ein Zusammenhang mit der bei die-sem Bohrloch verwendeten hochdosierten Polyacrylamid-lösung ist nicht auszuschließen. Die weiteren Bohrlöcherkonnten planmäßig betoniert werden.

In den Pfahlprobebelastungen wurden generell hoheTragfähigkeiten beobachtet. Von den beiden Druckpfäh-len zeigte der unter Bentonitsuspension hergestellte PfahlP 3 ein etwas besseres Tragverhalten als der polymerge-stützt hergestellte Pfahl P 4. Allerdings wies Pfahl P 4 eineFehlstelle zwischen Pfahlschaft und Pfahlkopferweiterungauf, die vermutlich nicht auf die Polymerstützung zu -rückzuführen war. Bei beiden Pfählen fiel der äußerst ge-ringe Anteil des Spitzendrucks bis zum Erreichen der ma-ximal vorgegebenen Last auf. Die Grenze der Tragfähig-keit war jeweils noch nicht erreicht. Die Zugpfähle, diedurchgehend polymergestützt hergestellt worden waren,zeigten ein verhältnismäßig einheitliches Tragverhalten.Eine detaillierte Beschreibung der Probebelastungen ent-hält [13].

Tabelle 3. Übersicht zur Herstellung der VersuchspfähleTable 3. Summary of construction of test piles

Bezeichnung P 1 P 2 P 3 P 4 P 5 P 6

Pfahltyp Zugpfahl Zugpfahl Druckpfahl Druckpfahl Zugpfahl Zugpfahl

Produkt PAA PAA Bentonit (Tixoton) XAN CMC XAN

Konzentration 6 g/l 2 g/l 50 g/l 2 g/l 4 g/l 4 g/l

Grundwasser ca. 2,0 m unter GOK

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

Beim Freilegen bis etwa 2 m unter Gelände zeigtendie Pfähle mit Ausnahme der Fehlstelle bei Pfahl P 4 (vgl.Anmerkung zuvor) eine gute Qualität mit wenig Überpro-fil und einer sehr guten Verzahnung zum umgebenden Bo-den (Bild 9). Polymerlösung konnte nur noch bei einemder Pfähle (P 1) und auch hier nur sehr vereinzelt und un-mittelbar am Pfahl festgestellt werden.

5 Nachweisführung

Da die Eindringung polymerer Stützflüssigkeiten in denBaugrund aufgrund der fehlenden Fließgrenze theoretischnie zum Stillstand kommt, können die bekannten Standsi-cherheitsnachweise anders als bei Bentonitsuspensionennicht für den fiktiven Zeitpunkt „t → ∞“ geführt werden.Stattdessen ist eine unter baubetrieblichen Gesichtspunk-ten erforderliche Standzeit des Bohrlochs oder Schlitzesvorzugeben und die Eindringung der Stützflüssigkeit in-nerhalb dieses Zeitraums zu ermitteln. Die Eindringunglässt sich basierend auf den in Abschnitt 2 angegebenenBeziehungen näherungsweise bestimmen und kann späteranhand der beobachteten Stützflüssigkeitsverluste über-prüft werden. Auf diese Weise ist eine Nachweisführungin Analogie zu DIN 4126 [9] bzw. E DIN 4126 [10] grund-sätzlich möglich.

Auf einige verfahrensbedingte Besonderheiten in derNachweisführung wird in [13] eingegangen. So kann etwadie wirksame Stützkraft nicht wie im Fall der Bentonit-stützung über das Flächenverhältnis des im Bruchkörperliegenden Eindringbereichs zum Gesamteindringbereichabgeleitet werden (vgl. [9] [10]), sondern muss bedingtdurch den über die Tiefe z veränderlichen hydraulischenGradienten i durch Integration von γF · i berechnet wer-den. Die Integration ist oberhalb von z = zSP über die Län-ge l(z), unterhalb von zSP jedoch über b(z) vorzunehmen(Bild 10).

Eine weitere Besonderheit betrifft den Potenzialver-lauf über die Eindringlänge im Fall der Bohrlochstützung.Während sich bei Bentonitstützung auch bei (stagnierter)radialsymmetrischer Eindringung ein über die Eindrin-glänge linearer Potenzialverlauf bzw. ein konstanter hy-

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draulischer Gradient (Stagnationsgradient) einstellt, liegtbei fortschreitender Polymereindringung ein nichtlinearerPotenzialverlauf vor. Durch Berücksichtigung dieserNichtlinearität reduzieren sich die Ausnutzungsgrade inden Standsicherheitsnachweisen ggf. erheblich. In Bild 11wird in Abhängigkeit vom Ostwald-de Waele-Parameter mdie gegenüber dem linearen Potenzialverlauf wirksameErhöhung des hydraulischen Gradienten exemplarisch fürein Bohrloch mit einem Radius von 0,3 m aufgezeigt.Wird (je nach Korngrößenverteilung des anstehenden Bo-dens) beispielsweise angenommen, dass der mittlere hy-draulische Gradient über die ersten 10 cm Eindringlängefür den Einzelkornnachweis anzusetzen ist, so ist dieserfür ein Ostwald-de Waele-Fluid mit m = 0,6 um ca. 50 %höher als der Stagnationsgradient einer bei gleicher Ein-dringlänge gerade stagnierten Bentonitsuspension.

6 Umweltaspekte

Umweltrelevante Teilaspekte des beschriebenen Verfah-rens sind insbesondere die Eindringung der Polymerlö-sungen in den Baugrund, die Verwertung des mit Polymer-lösung vermischten Bodenaushubs und die Entsorgungder Restpolymerlösungen nach Abschluss einer Baumaß-nahme. Hier soll nur auf den ersten Punkt eingegangenwerden.

In Abstimmung mit dem Deutschen Institut für Bau-technik (DIBt) war zunächst festgehalten worden, dass ei-ne Bewertung der Produkte gemäß des DIBt-Merkblatts„Grundsätze zur Bewertung der Auswirkungen von Bau-produkten auf Boden und Grundwasser“ [17] erfolgensollte. Hierzu wurden insbesondere ökotoxikologischeUntersuchungen durchgeführt, in denen einer Vorgabedes DIBt folgend jeweils die unverdünnte Stützflüssigkeitals Eluat angesehen wurde.

Im Rahmen der Feldversuche wurde ein Grundwas-serbeweissicherungsprogramm durchgeführt, das aus fol-genden Maßnahmen bestand:− Erfassung der Stützflüssigkeitsverluste je Bohrloch

(Flüssigkeitsvolumen mit bekannter Polymerkonzentra-tion),

− Grundwasserbeprobungen in drei Grundwassermess-stellen im unmittelbaren Abstrombereich der Pfähle so-wie in einer Referenzmessstelle oberstrom,

Bild 9. Fotos von Pfahl P 3 (Bentonit) und Pfahl P 5 (Poly-mer)Fig. 9. Photos of pile P 3 (bentonite) and pile P 5 (polymer)

Bild 10. Standsicherheitsnachweis bei PolymerstützungFig. 10. Stability analysis for polymeric support

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− Freilegen der Pfähle bis unter den verrohrten Bereichund Untersuchung auf möglicherweise verbliebene Poly-merlösung in diesem Bereich.

In vorab durchgeführten Analysen war ermittelt worden,dass der TOC (gesamter organischer Kohlenstoffgehalt) in[mg/kg] der in den Feldversuchen eingesetzten Polymerlö-sungen je nach Produkt etwa das 300- bis 400-fache derPolymerkonzentration in [g/l] betrug. Hiermit waren eineüberschlägige Ermittlung der Polymerkonzentration in ei-ner Grundwasserprobe und ein Rückschluss auf entspre-chende Verdünnungsfaktoren auch ohne Kenntnis des je-weils ursächlichen Polymertyps möglich.

In Wasserproben aus den Grundwassermessstellenim unmittelbaren Abstrombereich der Versuchsbohrlö-cher wurden nur temporär und – verglichen mit den Wer-ten der unverdünnten Polymerlösungen – eher geringfügigerhöhte TOC-Werte bestimmt (Bild 12). Der TOC-Spitzen-wert wurde mit 31,8 mg/l in der GrundwassermessstelleGWM 2 gemessen, die in Grundwasserfließrichtung 3 m(Achse – Achse) hinter dem am Vortag hergestellten PfahlP 1 lag. Verglichen mit dem TOC der bei diesem Pfahl ein-gesetzten Stützflüssigkeit in ihrer Einsatzkonzentrationentspricht dies einer ca. 75-fachen Verdünnung. Ursäch-lich hierfür ist nach eigener Einschätzung, dass sich daswährend der Bohrlochherstellung aufgrund des Über-drucks im Bohrloch in die Bohrlochumgebung eingedrun-gene Stützflüssigkeitsvolumen nach Herstellung desPfahls nur noch infolge des allgemeinen Grundwassergra-dienten advektiv fortbewegt. Angesichts der hohen Visko-sität der unverdünnten Stützflüssigkeiten erfolgt ein sol-cher advektiver Transport jedoch mit äußerst geringenGeschwindigkeiten. Maßgebend werden stattdessen eineVermischung der wasserlöslichen Polymerlösung an ih-rem Rand mit dem vorbeiströmenden Grundwasser undein sukzessiver Abtrag des in den Boden eingedrungenen

Polymervolumens in stark verdünnter Konzentration. Vordiesem Hintergrund erscheint die Festlegung, die Stütz-flüssigkeiten in ihrer Einsatzkonzentration als maßgeben-des Eluat anzusehen, verhältnismäßig strikt.

7 Zusammenfassung und Ausblick

Das Verfahren der Polymerstützung kann unter bestimm-ten Randbedingungen eine wirtschaftlich und technischinteressante Alternative zur Stützung mit Bentonitsuspen-sionen sein. Ein rechnerischer Standsicherheitsnachweiskann auch für Stützflüssigkeiten geführt werden, die wiedie hier betrachteten Polymerlösungen über keine nen-nenswerte Fließgrenze verfügen. In diesem Fall ist jedochder zeitliche Eindringverlauf in die Schlitz- bzw. Bohr-lochumgebung zu berücksichtigen. Ein entsprechendesModell wurde in der vorgestellten Forschung einschließ-lich der enthaltenen Vereinfachungen sorgfältig dokumen-tiert und durch Laborversuche abgesichert. Im Zuge derLaborversuche erwies sich die Anwendung von „In-situ-Parametern“ (aus 1D-Strömungsversuchen abgeleitetenrheologischen Modellparametern, vgl. Abschnitt 3) als be-sonders geeignet, um die Eindringverläufe auch unter ge-änderten Randbedingungen rechnerisch zuverlässig zu er-mitteln. Die Bestimmung dieser Modellparameter mittelsViskosimetermessungen war hingegen problematisch, dafür die betrachteten Porenströmungen sehr kleine Scher-ratenbereiche maßgebend sind.

Durch die Feldversuche konnte nachgewiesen wer-den, dass das Verfahren selbst in einem stark durchlässi-gen Baugrund anwendbar ist. Dennoch wird empfohlen,einen baupraktischen Einsatz bis zum Vorliegen hinrei-chender Erfahrungen auf mäßig durchlässige Baugrund-verhältnisse zu beschränken und das Verfahren vorzugs-weise für die Bohrpfahlherstellung einzusetzen. Weiterhinist eine wissenschaftliche Begleitung sinnvoll, insbesonde-

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

re die Durchführung von 1D-Strömungsversuchen zur Be-stimmung von „In-situ-Parametern“ für die maßgebendeKombination Boden-Polymerlösung im Vorfeld eines Bau-projekts. Der rechnerische Nachweis erlaubt dann einezuverlässige Vordimensionierung der Ausführungspara-meter. Außerdem sollte noch der mögliche Einfluss derPolymerlösungen auf die Betonqualität und den Verbundzwischen Beton und Bewehrung überprüft werden.

Für die Realisierung zukünftiger Projekte wäre zu-dem ein einheitliches und verbindliches Bewertungskon-zept zur Umweltverträglichkeit äußerst hilfreich. Hierfürkönnen die in Abstimmung mit dem DIBt getroffenen Vo-rüberlegungen sowie die Ergebnisse der Grundwasserbe-weissicherung als Grundlage dienen.

Aus bodenmechanischer Sicht wäre eine detaillierteUntersuchung der Durchlässigkeitsreduktion in der Bohr-lochumgebung durch Filtration sowie ggf. Polymermem-branwirkung und die Ableitung eines diese Effekte be-rücksichtigenden Rechenmodells interessant. Hierbei wä-ren die rheologischen Eigenschaften der Stützflüssigkeit,Baugrundeigenschaften und sonstige Randbedingungenwie Geometrie, Bohrwerkzeug und planmäßige Standzeitzu berücksichtigen.

Um die im Forschungsbericht dargestellten Modellie-rungsansätze abzusichern, wäre die Erfassung zukünftigerProjektdaten (Polymerprodukt und -konzentration, Bau-grundverhältnisse, Eindringlängen bzw. Stützflüssigkeits-

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verluste etc.) geeignet. Aus Sicht der Autoren wäre außer-dem die Berücksichtigung polymerer Stützflüssigkeiten ineiner zukünftigen Neuauflage der DIN 4126 wünschens-wert.

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Fördervermerk

Das vorgestellte Forschungsvorhaben wurde mit Mitteln der For-schungsinitiative Zukunft Bau des Bundesamtes für Bauwesenund Raumordnung sowie durch die Bilfinger Berger AG und dieSüd-Chemie AG gefördert. Den Forschungspartnern sei an dieserStelle nochmals für ihre Unterstützung gedankt.

AutorenDr.-Ing. Henning Lesemann, EDR GmbH, Dillwächterstraße 5, 80686 München, [email protected]

Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, Zentrum Geotechnik, Technische UniversitätMünchen, Baumbachstraße 7, 81245 München, [email protected]

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


Für die Bemessung von Steinschlagschutzdämmen gibt es derzeitkeine dem Stand der Technik entsprechenden und in der Praxisanwendbaren Methoden. Häufig werden für Steinschlagschutz-projekte mit hohen Bemessungsenergien Steinschlagschutzdäm-me errichtet, nachdem die mittels Eignungstests nachgewieseneEnergieaufnahmekapazität von Steinschlagschutznetzen derzeitauf 8.000 kJ beschränkt ist. Der erdstatische Nachweis einer dynamischen Einwirkung auf Dammbauwerke ist mit statischenMethoden derzeit nicht möglich, da geeignete Methoden zur Ermittlung einer statischen Ersatzkraft fehlen. Die bestehendenempirischen Ansätze zur Ermittlung von statischen Ersatzkräftenbei Steinschlagbelastungen bauen auf Impaktversuchen inDämpfungsschichten über biegesteifen Stahlbetonkonstruktionenauf und können nicht auf reine Erdbauwerke übertragen werden.Um einen praxistauglichen Bemessungsansatz für solche Erd-bauwerke zu erstellen, die teilweise großen dynamischen Belas-tungen ausgesetzt sind, wurden Modellversuche an Dämmenverschiedener Bautypen und Dammgeometrien im Maßstab 1:33durchgeführt. Dabei konnten die durch den dynamischen Stoßverursachten Bruchkörper bei verschiedenen Lastfällen bestimmtwerden. Basierend auf den Ergebnissen der Modellversuchewird eine Methode entwickelt, mit der in Abhängigkeit von geo-metrischen Parametern eines Entwurfsdamms unter Berück -sichtigung verschiedener Bautypen (Erddämme und bewehrte Erde) eine statische Ersatzkraft ermittelt werden kann. Mit dieserstatischen Ersatzkraft kann in weiterer Folge mit klassischenNachweisverfahren ein Tragfähigkeitsnachweis für einen kon -kreten Lastfall eines Bemessungs-Steinschlagereignisses (Bemessungssituation BS 3 gemäß EC 7 – ÖNORM B 1997-1-1)geführt werden.

Design proposal for rock fall embankments. At the time beingthere are no state of the art methods to be applied in the designof rock fall embankments. As rock fall net-fences have a restrict-ed energy absorption capacity, currently being certified up to 8,000 kJ, rock fall protection for higher design energies is oftenrealized by the construction of an embankment. The prediction of the behaviour of rock fall embankments for dynamic impactsby standard geotechnical methods is not possible due to the lack of methods to determine an equivalent static force. Existing approaches to provide static equivalent forces are based on tests on damping layers overlaying stiff reinforced concretestructures such as galleries and cannot be transferred to struc-tures consisting of soil only. To provide a code of practice for the design of rock fall embankments subjected to highly dynamicloading, model-tests on embankments of various constructiontypes and geometries were carried out in a scale of 1:33. Withthese model tests it was possible to describe the geometry of

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

1 Einführung

Im Zuge der Planung von Steinschlagschutzmaßnahmenwird die Ermittlung der Einwirkung nach der Erhebungder Naturraumparameter mittels Steinschlagsimulationendurchgeführt. Das Ergebnis dieser Modellierungen sinddie maßgeblichen charakteristischen Einwirkungen aufdas Schutzbauwerk an einem konkreten Standort. NebenSteinschlagschutznetzen werden auch häufig Steinschlag-schutzdämme errichtet. Steinschlagschutzdämme werdenin jenen Fällen bevorzugt gebaut, in denen die Hanggeo-metrie und der zur Verfügung stehende Platz ein solchesBauwerk zulassen. Gegenüber Steinschlagschutznetzen,deren Energieaufnahmefähigkeit derzeit mit 8.000 kJ be-grenzt ist, weisen Dämme vor allem Vorteile in Hinblickauf Lebensdauer, Baukosten und – abhängig von der Kon-struktion – Energieaufnahmefähigkeit auf. In der Vergan-genheit wurden bei hohen Designenergien häufig Schutz-dämme errichtet und unterstellt, dass bei entsprechenderAusführung der Dämme eine ausreichende Tragfähigkeitfür diese Lastfälle gegeben sein würde. Tatsächlich wurdeim Wirkungsbereich der Wildbach- und Lawinenverbau-ung noch kein Versagen eines Steinschlagschutzdammsaufgrund eines Steinschlagereignisses dokumentiert.

In Gebieten mit hoher Steinschlaggefährdung hatder Bau von Schutzdämmen zunehmend an Bedeutunggewonnen. Derzeit gibt es für Dämme keine geeignetenBemessungsmodelle, um eine geotechnische Nachweis-führung betreffend der Standsicherheit für derartige Kon-struktionen durchzuführen. Daher wurden 1g-Modellver-suche durchgeführt, um Versagenskörper bei stoßartigenBelastungen abzubilden und daraus ein Bemessungsmo-dell zu erstellen.

Ziel der Modellversuche war die Untersuchung derAuswirkungen von Steinschlägen auf geschüttete Erddäm-me unterschiedlicher Bautypen. Zu diesem Zweck wur deauf einen geschütteten Damm eine Stahlkugel (Durchmes-

Fachthemen

Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme

Robert HofmannMichael Mölk

DOI: 10.1002/gete.201100021

ser 8 cm, Masse 2 kg) geschossen. Die Beschleunigung derStahlkugel erfolgte dabei über eine Schussbahn aus PVC-Rohren. Dadurch wurden Geschwindigkeiten bis 6 m/s er-zielt. Bei jedem Impakt wurden die Eindringtiefe der Stahl-kugel, ihre Geschwindigkeit, die Verschiebungen in derUmgebung des Einschlags mit Modellextensometern unddie Verschiebung der Dammkrone gemessen.

Insgesamt wurden 116 Versuche mit unterschied -lichen Konstruktionen (Erddämme, bewehrte Erddämme,Dämme mit Steinschlichtungen und Dämme mit Dämp-fungselementen), Dammgeometrien, Einschlagwinkeln,Freiborden und Energien durchgeführt. Bei allen Versu-chen blieben die Dammlänge und die Dammhöhe unver-ändert. Es erfolgte eine Variation der Böschungsneigun-gen βBERG und βTAL, der Dammkronenbreiten, der Ein-schlaghöhe der Kugel (in Böschungsrichtung gemessenvom untersten Punkt der Kugel bis zur Dammkrone) so-wie der Geschwindigkeit der Kugel. Ergänzt wurden dieVersuchsserien durch Modelldämme mit bergseitig ange-ordneten Steinschlichtungen und Dämpfungselementensowie Geokunststoffen. Die Geokunststoffe wurden vonder Naue GmbH & Co. KG im Modellmaßstab gefertigtund geliefert.

Im Dammkörper wurden Extensometer eingebaut,mit denen die plastischen Verschiebungen des Dammkör-pers gemessen wurde. Ebenso wurde die Eindringtiefe derKugel bei allen Stößen gemessen. Aus diesen Messungenkonnten die Versagenskörper in Abhängigkeit von derDammgeometrie, Dammkonstruktion und der Energie be-schrieben und ein Vorschlag für ein Bemessungsmodellsowie für die geotechnische Nachweisführung erarbeitetwerden.

2 Bisherige Vorgangsweise bei der Bemessung

Aufgrund von weitgehend fehlenden Bemessungsgrundla-gen für dynamische Einwirkungen auf reine Erdbauwerkewurde in den letzten 15 Jahren häufig auf Dimensionie-rungsansätze aus dem Bau von Steinschlagschutzgalerienzurückgegriffen. Die hierfür erforderlichen Parameterwurden im Zuge von Modell- und seltener auch 1:1-Versu-chen seit den späten 1990er Jahren hauptsächlich in derSchweiz, Österreich, Italien und Frankreich erarbeitet [4][5] [9] [10] [12] ]14] [15]. Teilweise wurden numerische Be-rechnungen durchgeführt [14] [16]. Im Unterschied zuSteinschlagschutzdämmen besteht die Konstruktion einerSteinschlaggalerie aus einer biegesteifen Stahlbetonkon-struktion, die von einer dämpfenden Einschüttung ausverschiedenen Materialien mit unterschiedlicher Stärkeüberlagert wird. Damit sind die hierfür vorliegenden Be-messungsansätze, z. B. [3], nur sehr bedingt für die Dimen-sionierung von Steinschlagschutzdämmen geeignet, diemeist reine Erdbauwerke oder Erdbauwerke mit Stützkon-struktionen für Steilböschungen (bewehrte Erde, Stein-schlichtungen) sind (Bild 1).Im Zuge der Erarbeitung der Österreichischen Norm-Re-gel ONR 24810: Technischer Steinschlagschutz [1] wur-den von der Wildbach- und Lawinenverbauung und derNAUE GmbH & Co. KG Modellversuche zur Bereitstel-lung von Bemessungsgrundlagen für Steinschlagschutz-dämme beauftragt und vom Frühjahr bis Herbst 2011durchgeführt [7] [8].

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R. Hofmann/M. Mölk · Bemessungsvorschlag für Steinschlagschutzdämme


3 Typische Konstruktionen der Schutzdämme

Im Zuge der Planung von Steinschlagschutzbauwerken istneben dem Nachweis des Grenzzustands der Tragfähig-keit (GEO) für die Bemessungssituation 1 (BS 1: Standsi-cherheit ohne Steinschlag-Einwirkung) sicherzustellen,dass ein Überrollen oder Überspringen des Dammbau-werks durch die Sturzblöcke nicht möglich ist (Grenzzu-stand der Gebrauchstauglichkeit) und andererseits dieDammkonstruktion in Hinblick auf die auftretenden De-signenergien eine ausreichende Tragfähigkeit für die Be-messungssituation 3 (BS 3: Steinschlag-Bemessungsein-wirkung) aufweist.

Bei ausreichenden Platzverhältnissen und entspre-chend günstiger Hangneigung werden möglichst breiteFallböden bergseits der Dämme vorgesehen, um einerseitsdie Sprunghöhe und Energie der Blöcke zu verringernund andererseits eine Räumung des Damms nach einemEreignisfall zu ermöglichen. In vielen Fällen sind jedochaufgrund beengter Platzverhältnisse oder relativ steilerEinhänge breitere Vorfelder bergseits der Dämme nichtbaubar. Ein weiteres Hindernis für ausreichend breite Fall-böden ist häufig die fehlende Bereitschaft von Grundei-gentümern, die erforderlichen Flächen bereitzustellen.Aus diesen Gründen ist in den meisten Fällen ein direkterImpakt in die bergseitige Dammböschung als Bemes-sungslastfall anzusetzen, während bei ausreichend breitenVorfeldern „Rollen“ als dominierende Bewegungsform derBemessungsblöcke zu unterstellen wäre.

In den meisten Fällen wird die bergseitige Böschungvon Steinschlagschutzdämmen mit einer Böschungsnei-

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

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gung ausgeführt, die mit reinen Erddämmen nicht ausrei-chend standsicher herstellbar bzw. rechnerisch nichtnachweisbar sind. Durch die häufig in ausreichender Men-ge vorliegenden Blöcke im Auslaufbereich von Sturzpro-zessen werden die Steilböschungen meist in Form vonSteinschlichtungen ausgeführt. In einigen seltenen Fällenwurden auch Dämpfungsschüttungen an der bergseitigenBöschung aufgebracht, um einerseits eine günstige Last-verteilung auf den Dammkörper selbst zu erreichen undandererseits ein Überrollen des Damms zu verhindern[13]. Für springende Blöcke ist in diesem Fall jedoch eineausreichende Dammhöhe vorzusehen. Damit ergibt sich,dass bei ausreichend langen Fallböden auch flachereDammböschungen mit einer Dämpfungsschicht alsDammkonstruktion sinnvoll sein können.

In den letzten Jahren wurden auch verschiedene an-dere Steilböschungsformen im Zuge von 1:1-Versuchen ge-testet. Dabei wurden u.a. schlanke Bewehrte-Erde Bau-werke und mit verschiedenen Materialen gefüllte Draht-körbe in Sandwichbauweise untersucht [9] [10] [14].

Die geometrischen Grundlagen der bei den Modell-versuchen untersuchten Bautypen stammen aus typischenDammgeometrien, wie sie in der Vergangenheit seitens derWildbach- und Lawinenverbauung errichtet wurden. Dieim Bild 1 dargestellten Dammkonstruktionen entsprechenbestehenden Dammkonstruktionen in Westösterreich.

Häufig stellt auch die Materialgewinnung für dasDammschüttmaterial eine maßgebliche Rahmenbedin-gung für die Planung des Bauwerks dar. Daher wird oft fürdie Materialgewinnung und die Schaffung eines Fallbo-dens ein Hanganschnitt bergseits des Fallbodens errichtet.Hierbei ist bei der Planung insbesondere darauf zu achten,dass durch einen steilen Hangabschnitt (Anschnittsbö-schung) keine ungünstige Geometrie in Hinblick auf ander oberen Böschungskante abspringende Blöcke geschaf-fen wird.

Die jeweiligen Geometrien von Anschnitt, Fallbodenund Damm sollten im Zuge von Steinschlagsimulationendahingehend untersucht werden, ob ein Überspringen derDämme möglich ist.

Um bei den Modellversuchen einen relativ ungünsti-gen Fall für den Impakt in die bergseitige Dammböschungabzubilden, wurde als Impaktvektor des Sturzblocks einWinkel von 10° bis 25° flacher als die Normale auf die Bö-schung gewählt. Durch die bei steilen Böschungen geringe-ren Dammquerschnitte wird damit der daraus resultieren-de tendenziell geringere Widerstand des Bauwerks durcheinen ungünstigeren Kraftvektor verstärkt. Grundsätzlichkann im Rahmen von Steinschlagsimulationen mit ver-schiedenen zweidimensionalen Modellen die statistischeVerteilung der Impaktwinkel aller modellierten Sturzblö-cke auf die bergseitige Dammböschung dargestellt werden.Im Sinne einer erforderlichen Vereinfachung der Modell-parameter wurde jedoch vorerst bei den Modellversuchenauf eine Variation der Trefferwinkel weitgehend verzichtetund ein tendenziell ungünstiger Winkel gewählt.

4 Modellversuche4.1 Zielsetzung

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

durch einen dynamischen Stoß verursachten Bruchkör-pers in Dämmen. Bei den Modellversuchen wurde zur Ab-bildung einer der Praxis entsprechenden Energie der geo-metrische Maßstab von 1:33 gewählt. Aufgabenstellungdieser qualitativen Modellversuche war es, den Versagens-mechanismus durch Steinschlag an Erddämmen im Labormit Modelldämmen abzubilden. Ziel war, die derzeit übli-che Bemessung von Dammbauwerken zu überprüfen undgegebenenfalls zu verbessern. Zugunsten der Bautypen-vielfalt und zum Nachweis der Reproduktion bereits er-mittelter Ergebnisse wurden die Versuche aus Kostengrün-den mit möglichst geringem Messaufwand durchgeführt.Daher wurden keine Kraft-, Impuls- oder Spannungsmes-sungen bzw. Verschiebungsmessungen während des Im-pakts durchgeführt. Bei den Modellversuchen wurde an-genommen, dass die Dilatationsvorgänge in der Gleitfugeabgeschlossen sind. Außerdem wurde angenommen, dassder Winkel der Restscherfestigkeit maßgebend ist. Damitkann nach den Modellgesetzen von einer mechanischenÄquivalenz zwischen Modell und Großausführung ausge-gangen werden [18].

4.2 Versuche

Bei den ausgeführten Modellversuchen ergab sich auf-grund der Versuchsanordnung eine in Bezug auf ihr Ver-hältnis zur Translationsenergie tendenziell zu geringe Ro-tationsenergie des Impaktkörpers im Vergleich zu in Na-turexperimenten beobachteten Verhältnissen [17]. Daherbilden die Modellversuche hinsichtlich des Überspringensein günstigeres Ergebnis als in der Natur gegeben ab. ZurAbklärung dieses Sachverhalts sind weitere Modellversu-che geplant.

Die Kugelführung in einem PVC-Rohr ermöglichteeine exakte Einstellung des Einschlagwinkels und der Ge-schwindigkeit des Geschosses. Die Querschnittsabmes-sungen der Modelldämme wurden variiert. Zum Nach-weis der Reproduzierbarkeit der Versuchsergebnisse wur-den Wiederholungsversuche durchgeführt.

In Tabelle 1 sind die Modellparameter für den Maß-stab 1:33 angegeben. Beim Real-Model wurde Fein- bisGrobsand verwendet. Bei den Modellversuchen war dieAufgabe, mit einfacher Messtechnik die Größe und Formdes von der Kugel erzeugten Bruchkörpers zu erfassen.

4.2.1 Versuchsstand und Modelldämme

Der Modelldamm wurde zur seitlichen Stützung in einerKonstruktion aus Holzplatten errichtet (Bild 2). Es wur-den verschiedene Böschungsneigungen βBERG (4:5, 50°,60° und 70°) und βTAL (2:3, 50°, 60° und 70°) und Damm-kronenbreiten (b1 = 2,5 cm, b2 = 5,0 cm, b3 = 10 cm undb4 = 20 cm) untersucht und die Einschlaghöhe der Kugel(in Böschungsrichtung gemessen vom untersten Punktder Kugel bis zur Dammkrone h1 = 8 cm, h2 = 16 cm,h3 = 12 cm und h4 = 20 cm) variiert.

Die modelltechnische Simulation des Steinschlagswurde mit einer Kugel aus Wälzlager-Stahl mit einemDurchmesser von 8 cm und einer Masse von 2 kg durch-geführt. Sie wurde mit drei Geschwindigkeiten v1 =4,5 m/s, v2 = 3,5 m/s, v3 = 6,0 m/s auf den Damm geschos-sen. Mit dem Maßstabsfaktor 1:33 umgerechnet, ergeben

25



sich daraus in der Natur v1 = 25,8 m/s, v2 = 20,1 m/s,v3 = 34,4 m/s.

Aus verschiedenen 1:1-Versuchen in der Natur wur-den maximale Geschwindigkeiten von bis zu 30 m/s nach-gewiesen, damit liegen die gewählten Modell-Impaktge-schwindigkeiten in einem realistischen Bereich [6] [17].

Die Dokumentation erfolgte mit einer digitalenHochgeschwindigkeitskamera. Beschleunigt wurde die Ku-gel mit einer Schussbahn aus PVC-Rohren. Die Aufprall-winkel α von der Normalen auf die Dammfläche nach un-ten wurden von 0 bis 25° variiert. Zwei Versuche erfolgtenmit einem Aufprallwinkel von 90° auf die Dammfläche.

Die plastischen Verschiebungen des Dammkörperssowie die Eindringtiefe δ der Kugel wurden nach jedemImpakt mit mehreren Modellextensometern in zwei Hori-zonten gemessen (Bild 3). Die verschiedenen Bautypenfür die Modellversuche sind in Bild 4 dargestellt.

4.2.2 Modelldämme mit Geokunststoffen

Bei diesen Versuchen erfolgte eine Bewehrung des Mo-delldamms mit Geokunststoffen GGR_LS und GTX-A derFirma Naue (Bild 5). Um die Modellgesetze zu erfüllen,wurden diese Geokunststoffe der Naue GmbH & Co. KGim Modellmaßstab hergestellt (Tabelle 2).

4.2.3 Modelldämme mit Steinschlichtungen

Bei einigen Versuchen wurde an der bergseitigen Damm-fläche eine Steinschlichtung aus Kantkörnern (Bild 6) ein-

Tabelle 2. Eigenschaften der Geokunststoffe (md = Pro -duktionsrichtung, cmd = quer zur Produktionsrichtung)Table 2. Properties of geosynthetics (md = machine direc -tion, cmd = cross machine direction)

Größe EinheitGGR_LS GTX_A

Geogitter Vlies

Masse pro Flächeneinheit g/cm2 28 36

Schichtdicke mm 0,24 0,25

Zugfestigkeit md kN/m 0,25 0,36

Dehnung md % 5 16

Zugfestigkeit cmd kN/m 0,14 0,09

Dehnung cmd % 5 55Bild 2. VersuchsstandFig. 2. Test rig

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

Geometrische Größen Zeichen 1g-Modellstand Einheit Maßstabsfaktor Prototyp Einheit

Dammhöhe h 0,5 m λ = 33 16,5 m

Dammlänge l 1,0 m λ = 33 33 m

Kronenbreite b 0,025 – 0,2 m λ = 33 0,83 – 6,6 m

Kugeldurchmesser D 0,08 m λ = 33 2,64 m

Kugelgewicht m 2 kg kg

Kugelgeschwindigkeit v 4,5; 3,5; 6,0 m/s λ0,5 = 5,74 25,8; 20,1; 34,4 m/s

Energie E 20,25; 12,25; 36 J λ4 = 1.185.921 24,0; 14,5; 42,7 MJ

Stoßdauer t s λ0,5 = 5,74 – s

Bild 3. Lage der Extensometer im Querschnitt (oben) undim Grundriss (unten)Fig. 3. Position of extensometers in cross-section (top) undplan view (bottom)

26



gebaut. Dazu wurden an der bergseitigen Dammoberflä-che im Bereich des Impakts die Kieskörner geschlichtetund die Zwischenräume anschließend mit Dammmaterialausgefüllt. Bei einem dieser Versuche wurde auch dieDammkrone mit einer Steinschlichtung versehen.

4.2.4 Versuchsboden

Der Versuchsboden wurde vor dem Einbau mit optimalemWassergehalt angemischt und in weiterer Folge händischgeschüttet, verteilt und lagenweise mit einem Belastungs-gewicht (15 kg) verdichtet. Um eine gleichmäßige Ver-dichtung zu erreichen, wurde der Versuchsboden in 5 bis10 cm starken Lagen eingebaut. Außerdem erfolgte eineÜberprofilierung des Damms. Daraus wurde dann die je-weilige Dammgeometrie herausgeschnitten. Dies war er-forderlich, um die Verdichtung auch in den Randberei-chen zu gewährleisten.

Als Versuchsmaterial diente ein Fein- bis Mittelsandmit geringem Schluffanteil (Bild 7). Der Einbau erfolg -te mit nahezu 100 % der einfachen Proctordichte vonρpr − 1,68 g/cm3 und einem optimalen Wassergehalt von14 %. Die Kennwerte des Versuchsbodens sind Tabelle 3zu entnehmen. Dieses Material wurde gewählt, da es für

Bild 5. Modelldamm mit GeokunststoffFig. 5. Model embankment with geosyntetic

4 :5

25.00°

V1

2 : 3

b =5,0cm2

h =50cmd

R

Da0

b0

e1

h =8cm

1

Extensometer

Extensometera , a , a , ao 2 31

bo

δ

Extensometer


bo

4 :5

2 : 3

25.00°

V1b = ,5cm1 2

h =50cmd

R

D a0 a1

e1

h =16cm

2

b0δ

Extensometer


bo

V1b = ,5cm1 2

h =50cmd

R

Da0 a1

e1

h= 16cm

2

b0

15,0°

δ

=10° Dv

v=20°

b=4,5cm

e

ha

"Bergseite" "Talseite"

Extensometer


bo

4570

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

Bild 6. Modelldamm mit SteinschlichtungFig. 6. Model embankment with riprap

a) b)

c) d)

die Großausführung einem sandigen Kies entspricht undder Einfluss der Kohäsion im Modellversuch vernachläs-sigbar ist.

4.2.5 Mögliche Beeinflussung der Versuchsergebnisse

Der Impakt wurde bei den Modellversuchen durch eineKugel idealisiert. In weiteren Versuchen ist geplant, denEinfluss des Kugeldurchmesser und der Rotation zu unter-suchen. Der Anteil der Rotationsenergie kann bei derGroßausführung einen Anteil von rund 15% haben und dieStreuung der Blockdurchmesser ist in der Natur relativ groß.

Mithilfe von Vergleichsversuchen wurde bewiesen,dass die Extensometer im Dammkörper auf Form und De-formationen des Bruchkörpers keinen bzw. vernachlässig-baren Einfluss haben. Zusammengefasst ließ sich feststel-len, dass eine relativ gute Reproduzierbarkeit der Ergeb-nisse der einzelnen Modellversuche möglich war.

4.3 Versuchsergebnisse4.3.1 Auswertung der Versuche

Bei den Modellversuchen wurden Größe und Form desvon der Kugel erzeugten Bruchkörpers erfasst. Bei denVersuchen waren die Dilatationsvorgänge in der Gleitfugeabgeschlossen und der Winkel der Restscherfestigkeit wur-de immer erreicht. Damit kann nach den Modellgesetzen

27



von einer mechanischen Äquivalenz zwischen Modell undGroßausführung ausgegangen werden. Aus den Beobach-tungen der aktivierten Bruchkörper aus den 1g-Modellver-suchen ist es möglich, Bemessungsansätze für das Designvon realen Dämmen abzuleiten.

Mithilfe der dimensionslosen Darstellung der Ver-suchsergebnisse wurden Diagramme erstellt, um eineÜbertragung der Ergebnisse auf die Großausführung zuermöglichen [7] [8]. Für die Auswertung wurde ein akti-vierter Erdkörper im Bereich der Dammkrone definiert(Bild 8). Weiterhin wurde die bezogene Energie E* einge-führt und in Beziehung zur dimensionslosen Größe δ/bdargestellt, wobei δ die Eindringtiefe der Kugel in denDamm und b die Kronenbreite sind (Bild 9). Es gilt:

E* = E/(γ × Aa × D × ha) (1)

E = m v2/2 (2)

γ = ρ × g (3)

Aa = (b+c)/2 × ha (4)

mitE* bezogene Energie [–],m Masse der Kugel [kg],v Geschwindigkeit der Kugel [m/s],ρ Dichte des Bodens [kg/m3],g Erdbeschleunigung [m/s2],D Kugeldurchmesser [m],ha aktivierte Höhe [m],b Kronenbreite [m],A aktivierte Fläche [m2].

Die Bilder 9 und 10 zeigen dimensionslose Darstellungender Versuchsergebnisse. In Bild 9 ist die bezogene EnergieE* über die auf die Dammkronenbreite bezogene Ein-dringtiefe aufgetragen. Bild 10 zeigt die dimensionsloseDarstellung der Deformationen bei den Extensometern a0und b0. Die oberen Extensometer (a0, a1, a2, a3) wurden inder Höhe des Mittelpunkts der Kugel in der Dammachseund ein Extensometer (b0) auf Höhe der Unterkante derKugel in der Dammachse angeordnet. In den Auswertun-gen sind die Einzelereignisse des ersten Stoßes angegeben.Bei den Modellversuchen selbst wurden zusätzlich Mehr-fachstöße auf den gleichen Trefferpunkt durchgeführt.

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

Bild 8. ModelldammFig. 8. Model embankment

=10° Dv

v=20°

e

ha

"Bergseite" "Talseite"

Extensometer


bo

aktivierte Dammfläche Aab

Tabelle 3. Kennwerte des VersuchsbodensTable 3. Parameter of test soil

Bezeichnung Wert

Anteil Sand [%] 92

Anteil Schluff [%] 8

Korndichte [g/cm3] 2,68

Proctordichte [g/cm3] 1,68

optimaler Wassergehalt [%] 14

lockerste Lagerung [g/cm3] 1,07

dichteste Lagerung [g/cm3] 1,68

Reibungswinkel [°] 38,2

Restscherwinkel [°] 37,3

28



4.3.2 Erkenntnisse aus den Versuchen an reinen Erddämmen

− Der Vergleich der beiden Diagramme in Bild 10 zeigt,wie die Deformationen vom untersten Punkt der Kugelnach oben hin stark zunehmen. Generell kann aus denBeobachtungen der Modellversuche angegeben werden,dass ein Freibord von zumindest einem 2,0-fachen Ku-geldurchmesser D erforderlich ist, damit die Kugel beimersten Stoß nicht über die Dammkrone springt.

− Der aktivierte Dammkörper erreicht eine maximaleBreite des fünf- bis sechsfachen Kugeldurchmessers.Diese aktivierte Breite der plastischen Verformung wur-de mit mehreren Extensometern und der optischen Aus-wertung mit der Hochgeschwindigkeitskamera ermittelt.Für die Ermittlung der bezogenen Energie E* wurde ver-einfacht ein mit einer horizontalen Ebene begrenzterBruchkörper angenommen (vgl. Bild 8).

− Da bei den Versuchen zusätzlich immer mehrere Stößeauf die gleiche Stelle ausgeführt wurden, konnte festge-stellt werden, dass die Bruchflächen ab dem zweitenStoß sich zunehmend nach oben ausbildeten. In denAuswertungen sind jedoch nur die Ergebnisse nach demersten Stoß berücksichtigt.

− Die Aufnahmen der Hochgeschwindigkeitskamera zei-gen deutlich, dass es zu nicht unerheblichen elastischenDeformationen während der Stoßdauer kommt. Dieseelastischen Verformungen wurden in den obigen Aus-wertungen noch nicht berücksichtigt.

− Bei den Dämmen mit einer Böschungsneigung von 70°konnte mit einem Freibord von zumindest dem ein -fachen Kugeldurchmesser D kein Überspringen festge-stellt werden. Jedoch wiesen diese Dämme nach demersten Stoß bereits deutliche Schäden im Bereich desImpakts auf. Diese Schäden waren wesentlich größer alsbei vergleichbaren Modellversuchen mit einer Bö-schungsneigung von 4:5 (= 38,7°).

4.3.3 Erkenntnisse aus den Versuchen an Dämmen mit Steinschlichtung

Ergänzend zu den Angaben bei reinen Erddämmen wur-den bei Dämmen mit Steinschlichtungen folgende Beob-achtungen gemacht:− Bei einer Böschungsneigung ≥ 50° ist ein Freibord von

zumindest dem einfachem Kugeldurchmesser D erfor-derlich, damit die Kugel beim ersten Stoß nicht über dieDammkrone springt.

− Die Höhenlage der Kugel bleibt nach dem Impakt nahe-zu unverändert. Bei reinen Erddämmen und bei bewehr-ten Konstruktionen dagegen springt oder rollt die Kugelin Richtung Krone.

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

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

4.3.4 Erkenntnisse aus den Versuchen an Dämmen mit Geokunststoffen

− Die Modellversuche mit den Geokunststoffen ergabendurchwegs eine deutliche größere Querverteilung (Ein-flussbreite) der Verschiebungen aus dem Impakt als beireinen Erddämmen. Nach den Messungen und den Bil-dern aus der Hochgeschwindigkeitskamera entsprichtdie Einflussbreite mindestens dem acht- bis neunfachenKugeldurchmesser.

− Es wurden auch sehr schlanke Konstruktionen mit berg-und talseitigen Böschungsneigungen von 70° bzw. 60° un-tersucht. Hier konnte ein noch auffälligeres elastischesVerhalten als bei reinen Erddämmen beobachtet werden.

− Das Modellgitter wurde beim Impaktpunkt immer be-schädigt.

− Gleichzeitig ist jedoch ein deutlich größerer Freibord er-forderlich als bei Erddämmen mit Steinschlichtungen.Auf der sicheren Seite liegt ein Freibord bei Geogitter-Konstruktionen vom 1,5-fachen Kugeldurchmesser. Beiden Versuchen ergab sich teilweise eine Zerstörungbzw. starke Verschiebung der Dammkrone nach oben.Zusätzlich konnte ein „Wandern“ der Kugel in RichtungDammkrone beobachtet werden.

4.3.5 Erkenntnisse aus allen Modellversuchen

− Der Dammkörper wird im Bereich des Impakts starkverdichtet, und gleichzeitig wird die Dammkrone nachoben verschoben.

− Je schlanker die Konstruktion ist, umso größer ist derBruchkörper auf der talseitigen Böschung des Damms.Deshalb sollten die Geogitter zumindest im schlankenoberen Dammbereich auch auf der talseitigen Böschungausgeführt werden, um ein örtliches Versagen möglichstzu verhindern.

− Mit Geogitter bewehrte Dämme zeigen ein deutlich aus-geprägteres elasto-plastisches Verhalten als reine Erd-dämme (Bild 11). Dieser Umstand dürfte auf die positi-ven dynamischen Dämpfungseigenschaften des bewehr-ten Erdkörpers im Vergleich mit reinen Erddämmenbzw. Erddämmen mit Steinschlichtungen zurückzufüh-ren sein. Dies führt im Allgemeinen zu einer geringerenstatischen Ersatzkraft bei den bewehrten Konstruktio-nen bei gleichzeitiger größerer Querverteilung.

5 Vorschlag für die Bemessung vonSteinschlagschutzdämmen

5.1 Allgemeines

Aus den 1g-Modellversuchen wurde ein charakteristischerVersagenskörper für die verschiedenen Konstruktionenabgeleitet. Ein wesentlicher und konsistenter Parameterwar die aktivierte Breite des Erddamms in Querrichtungdes Stoßes. Diese wurde mittels Modellextensometer undaus den Auswertungen mit der Hochgeschwindigkeitska-mera bestimmt. Das Grundkonzept des vorgeschlagenenBemessungskonzeptes ist es, aus der bezogenen Größe E*eine dimensionslose Beziehung zwischen Eindringtiefeund Kronenbreite (δ/b) abzuleiten [11]. Mit der daraus ab-geschätzten Eindringtiefe in Abhängigkeit der Dammgeo-metrie, dem Blockdurchmesser und dem Dammschüttma-

29



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

5.2 Kinematische Grundgleichungen

Eine Abschätzung der statischen Ersatzkraft erfolgt überdie Gleichung (5) unter der Annahme eines zunächst line-ar ansteigenden und dann linear abfallenden Kraftverlau-fes und eines linear abfallenden Geschwindigkeitsverlau-fes nach [4] (Bild 12). Die Eindringtiefe δ wird über die dimensionslosen Diagramme (Bild 9) ermittelt. Diese sta-tische Ersatzkraft wird in weiterer Folge auf die mitwir-kende/aktivierte Dammbreite verteilt.

Die Kontrolle der Größe der statischen Ersatzkraftwird mit Hilfe der Gleichung (6) durchgeführt. Dabei wirddie Dauer der Stoßzeit abgeschätzt und die statische Er-satzkraft ermittelt (Bild 13). Die Gleichung (7) verbindetdie Bremszeit Δt, die Eindringtiefe δ sowie die Geschwin-digkeit v, und mit der Gleichung (8) kann ebenfalls die sta-tische Ersatzkraft F abgeschätzt werden. In den Gleichun-gen sind a die Verzögerung und m die Masse des Körpers.

F = v2 m/δ (5)

F = 2 v m/Δt (6)

Δt = 2 δ/v (7)

δ = (0,8 bis 0,85) m v2/F (8)

Aus den Modellversuchen können auf Basis der Bilder mitder Hochgeschwindigkeitskamera folgende Impaktzeitenabgeschätzt werden:

− Dämme ohne konstruktive Elemente: 0,05 bis 0,15 s,− Dämme mit Geokunststoff bewehrt: 0,10 bis 0,20 s.

5.3 Aktivierter Bruchkörper

Quer zur Stoßrichtung ergibt sich die Größe des aktivier-ten Bruchkörpers in Abhängigkeit von der Art der Damm-konstruktion. Während bei unbewehrten Dämmen (Däm-me mit und ohne Steinschlagschlichtung) eine Breite desBruchkörpers von zumindest dem fünf- bis sechsfachenBlockdurchmesser angegeben werden kann, erhöht sich

Bild 11. Vergleich der verschiedenen KonstruktionenFig. 11. Comparison of different construction types

30



diese Breite bei bewehrten Konstruktionen auf mindes-tens den acht- bis neunfachen Blockdurchmesser. In Im-paktrichtung wird für die Ermittlung der aktivierten Flä-che Aa eine horizontale Ebene angesetzt und mit der Glei-chung (1) die bezogene Energie E* ermittelt. Bei mehr -fachen Stößen auf die gleiche Stelle zeigte sich bei reinenErddämmen eine nach oben logarithmisch ausbeißendeBruchkörperform in Stoßrichtung.

5.4 Bodenphysikalische Kennwerte

Rückrechnungen mit statischen Berechnungen von durchSteinschlag beanspruchten Schutzdämmen zeigen, dasszumindest der rechnerische Grenzgleichgewichtszustandnur mit deutlich höheren Bodenkennwerten möglich ist,als diese bei statischen Nachweisführungen üblicherweiseverwendet werden. Aus diesem Grund werden im Zugedieser angewandten Forschungsarbeit derzeit dynamischeund statische Triaxialversuche und Rahmenscherversuchemit unterschiedlicher Schergeschwindigkeit durchgeführt,weil Grund zur Annahme besteht, dass die Festigkeiten beikurzen Belastungen höher sind als bei länger dauernden,sofern keine Porenwasserdrücke aktiviert werden. Die Er-gebnisse werden demnächst veröffentlicht.

5.5 Freibord

Als Freibord wird hier der Abstand Oberkante des Blocksbis zur Oberkante des Dammkörpers gemessen in Bö-schungsrichtung definiert. Die Modellversuche zeigen un-ter den gewählten Randbedingungen (Stoßrichtung undRotation der Kugel) ein erforderliches Freibord für reineErddämme, mit einer bergseitigen Dammneigung von stei-ler als 4:5, von zumindest dem zweifachen Kugeldurch-messer. Eine Steinschlichtung und eine Dammneigungvon zumindest 50° reduzieren das Freibord auf den einfa-chen Kugeldurchmesser. Bei Dämmen mit Geokunststoff-bewehrung ist jedoch auch bei einer Dammneigung von70° ein Freibord von zumindest dem 1,5-fachen Kugel-durchmesser erforderlich. Bei einem geringeren Freibordkann es immer zu einem Überspringen der Konstruktionkommen. Zur weiteren Abklärung dieses Sachverhaltssind ergänzende Modellversuche geplant.

5.6 Bemessungsbeispiel

Die Kronenbreite für den bewehrten Damm wird mit1,5 m angenommen. Die Böschungsneigungen sind berg-seits 70° bzw. talseitig 45°, und als Blockgröße wurde ein

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

Bild 13. Geschätzte ImpaktzeitenFig. 13. Estimated impact times

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

70 45

1,5

2xD=4,24

6,010°

F =489kN/md

Geogitter

G =515kN/m

d

ϕdQd

C =114kN/md

R =540kN/md

Z =40dC =114kN/md

Z =40d

G =515kN/md

Qd

Durchmesser von 2,12 m angenommen (Bild 14). DasFreibord hat den 1,5fachen Blockdurchmesser zu betra-gen. Mit den geometrischen Randbedingungen und einerBemessungs-Energie von 4.000 kJ ergibt sich eine bezoge-ne Energie von E*= 0,72. Aus dem unteren Diagramm inBild 9 kann somit eine auf die Kronenbreite bezogeneEindringtiefe von δ/b = 0,65 abgelesen werden. Mit derKronenbreite von 1,5 m ergibt sich eine Eindringtiefe vonδ = 0,98 m. Die statische Ersatzkraft kann nach Glei-chung (4) mit 8,291 kN abgeschätzt werden. Da für Geo-gitter bewehrte Konstruktionen eine Lastverteilung (Brei-te des plastisch verformten Dammkörpers) von 8·D an -genommen werden kann, ergibt sich eine statische Ersatz-kraft von 489 kN/m. Mit den charakteristischenKennwerten gemäß Tabelle 4 und dem Ansatz einer Zug-kraft Zk = 40 kN/m für die Geogitter ergibt sich eine maximale charakteristische statische Ersatzkraft von540 kN/m und somit ein Ausnutzungsgrad der Konstruk-tion (Ed = Ek · 1,0 und Rd = Rk · 1,0) von μ = Ed/Rd =489/540 = 0,92 (vgl. Bild 14).

Mit der numerischen Berechnung (Programm FLAC)ergibt sich eine globale Sicherheit von η = 1,05 (Bild 15).Umgerechnet nach Eurocode 7 und der ÖNORM B 1997-1-1 ergibt sich unter Verwendung der TeilsicherheitenγE = 1,0 und γϕ = γc = 1,0 ein Ausnutzungsgrad vonμ = 0,95. Trotz unterschiedlicher Rechenverfahren erge-ben sich ähnliche Ausnutzungsgrade.

6 Schlussfolgerungen

Anlass dieser angewandten Forschungsarbeit war, dass inder Vergangenheit eine Vielzahl von Schutzdämmen ge-gen Steinschlag errichtet wurde, für die keine befriedigen-den Bemessungsverfahren vorlagen. Zusätzlich konntenbei Schäden die Sicherheit der Konstruktionen nur unge-nügend rückgerechnet werden. Da Siedlungsräume undInfrastrukturbauten zunehmend in steinschlaggefährde-ten Gebieten liegen, wurde ein pragmatischer Lösungs -ansatz gesucht. Die Beobachtungen an durch Steinschlagbeanspruchten Dammkonstruktionen zeigen, dass für ei-

31



nen rechnerischen Nachweis des Grenzzustands der Trag-fähigkeit die charakteristischen dynamischen Bodenkenn-werte höher sein müssen als die gebräuchlichen statischenKennwerte. Zusätzlich muss der durch den Stoß aktivierteDammkörper aufgrund von elasto-plastischer Quervertei-lung erheblich größer sein, als bisher angenommen. BeideVermutungen konnten durch Labor- und Modellversuchebestätigt werden. Als unerwartetes Ergebnis stellte sichdas erforderliche Freibord der verschiedenen Bautypenheraus. Dieses muss deutlich größer sein, als bisher ange-nommen wurde. Während bei reinen Erddämmen der ein-fache Blockdurchmesser ausreichend ist, muss bei Geo -gitter bewehrten Dämmen ein Zuschlag vom 0,5-fachenBlockdurchmesser im Vergleich zu reinen Erddämmen(mit Steilböschung) erfolgen.

Als Nachweis für den Grenzgleichgewichtszustandder Tragfähigkeit (GEO) für die Bemessungssituation mitder maßgebenden Einwirkung aus Steinschlag dürfen ge-mäß ON-Regel 24810 (Entwurf) [1] die Teilsicherheitsbei-werte für die Einwirkungen γE = 1,05 bis 1,15 (Tabelle 5,Gleichung (8)) und gemäß ÖNORM B 1997-1-1 [2] die Teil-sicherheitsbeiwerte für die Widerstände γγ = γϕ = γc = 1,0bei Verwendung des Nachweisverfahrens 3 gesetzt wer-den. Dies entspricht für den Nachweis Steinschlag der Be-messungssituation BS 3 nach ÖNORM B 1997-1-1 [2]. Die-se geringen Teilsicherheiten sind damit begründet, dassmit dem vorgeschlagenen Bemessungsmodell die Standsi-cherheit von Schutzdämmen nach Steinschlagereignissenmit höheren Teilsicherheiten nicht nachgewiesen werdenkönnen, obwohl nach der Beobachtungsmethode eineausreichende Standsicherheit abgeleitet werden kann. Zu-dem wird ein örtliches Versagen der Dammkonstruktionzugelassen.

Bei den Modellversuchen konnte ein örtliches Total-versagen des Damms (Durchschuss) von reinen Erddäm-men mit den Neigungen bergseitig 4:5 und talseitig 2:3 nurnach wiederholtem Beschuss der gleichen Position er-reicht werden.

Außer Diskussion steht, dass der Nachweis desGrenzzustands der Gebrauchstauglichkeit für die Bemes-sungssituation Steinschlag BS 3 nicht erforderlich ist.

Für Erddämme mit Steinschlichtungen ergibt sichbei gleicher bezogener Energie E* ein geringeres dimensi-onsloses Verhältnis von Eindringtiefe zu Kronenbreite alsbei reinen Erddämmen.

Tabelle 5. Teilsicherheitsbeiwert γEkin und Höhenfaktor α1—

für Bauwerkshöhe in Abhängigkeit der Schadensklasse CC1bis CC3Table 5. Partial safety factor γEkin and height factor α1

— forstructure heights depending on damage classes CC1 to CC3

CC 1 CC 2 CC 3

γEkin 1,0 1,05 1,15

α1— 1,05 1,1 1,3

Bild 15. Verschiebungen und Gleitflächen im Dammkörpernach Belastung durch die statische Ersatzkraft, ermittelt mitFLAC [19]Fig. 15. Displacements and sliding planes in the embank-ment after static compensation load applied; calculatedwith FLAC [19]

Tabelle 4. Charakteristische Bodenkennwerte aus Triaxialversuchen für KiesTable 4. Typical parameters for gravel

Dammschüttmaterial Kies

Wichte (kN/m3) 22,0

Reibungswinkel (°) 45,8

Kohäsion(kN/m2) 12,7

32



Ed = Ek × γEkin (9)

Die erforderliche Höhe der Konstruktion ergibt sich zu

Hd = Hk × α1— (10)

Dabei sind die Teilsicherheitsbeiwerte γEkin und die Hö-henfaktoren α1

— in der Tabelle 5 zu entnehmen.Um den Bemessungsvorschlag auf seine Anwendbar-

keit zu überprüfen, wird eine Evaluierung von bestehen-den Schutzdämmen und den beobachteten Schädendurch Steinschlag durchzuführen sein. Das bedeutet, dassnach einem Ereignis zumindest die Blockgröße und dieEindringtiefe zu dokumentieren sind. Im Anschluss mussmit einem Steinschlagsimulationsprogramm eine Rück-rechnung der Geschwindigkeit erfolgen. Dadurch könnenneue Beobachtungsergebnisse in den dimensionslosenDiagrammen eingetragen werden. Erst nach einer Über-prüfung der Diagramme durch Beobachtungen an Groß-ausführung sollten die Diagramme für die Bemessung vonDämmen eingesetzt werden. Das Diagramm in Bild 11konnte zumindest durch die 1:1 Versuche von Peila et al.[14], Lambert et al. [10] und den Beobachtungen bei einemSchutzdamm in Tirol (vgl. Bild 1, oben) bestätigt werden.Die Vergleiche der Beobachtungen an den Großausfüh-rungen mit den Ergebnissen bei Anwendung des Bemes-sungsvorschlags sind in Tabelle 6 zusammengestellt. Da-raus lässt sich eine sehr gute Übereinstimmung erkennen.

Derzeit werden Modellversuche mit einem kleinerenKugeldurchmesser, mit einer geringeren dimensionslosenEnergie E* und mit höherer Rotationsenergie durchge-führt. Diese Versuche sollen mögliche Modelleinflüssedurch den Kugeldurchmesser beschreiben, das dimensi-onslose Bemessungsdiagramm für reine Erddämme nachunten erweitern und die Angabe konstruktiver Vorgabenfür die Dammkonstruktion bei einem Anteil der Rotati-onsenergie von etwa 15 % ermöglichen.

Literatur

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

Quelle Bauart Beobachtungen aus 1:1-Versuchen Ermittlung nach Bild 11

Energie Kronen- Eindring- E* Bezogene Eindringtiefebreite tiefe Eindringtiefe

[kJ] b [m] δ [m] [–] δ/b [–] δ [m]

Peila et al. [14] Erddamm und 2.500 0,9 0,6 9,85 0,75 – 0,88 0,68 – 0,80Gabionen

Peila et al. [14] Erddamm und 4.500 0,9 0,95 – 1,10 20,8 1,00 – 1,20 0,90 – 1,08Gabionen

Beobachtung Schutz- Erddamm und 2.700 1 0,50 – 0,60 7,5 0,40 – 0,70 0,40 – 0,70damm im Bezirk Imst Steine(vgl. Bild 1, oben)

Lambert et al. [10] Gabionen 2.000 3 0,70 – 0,80 3,6 0,20 – 0,40 0,60 – 1,20

[15] Pichler, B., Hellmich, C., Mang, H.: Impact of rocks ontogravel – design and evaluation experiments. International Jour-nal of Impact Engineering 31 (2005), pp. 559–578.

[16] Plassiard, J.P., Donze, F.V.: Optimizing the design of rockfallembankments with a Discrete Element Method. EngineeringStructures 32 (2010), pp. 3817–3826.

[17] Smith, D.D., Duffy, J.D.: Field tests and evaluation of rock-fall restraining nets. – California Department of Transportation,Report No. CA/TL – 90/05, Final Report, Sacramento 1990.

[18] Walz, B.: Bodenmechanische Modelltechnik als Mittel zurBemessung von Grundbauwerken. Universität-GH WuppertalFachbereich Bautechnik, Bericht 1, 1982.

[19] Itasca Consulting Group Inc.: FLAC, Fast Lagrangian Ana-lysis of Continua, version 5.0, user’s guide, 2005.

Danksagung

Das Forschungsvorhaben wurde nur möglich durch die Unter-stützung der Geologischen Stelle des Forsttechnischen Dienstesder Wildbach und Lawinenverbauung, der Firma Naue Geo-kunststoffe und der Österreichischen Gesellschaft für Geo -mechanik. Für diese Förderungen möchten sich die Autoren be-sonders bedanken.

33



AutorenPriv. Doz. Dipl.-Ing. Dr.techn. Robert HofmannZiviltechnikerbüro Dr. HofmannHochstraße 17/2A-2380 PerchtoldsdorfÖ[email protected]

Mag. Michael MölkGeologische Stelle des Forsttechnischen Dienstesfür Wildbach- und LawinenverbauungLiebeneggstrasse 11A-6020 InnsbruckÖ[email protected]

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

34 © 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 35 (2012), Heft 1

Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201100024

The article revisits the classic problem of tunnel face stabilitywith special emphasis on the effect of horizontal stresses. Theseare important for shear resistance and thus also for the equilibri-um of the potentially unstable body in front of the tunnel face, butthey also present the difficulty of static indeterminacy. Startingfrom the computational model of Anagnostou and Kovári [1], analternative model is presented, which is based on the so-calledmethod of slices, and is consistent with silo theory, but does notneed an a priori assumption as to the distribution of horizontalstress. In addition, a simple design equation for estimating sup-port pressure under this model is presented and the results ofcomparative analyses concerning the average stresses in thewedge and the effects of shear resistance at the lateral slip sur-faces are shown. The analytical results obtained by the methodof slices agree very well with published results of numericalanalyses and physical tests.

Beitrag der räumlichen Tragwirkung zur Stabilität der Tunnel-brust. Der vorliegende Artikel untersucht das klassische Problemder Stabilität der Ortsbrust unter besonderer Beachtung der Hori-zontalspannungen. Letztere sind zwar sehr wichtig für den Gleit -widerstand und somit auch für die Stabilität von potenziellenBruchkörpern, können aber nicht allein aufgrund von Gleichge-wichtsbetrachtungen ermittelt werden. Im Beitrag wird eine Berechnungsmethode vorgestellt, die das Berechnungsmodellnach Anagnostou und Kovári [1] insofern verbessert, dass sie keine a priori Annahme über die Verteilung der Spannungen imkeilförmigen Bruchkörper vor der Ortsbrust benötigt und auf konsistente Weise das Gleichgewicht im Keil und im darüber liegenden prismatischen Bruchkörper analysiert. Basierend aufder Lamellenmethode wird eine einfache Bemessungsformel auf-gestellt und der Einfluss der horizontalen Verspannung auf denerforderlichen Stützdruck der Ortsbrust aufgezeigt. Die Modell-prognosen stimmen mit veröffentlichten Ergebnissen von numerischen Spannungsanalysen sowie mit Versuchsresultatengut überein.

1 Introduction

In contrast to long excavations, where the relevant shearstresses τ are mobilized only at the inclined slip surfaceand the stability problem is practically two-dimensional(Figure 1a), the load bearing action of the ground ahead ofthe tunnel face is three-dimensional. This can best be il-lustrated by considering the failure model of a potentiallyunstable wedge at the face (Figure 1b): The shear stressesτs developing at the two vertical slip surfaces contribute to

the stability of the wedge; the term horizontal arching canjustifiably be used in this context because the direction ofthe shear and normal stresses acting upon the lateralboundaries of the wedge show that the principal stress tra-jectories must be oriented as indicated by the dashed linesin Figure 1b.

There are many publications dealing with theoreticaland experimental investigations into tunnel face stability.Recent reviews may be found, for example, in Idinger et al.[2], Mollon et al. [3] and Perazzelli and Anagnostou [4].The present paper analyses the contribution of horizontalarching to stability on the basis of the computational mod-el of Anagnostou and Kovári [1], which was developed inthe context of slurry shield tunnelling and is widely usedin engineering practice. The model approximates the tun-nel face by a rectangle (of height H and width B) and con-siders a failure mechanism that consists of a wedge at theface and an overlying prism up to the soil surface (depthof cover h, Figure 2).

The contribution of horizontal arching to tunnel face stability

Georgios Anagnostou

Fig. 1. a) Cross section and horizontal plan of a long pit under plane strain conditions; b) longitudinal and horizontalsection of a tunnelBild 1. a) Querschnitt und Grundriss einer langen Baugrubeim ebenen Verformungszustand, b) Längsschnitt und Hori-zontalschnitt eines Tunnels

35

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


The central problem of horizontal arching is associ-ated with the estimation of shear resistance at the verticalslip surfaces of the wedge (τs in Figure 1): The frictionalpart of the shear resistance depends on the horizontalstress σy, which nevertheless cannot be derived from theequilibrium conditions (it is statically indeterminate). Thisproblem is due to the spatial geometry of the failure mech-anism and it also arises in stability analyses of slurry walltrenches or excavations with large depth to width ratios.In order to overcome this difficulty in the analysis of deepexcavations, Walz and Pulsfort [5] assumed, (i), that thehorizontal stress σy (which governs the frictional resis-

tance at the vertical slip surfaces) is linearly proportionalto the vertical stresses σz, i.e.

(1)

where λ is a constant (the so-called lateral stress coeffi-cient), and, (ii), that the vertical stress σz changes linearlywith depth. This assumption was also made in the Ger-man specifications for slurry wall design [6] and was madeby Anagnostou and Kovári [1] in their computationalmodel:

(2)

where γ denotes the unit weight of the soil. The stressσz(H) at the top boundary of the wedge is obtained by ap-plying silo theory to the overlying prism. The solid line inFigure 3 represents the stress distribution under this as-sumption, while the dashed lines show alternative formu-lations discussed by Broere [7]: Line 1 disregards archingeffects in respect of the wedge, line 2 assumes that archingin respect of the wedge can also be approximated by theclassic silo equation (in spite of its non-constant horizon-tal cross-section) and line 3 represents a compromise be-tween model 1 and 2.

The advantage of all these approaches is their sim-plicity. The disadvantage, however, is the a priori nature ofthe assumption concerning the vertical stress σz and thelack of consistency regarding the analysis of the prismaticbody, which faces exactly the same problem, but solves itin a different way, i.e. on the basis of Janssen’s silo theory[8].

A more consistent way of calculating the frictionalpart of the shear resistance at the lateral slip surfaces ofthe wedge is to proceed by analogy with silo theory, i.e. tokeep the assumption of proportionality between horizon-tal and vertical stress (Equation 1), but, in order to calcu-late the distribution of the vertical stresses σz inside thewedge, to consider the equilibrium of an infinitesimallythin slice (Figure 4). Walz and Prager [9] first proposedsuch an approach for the stability assessment of slurrywalls. This so-called method of slices eliminates the needfor an a priori assumption as to the distribution of the ver-tical stress and makes it possible to analyse cases withnon-uniform face support and heterogeneous ground con-sisting of horizontal layers. The method of slices alsomakes it possible to estimate on a more consistent basis(similarly to silo theory) the vertical stresses within thewedge. It should be noted that the stresses (σy, σz) withinthe wedge are important not only with respect to the fric-tional resistance at the vertical slip surfaces but also withrespect to the pull-out resistance of the bolts which may beinstalled in order to stabilise the face (a high confiningstress increases the strength of the bond between boltsand soil).

The paper in hand analyses tunnel face stability us-ing the method of slices (Section 2), discusses the resultsof comparative analyses concerning the stresses in thewedge (Section 3) and their effects on the required sup-port pressure (Sections 4 to 6), and proposes a simple de-sign equation (Section 7).

(z) (H) zH

H 1 zHz zσ = σ + γ −

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

y zσ = λ σ

Fig. 3. Assumption of Anagnostou and Kovári [1] concerningthe vertical stress distribution (solid line) as well as alterna-tive formulations discussed by Broere [7] (dashed lines)Bild 3. Annahme von Anagnostou und Kovári [1] über dieVerteilung der Vertikalspannung (durchzogene Linie) sowiealternative Annahmen nach Broere [7] (gestrichelte Linien)

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

Fig. 2. Failure mechanismBild 2. Bruchmechanismus

36



2 Computational model2.1 Outline

In the mechanism under consideration (see Figure 2), fail-ure will occur if the load exerted by the prism upon thewedge exceeds the force which can be sustained by thewedge at its upper boundary taking into account the shearstrength and the own weight of the ground. At limit equi-librium the prism load is equal to the bearing capacity ofthe wedge. The prism load is calculated on the basis of si-lo theory (Section 2.2), while the bearing capacity of thewedge is calculated by considering the equilibrium of aninfinitesimal slice (Section 2.3). Both the load of the prismand the bearing capacity of wedge depend on the inclina-tion of the inclined slip plane. The critical value of the an-gle ω (see Figure 2), i.e. the value that maximizes the sup-port pressure, will be determined iteratively.

2.2 Prism loading

Assuming that the ground is homogeneous and obeys theMohr-Coulomb failure condition with cohesion c and an-gle of internal friction φ, the vertical force at the wedge-prism interface reads as follows:

(3)

where σsurf denotes the surface load and R is equal to theratio of the volume of the prism to its circumferentialarea:

(4)

Equation (3) ensures that the load exerted by the prismwill be set equal to zero (rather than becoming negative) ifthe cohesion exceeds the critical value:

(5)

2.2 Bearing capacity of the wedge

Consider the equilibrium of an infinitesimal slice (see Fig-ure 4). In the plane of movement, the following forces actupon the slice: Its weight dG; the “supporting” force V(z)exerted by the underlying ground; the “loading” force V(z)+ dV exerted by the overlying ground; the forces dN anddT at the inclined slip surface; the shear force dTs at thetwo vertical slip surfaces; and the supporting force dS.The equilibrium conditions parallel and perpendicular tothe sliding direction read as follows:

(6)

(7)

The slice weight is

(8)

V min 0, R ctan

1 e e

BHtan

silotan h

Rsurf

tan hR= γ −

λ φ−

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟+σ

⎧⎨⎪

⎩⎪

⎫⎬⎪

⎭⎪

ω

−λ φ −λ φ

R BHtan2 B Htan( )

= ω+ ω

c R (if 0)cr surf= γ σ =

dT dT dSsin (dV dG)coss + + ω = + ω

dN (dV dG)sin dScos= + ω+ ω

dG B dA= γ

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

(9).

The support force is

(10)

where s denotes the support pressure.According to the Mohr-Coulomb criterion, the shear

resistance dT of the inclined slip surface is connected tothe normal force dN:

(11)

The shear resistance of the two lateral slip surfaces readsas follows:

(12)

where λσz represents the horizontal normal stress (Equa-tion 1). Taking into account equation (9) and that the ver-tical stress

(13)

we obtain:

(14)

Due to equations (7), (8), (10), (11) and (14), the equilibri-um condition in the sliding direction (Equation 6) be-comes:

(15)

where

(16)

(17)

(18)

(19)

(20)

(21)

(22)

Equation (15) is a differential equation for the verticalforce V(z). Assuming a homogeneous ground and uniformsupport pressure distribution, the coefficients Λ, Μ and Ρdo not depend on the co-ordinate z and the solution to

dA= z tan dzω

dS s B dz=

dT B dzcos

c + dNtan=ω

φ

dT 2 dA c + tans z( )= λ σ φ

VBztanzσ =

ω

dT 2 c tan z dz 2 tan VB

dzs = ω + λ φ

B dVdz

V M zB

+ P− Λ =

2 tancos sin tan

Λ = λ φω − ω φ

M = M B c M Bc2 3− γγ

P = P B c + P B sc2

s2

M tantanc =

Λ ωλ φ

M tan= ωγ

P2 tan cosc =

Λλ φ ω

P tans ( )= φ +ω

37



equation (15) for the boundary condition V(0) = 0 reads asfollows:

(23)

where ξ is the normalized z co-ordinate,

(24)

and Cs, Cc and Cγ are dimensionless functions of ξ:

(25)

(26)

(27)

(28)

(29)

The bearing capacity of the wedge is obtained from equa-tion (23) with z = H:

(30)

The coefficients Cs, Cc and Cγ express the effect of supportpressure, cohesion and unit weight, respectively, on thebearing capacity of the wedge.

2.4 Support pressure

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

(31)

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

(32)

where

(33)

(34)

, (35)

and, according to equation (3),

V(z) C ( )B s C ( )B c C ( )Bs2

c2 3= ξ + ξ − ξ γγ

zH

ξ =

C ( ) evH/Bξ = ( )Λ ξ

C ( )C ( ) 1

Psv

sξ =ξ −Λ

C ( )C ( ) 1

PF ( )

Mcv

c 2 cξ =ξ −Λ

+ξ

Λ

F( ) C ( ) 1 HBvξ = ξ − − Λ ξ

V(H) C (1)B s C (1)B c C (1)Bs2

c2 3= + − γγ

V(H) V!

silo=

sH

f f cH

f(H)H1 2 3

zγ

= −γ

+σγ

f BH

C (1)

C (1)f B

H, , ,1

s1= = λ φ ω⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

γ

fC (1)C (1)

f BH

, , ,2c

s2= = λ φ ω⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

C ( ) F( ) M2

ξ = ξΛγ γ

f tanBH

C (1)f B

H, , ,3

s

3= ω = λ φ ω⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

, (36)

It can easily be verified that with increasing depth of cov-er h the exponential term in equation (3) decreases rapid-ly to zero with the consequence that the silo pressure andthe necessary face support pressure become practically in-dependent of the depth of cover (quantitative examplesare given in Section 4). With the exception of very shallowtunnels, and provided that the cohesion is lower than Rγ(i.e. that the prism needs support in order to be stable),both the expression (36) for the silo loading and the ex-pression (32) for the support pressure become consider-ably simpler for large values of h:

(37)

Where

(38)

and

(39)

where

(40)

(41)

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

(42)

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

2.5 Distribution of the vertical stress

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

(H)H

f RH

f cH

z81 81

σγ

= −γ

f 1tan81 = λ φ

sH

f f cH51 52γ

= −γ

f f f f RH

f BH

, , ,51 1 3 81 51= + = λ φ ω⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

f f f f f BH

, , ,52 2 3 81 52= + = λ φ ω⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟

f 1tan52 = − φ

(H)H

1H

VBH tan

min 0,

RH

cH

tan1 e

He

f BH

, , , , hH

, cH

,H

z silo

tan hR surf tan h

R

7surf

σγ

=γ ω

=

−γ

λ φ−

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟+

σγ

⎧

⎨⎪⎪

⎩⎪⎪

⎫

⎬⎪⎪

⎭⎪⎪

= λ φ ωγ

σγ

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

−λ φ −λ φ

38



(43)

where

(44)

(45)

(46)

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

(47)

2.6 Frictional resistance of the vertical slip surfaces

As an overall measure for the frictional resistance, the av-erage frictional stress τav,φ may be considered. Accordingto Coulomb and equation (1),

(48)

where σz,av is the average vertical stress. The latter can becalculated via integration over the lateral wedge bound-ary:

(49)

where

(50)

(51)

(52)

(53)

For comparison, the average vertical stress in the case of alinear distribution according to equation (2) reads as fol-lows:

tanav, z,avτ = λ φ σφ

(0) 1B tan

lim dV(z)dz

P c P stanz z 0

c sσ =ω

=+ω→

f 1 C ( )C (1)11

s

s

=ξ

ξ

fB / H

tanf C (1)

C ( )12

2

11( )

=ω

−ξ

ξ

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟γ

γ

f B / Htan

f C (1)C ( )

13 11 cc=

ω−

ξξ

⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

(z) BH

C ( )s C ( )c C ( )B

tan

f (H) f H f c

zs c

11 z 12 13

σ =ξ + ξ − ξ γ

ξ ω=

= σ + γ −

γ

z tan dz

z tan dz

2H

zdz

f s f c f H

z,av

z0

H

0

H 2 z0

H

21 22 23

∫

∫∫σ =

σ ω

ω

= σ

= + − γ

ftan

tanf21 25

( )=

φ +ω

ω

f 1tan

f2 sin

f 12225

25Λ

=λ φ ω

+ −⎛

⎝⎜⎜

⎞

⎠⎟⎟

f BH

f 123 25( )=Λ

−

f 2 BH

BH

e 1 125H/B( )=

Λ Λ− −

⎛

⎝⎜

⎞

⎠⎟Λ

. (54)

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

3 Comparative calculations concerning stress distribution

The linear approximation under equation (2) has been ex-amined by Walz and Pulsfort [5] in the context of slurrywall stability. In this paper, the results of comparative cal-culations for the problem of tunnel face stability will bediscussed.

Consider a tunnel with width B = 10 m, heightH = 10 m and cover h > H in a homogeneous ground withγ = 20 kN/m3. Figure 5 shows the vertical stress σz overthe face height z obtained using the method of slices(Equation 43, solid lines) or assuming the linear distribu-tion of equation (2) (dashed lines) for three sets of shearstrength parameters: cohesionless soil with φ = 25° or 35°and cohesive soil with φ = 25° and c = 20 kPa. In bothmodels, the stress at the upper boundary of the wedge isequal to the silo pressure. The latter was calculated as-suming the coefficient of lateral stress λ = 0.8. This valueis supported by the results of trap-door tests by Melix [14],which indicate that λ is between 0.8 and 1.0, which isslightly lower than the value of 1 suggested by Terzaghiand Jelinek [15]. The computation of the vertical stress σzusing the method of slices also necessitates an assumptionconcerning the coefficient λ for the wedge. On account of

23

H 13

Hz,av,lin z ( )σ = σ + γ

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

39



the similarity of this model to the silo theory, the same val-ue of λ = 0.8 was assumed for the wedge and the prism.

According to the equations in Section 2.5, the verti-cal stress distribution depends essentially on the angle ω,while this parameter has a minor effect when assuming thesimplified linear distribution of equation (2) (it affects on-ly the silo load Vsilo). Figure 5 was obtained for ω = 30°. In

addition to each line, the diagram also shows the value ofthe average vertical stress (calculated on the basis of Eqs.49 and 54). It can easily be seen that the assumption ofequation (2) leads to vertical stresses that are considerablyhigher than the stresses obtained using the method ofslices. This is particularly true in the case of the higherstrength soils (φ = 35° or c = 20 kPa), because the lateralshear resistance does not allow the stress to increase withdepth in the method of slices, while the linear stress distri-bution of equation (2) does not explicitly consider theshear strength of the ground.

Due to the higher vertical stress in the simplifiedmodel, the lateral frictional resistance will also be higherthan with the method of slices. The simplified model thuspredicts a lower support pressure. This is clearly illustrat-ed by the diagrams of Figure 6, which present the neces-

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

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

40



sary support pressure as a function of the angle ω for thethree sets of shear strength parameters of Figure 5. Thethick solid curves were calculated for λ = 0.8 using themethod of slices (Equation 32), while the other curveswere obtained assuming the distribution of equation (2)with λ = 0.8 for the prism and different values λw of thiscoefficient for the wedge. Making the same assumption asin the method of slices (i.e. λw = λ = 0.8), the simplifiedmodel leads to a lower support pressure. In order to ob-tain the same frictional resistance (and consequently thesame support pressure), the simplified model of equation(2) should be applied in combination with a lower coeffi-cient λw at the lateral wedge planes. In fact, Figure 6ashows that when reducing the λw-value according to theratio of the average vertical stresses of Figure 5 (i.e., takingλw = λ σz,av/σz,av,lin = 0.8 x 112/132 = 0.68) the simplifiedmodel agrees well with the method of slices.

Similar remarks apply to the case of a higher frictionangle (Figure 6b) or of a cohesive ground (Figure 6c), themain difference being that horizontal arching is more pro-nounced in these cases and consequently the differencebetween the two models is bigger. In the case of φ = 35°(Figure 6b), the simplified model predicts about the samesupport pressure if the λw-value is taken to be 0.55. The re-duction factor λw/λ = 0.55/0.80 = 0.69 agrees well with theratio of the average stresses (σz,av/σz,av,lin = 74/110 = 0.67according to Figure 5). This is true also for the cohesiveground (according to Figures 5 and 6c, σz,av/σz,av,lin =58/96 = 0.60 and λw/λ = 0.49/0.80 = 0.61, respectively).

Figure 7a shows the results of a parametric studyconcerning the ratio of the average vertical stresses of thetwo models, which at the same time represents the reduc-tion factor to be applied to the λw-value of the simplifiedmodel. The diagram shows the stress ratio as a function ofthe cohesion for different values of the friction angle andof the angle ω. For the parameter combinations of wedgesneeding support (i.e. parameter combinations leading topositive values of support pressure, Figure 7b), the reduc-tion factor amounts to 0.50 – 0.85. Taking λw as equal to0.5λ (as suggested by Anagnostou and Kovári [1]) there-fore represents a reasonably conservative assumption. Asmentioned above, the same is true with regard to a λ-valueof 0.8.

4 Comparative calculations concerning support pressure

Figure 8 shows the effect of the depth of cover h on thesupport pressure s. It can readily be seen that, with the ex-ception of soils of very low friction angle, the supportpressure has practically reached its maximum value al-ready at a depth of h = H. In the remaining part of the pre-sent paper all calculations assume that the depth of coveris larger than this (h > H), which in practical terms meansthat the overburden amounts at least to one tunnel diame-ter.

Figure 9 shows the normalized support pressures/γD (for the most unfavourable angle ω) as a function ofthe normalized cohesion c/γD for different friction anglesφ and for λ = 0.8 or 1. The diagram applies to a circulartunnel face of diameter D. It was calculated by means ofequation (39) considering a quadratic cross section ofequal area (H = B = 0.886 D). Figure 10 compares (for a

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

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

Fig. 9. Normalized support pressure s/γD as a function ofthe normalised cohesion c/γD for φ = 15 – 35° and λ = 0.8 or1.0 according to the method of slices (h > H, B/H = 1, D = 2H/√⎯π )Bild 9. Normierter Stützdruck s/γD in Abhängigkeit der normierten Kohäsion c/γD für φ = 15 – 35° und λ = 0,8 bzw.1,0 nach der Lamellenmethode (h > H, B/H = 1, D = 2H/√⎯π )

41



sional numerical stress analyses and can be summarisedas follows:

(55)

where

(56)

(57)

Equation (56) is based upon the results of a comprehen-sive parametric study, while equation (57) is, as mentionedabove, theoretically founded [12] and was also confirmedby the numerical results of Vermeer et al. [11]. Krause [13]investigated a semi-spherical failure mechanism and pro-posed the following coefficients:

(58)

(59)

As observed by Vermeer et al. [11], the method of Anagnos-tou and Kovári [1] leads to slightly higher support pres-sures than the numerical analyses. This is true particularlyfor λ = 0.8 and to a lesser degree also for λ = 1.0. The me -thod of slices leads to support pressures which are muchcloser to the numerical predictions of Vermeer et al. [11],and for λ = 1.0 the difference is irrelevant. These results in-dicate that the reason for the differences from the numeri-cal results is the simplified way of considering horizontalarching in the model of Anagnostou and Kovári [1] [16].

N 1tan

(for 20 , h 2H)c = φφ ≥ ° >

N 19tan

=φγ

N2tanc =

πφ

N 19tan

0.05 (for 20 , h H)=φ− φ ≥ ° >γ

sD

N N cDcγ

= −γγ

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

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

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

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

42



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

5 Comparison with experimental data

The computational predictions of the method of slides al-so agree very well with published results of small-scalecentrifuge- [2] [17] [18] or 1g-model tests [19] [20] for tun-nels in cohesionless sand. Figure 13 shows the part of Fig-ure 12 for which test data are available (φ -range of 30 to42º). The marked rectangles show the range of experimen-tal values. The thick solid line was obtained using themethod of slides. The lines according to Vermeer et al. [11]

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

6 Shape of tunnel cross-section

The enormous influence of horizontal arching can best beillustrated by plotting the necessary support pressure overthe width B of the tunnel face. Figure 14 shows that thenarrower the face, the lower will be the necessary supportpressure. Horizontal arching and the contribution of later-al shear resistance are more pronounced if the face is nar-row. As indicated by the lower curves of Figure 14, a re-duction in width (by partial excavation and vertical subdi-vision of the tunnel cross section; see inset of Figure 14)may be sufficient for stabilizing the face, provided that theground exhibits some cohesion. In terms of stability, theeffect of reducing width is therefore similar to that of re-ducing the height of the tunnel face. Moreover, compara-tive calculations show that if the cross section area is keptconstant, the ratio B/H has little influence on the neces-sary support pressure: Figure 15 shows the support pres-sure s (normalized by the diameter D of a circle having thesame area as the face) as a function of the friction anglefor a cohesionless ground (as mentioned above, the effectof cohesion on support pressure is given by ds/dc=cotφ).The curves apply to markedly different width to height ra-tios B/H but are nevertheless very close together. Conse-quently, the square tunnel cross-section model is reason-ably precise for practical purposes, even for non-circulartunnel cross sections.

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

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

43



7 Design equation

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

(60)

Inserting equations (60) and (42) into (39) leads to a sim-ple formula, which can be used for estimating the supportpressure:

(61)

If the tunnel cross-section is non-circular, equation(61) can be applied by considering the equivalent diam-eter

(62)

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

8 Conclusions

The safety against failure of the 3D mechanism under con-sideration (the wedge and prism model) depends essential-ly on the frictional resistance at the lateral shear plane ofthe wedge and thus on the horizontal stresses. Followingsilo theory, the horizontal stresses can be handled as aconstant percentage of the respective vertical stresses.The simplified model suggested by [6] necessitates, howev-er, an additional assumption concerning the vertical stressσz. Comparative calculations show that this model leads

f sD

0.05cot511.75=

γ≅ φ

s 0.05( cot ) D cot c1.75= φ γ − φ

D 2 A /T= π

to results similar to those of the method of slices or nu-merical analyses, provided that it is applied in combina-tion with a lower coefficient of lateral stress λw. The as-sumptions of λ = 0.8 and λw = 0.4 (suggested in [1] and un-derlying the nomograms [16]) are reasonably conservative.

The method of slices does not require an assumptionconcerning the vertical stress σz because the latter resultsfrom the equilibrium equations of the infinitesimal slicesin exactly the same way as in silo theory. For λ = 1.0, i.e.the value suggested in Terzaghi and Jelinek [15], themethod of slices leads to results that are almost identicalto those of spatial stress analyses, confirming the numeri-cal and theoretical predictions of Vermeer and Ruse [10]regarding the effects of cohesion and tunnel shape, and al-so agreeing well with the experimental data.

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

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[22] Kolymbas, D.: Tunnelling and Tunnel Mechanics. Berlin:Springer, 2005.

AuthorProf. Dr. sc. techn. Georgios AnagnostouProfessur für UntertagbauETH Zürich8093 Zü[email protected]

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


Im Juli 2012 sollen die Eurocodes bauaufsichtlich eingeführt werden. Das ist Anlass, die wesentlichen Neuerungen in den beiden Teilen des Eurocodes 7: Entwurf, Bemessung und Berech-nung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln (EC 7-1) undTeil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds (EC7-2) sowie in den beiden Ergänzungsnormen DIN 1054:2010-12 undDIN 4020:2010-12 vorzustellen. Da die Einführung des EC 7-1 eineReihe von Anpassungen bei den geotechnischen Berechnungs-normen erforderlich machte und darüber hinaus schon seit Jahren die Herstellungsnormen des Grundbaus auf europäischerEbene weiterentwickelt werden, wird ebenfalls über den Standdieser Normen und die weitere Normungsarbeit berichtet.

State of the German and European geotechnical standardsIn July 2012 the Eurocodes will officially be implemented by theGerman authorities. For this reason the most important innova-tions of both parts of Eurocode 7: Geotechnical design – Part 1:General rules (EC 7-1) and Part 2: Ground investigation and test-ing (EC7-2) will be presented as well as the supplementary rulesof DIN 1054:2010-12 und DIN 4020:2010-12. The implementation of EC 7-1 necessitated some adjustments in the standards for geotechnical calculations and as the standards for execution ofspecial geotechnical works have been developed very signifi-cantly in the past years they are also included in the report.

1 Einleitung

Nach einer Entwicklungsarbeit von über 30 Jahren an denEurocodes konnten im Jahr 2011 die Normen-Hand bücherfür die beiden Teile des Eurocodes 7 vorgelegt werden, indenen jeweils der Eurocode-Text und die ergänzendendeutschen Regelungen der DIN 1054 und der DIN 4020für den Anwender zusammengefasst sind.

Parallel zu den Arbeiten an Eurocodes der Geotech-nik wurden auch europäische Ausführungsnormen fürden Spezialtiefbau erarbeitet und in Deutschland die na-tionale Bemessungsnorm der Geotechnik vom Global- aufdas Teilsicherheitskonzept umgestellt. Dies erforderte aucheine Fortschreibung der geotechnischen Berechnungsnor-men. Im Folgenden soll daher ein Überblick über die vie-len Normungsprojekte des Fachbereichs Geotechnik imNormausschuss Bau im DIN und die weitere Normungs-arbeit gegeben werden.

Im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen istzurJahrmitte2012 die bauaufsichtliche Einführung eines um -fangreichen Eurocode-Pakets angekündigt worden. Im letz-ten Kapitel wird für die Geotechnik ein Überblick gegeben.

2 Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung in der Geotechnik

2.1 EC 7-1 – Teil 1: Allgemeine Regeln (EC 7-1) und DIN 10542.1.1 Allgemeines

Seit 2004 liegt der Eurocode 7: Entwurf, Berechnung undBemessung in der Geotechnik – Teil 1: Allgemeine Regeln(deutsch DIN EN 1997-1) (EC 7-1) vor. Der EC 7-1 ist eineso genannte Regenschirmnorm, hier werden− Begriffe definiert,− die zu führenden Grenzzustandsnachweise beschrieben

und festgelegt,− drei Nachweisverfahren mit dem Teilsicherheitskonzept

zur Wahl gestellt und− in informativen Anhängen erdstatische Berechnungsmo-

delle für Standsicherheitsberechnungen angegeben (sie-he dazu Abschnitt 3).

Mit dem EC 7-1 allein ist eine Bemessung in der Geotech-nik nicht möglich. Vielmehr müssen die national zu be-stimmenden Parameter wie z. B. die Zahlenwerte der Teil-sicherheitsbeiwerte, eins der drei optionalen Nachweisver-fahren, sowie die geotechnischen Berechnungsverfahrenvon den Mitgliedsstaaten des Europäischen Komitees fürNormung (CEN) festgelegt werden. Es konnten auch dieüber den EC 7-1 hinausgehenden speziellen deutschen Er-fahrungen der DIN 1054 erhalten bleiben, soweit sie demEC 7-1 nicht widersprechen. Dazu musste sie überarbeitetwerden, indem alle Regelungen gestrichen wurden, dieschon im EC 7-1 enthalten sind. Einzelheiten über die da-bei zu beachtenden Regeln sind bei Schuppener und Rup-pert [1] dargestellt. Die so überarbeitete DIN 1054:2010-12mit dem neuen Titel „Ergänzende Rege lungen zu DIN EN1997-1“ stellt keine Konkurrenz mehr zum Eurocode dar.Sie ist eine nationale Ergänzung zum EC 7-1.

Nach dieser Überarbeitung gibt es seit Ende 2010 fürBemessungsaufgaben in der Geotechnik drei Normen:− den EC 7-1 (DIN EN 1997-1),− die DIN 1054:2010-12 „Ergänzende Regelungen zu DIN

EN 1997-1“ und− den Nationalen Anhang zu Eurocode 7-1 (DIN EN 1997-

1/NA).

Die Aufteilung in drei Normen ist alles andere als anwen-derfreundlich, denn der Nutzer muss bei der Arbeit immeralle drei Dokumente im Auge haben. Deshalb hat sich der

Berichte

Stand der europäischen und deutschen geotechnischen Normen

Bernd SchuppenerVolker EitnerWolf-Rüdiger LinderThomas RichterFranz-Reinhard RuppertJens Zurborg

DOI: 10.1002/gete.201200001

zuständige Ausschuss dazu entschlossen, alle drei Nor-men im „Handbuch Eurocode 7 – Geotechnische Bemes-sung, Band 1: Allgemeine Regeln“ [2] (Handbuch EC 7-1)zusammenzufassen. Der Kern des Handbuchs ist der EC 7-1, in den die ergänzenden deutschen Regelungen der DIN1054 und die Hinweise und Erläuterungen des NationalenAnhangs hinter den entsprechenden Textstellen des EC 7-1 eingefügt wurden. Das Handbuch ist im Juni 2011 beimBeuth Verlag erschienen.

Die Basis der europäischen Baunormen stellen derEurocode: Grundlagen der Tragwerksplanung (2010)(DIN EN 1990) und Eurocode 1: Einwirkungen auf Bau-werke (DIN EN 1991) mit mehreren Teilen und Anhängendar. Sie sind Grundlage für die Bemessung im gesamtenBauwesen Europas. Auf diese beiden Grundnormen bezie-hen sich alle anderen acht Eurocodes mit insgesamt 58Teilen.

Die nationalen Anhänge stellen die Verbindung zwi-schen den Eurocodes und den nationalen Normen her,z. B. zu der neuen DIN 1054:2010-12, der DIN 4084 „Ge-lände- und Böschungsbruchberechnung“, der EAU oderder EAB. Es versteht sich, dass auch alle anderen nationa-len geotechnischen Normen und Regelwerke dem Euro-code angepasst werden müssen. In der Regel sind das kei-ne technischen Änderungen sondern in erster Linie An-passungen an die Nomenklatur und die Form der Stand -sicherheitsnachweise.

Im Folgenden werden die wichtigsten Neuerungendes Handbuchs EC 7-1 gegenüber der DIN 1054:2005-01bei der geotechnischen Bemessung beschrieben. WeitereEinzelheiten und Erläuterungen dazu enthält der Kom-mentar zum Handbuch EC 7-1 [19].

2.1.2 Bemessungssituationen

Zur bewährten Tradition in der geotechnischen Bemes-sung gehört die Verwendung von Lastfällen. Das, was mitdiesem Begriff in der Geotechnik gemeint ist, entspricht inder Terminologie der Eurocodes der Bemessungssituation.Im Handbuch EC 7-1 wird daher unterschieden zwischen:

46 geotechnik 35 (2012), Heft 1

− der ständigen Bemessungssituation BS-P (P für englisch„permanent“), die dem früheren Lastfall 1 entspricht,

− der vorübergehenden Bemessungssituation BS-T („T“steht für englisch transient = vorübergehend), die demLastfall 2 entspricht und sich auf zeitlich begrenzte Zu-stände bezieht,

− der außergewöhnlichen Bemessungssituation BS-A, diedem früheren Lastfall 3 entspricht.

2.1.3 Grenzzustände

Mit den Eurocodes ist in den deutschen Normen das Kon-zept der Grenzzustände und Teilsicherheiten übernom-men worden. Die Eurocodes unterscheiden Grenzzustän-de, weil die verwendeten Teilsicherheitsbeiwerte und z. T.auch die Nachweisverfahren unterschiedlich sind. EineGegenüberstellung der Abkürzungen der Grenzzuständeder alten DIN 1054:2005-01 und des Handbuchs EC 7-1findet sich in Tabelle 1.

Beim Grenzzustand GEO unterscheidet die DIN1054:2010-12 zwischen dem Nachweisverfahren− GEO-2, bei dem die Bemessungswerte Ed und Rd der Be-

anspruchungen und Widerstände durch die Beaufschla-gung ihrer charakteristischen Werte und mit den zuge-hörigen Teilsicherheitsbeiwerten ermittelt werden:Ed = Ek · γERd = Rk/γR

und dem Verfahren− GEO-3, bei dem die Bemessungswerte der Einwirkun-

gen und Widerstände des Baugrunds mit Bemessungs-werten ϕ′d und c′d der Bodenkenngrößen ermittelt wer-den (tan ϕ′d = (tan ϕ′k)/γϕ, c′d = c′k/γc):Ed = E (tan ϕ′d, c′d)Rd = R (tan ϕ′d, c′d)

Das Nachweisverfahren GEO-2 entspricht dem Nachweis-verfahren 2 des EC 7-1. Die DIN 1054:2010-12 schreibt esbei der Erddruckermittlung von Stützwänden, beim Trag-fähigkeitsnachweis von Gründungen (Grundbruch undGleiten) sowie bei Ankern und Pfählen vor. Das Nach-

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

DIN 1054:2005-01 Handbuch EC 7-1

Benennung Abkürzung Benennung Abkürzung

Verlust der Lagesicherheit GZ 1A Verlust der Lagesicherheit/Kippen EQU

Aufschwimmen UPL

Hydraulischer Grundbruch HYD

Versagen von Bauwerken und Bauteilen durch GZ 1B Versagen oder große Verformungen des STRBruch im Bauwerk oder im stützenden Baugrund Tragwerks oder seiner Teile

Versagen oder sehr große Verformung des GEO-2Baugrunds

Grenzzustand des Verlusts der GZ 1C GEO-3Gesamtstandsicherheit

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

47



weisverfahren GEO-3 entspricht dem Nachweisverfahren3 des EC 7-1 und der Fellenius-Regel der DIN 4084 „Ge-lände- und Böschungsbruchberechnung“. Die DIN1054:2010-12 schreibt es beim Nachweis der Böschungs-und Geländebruchsicherheit vor. Es gibt kein Nachweis-verfahren GEO-1, weil das Nachweisver fahren 1 des EC 7-1in Deutschland nicht angewendet wird.

2.1.4 Teilsicherheitsbeiwerte

Deutschland hat eine mehr als 70-jährige Tradition vonNormen in der Geotechnik. Die erste Ausgabe derDIN 1054 wurde 1934 mit dem Titel „Richtlinie für die zulässige Belastung des Baugrunds im Hochbau“ ver -öffentlicht. Seitdem wurden die geotechnischen Normenlaufend opti miert. Das Sicherheitsniveau des bisherigenglobalen Sicherheitskonzepts hat sich bewährt und die gewählten Sicherheitsbeiwerte haben einen sicherenund wirtschaftlichen geotechnischen Entwurf ermög-licht.

Bei der Umstellung auf den Eurocode wurde daherbei der Wahl der Nachweisverfahren und der Festlegungder Teilsicherheitsbeiwerte in der Regel von dem Grund-satz ausgegangen, dass das bewährte Sicherheitsniveaudes globalen Sicherheitskonzepts erhalten bleiben muss.Die Nachweisverfahren und die Teilsicherheitsbeiwertewaren daher so auszuwählen, dass eine Bemessung mitTeilsicherheitsbeiwerten auf Grundlage des EC 7-1 etwa zuden gleichen Abmessungen führt wie eine Gründungsbe-messung nach den Normen des globalen Sicherheitskon-zepts.

Um das Sicherheitsniveau im NachweisverfahrenGEO-2 aufrechtzuerhalten, muss die Beziehung:

γR · γG/Q ≈ ηglobal (1)

erfüllt sein, wobei γR der Teilsicherheitsbeiwert für denWider stand des Baugrunds, γG/Q ein gewichteter mittlererTeilsicherheitsbeiwert für die Beanspruchungen aus stän-digen und veränderlichen Einwirkungen und ηglobal derbisherige globale Sicherheitsbeiwert ist.

Da Einigung bestand, für die ständigen und ver -änder lichen Einwirkungen im gesamten konstruktivenIngeni eur bau – also auch in der Geotechnik – die gleichenTeil sicher heits beiwerte zu verwenden, kann man aus Gleichung (1) bei bekanntem globalen Sicherheitsbeiwertηglobal den Teilsicherheitsbeiwert γR für den Widerstanddes Baugrunds ermitteln:

γR ≈ ηglobal/γG/Q (2)

Für den Grundbruchnachweis forderte die alte DIN1054:1976-10 zum Beispiel für den Lastfall 1 eine globaleSicherheit von ηglobal = 2,0. Mit einem gewichteten Mittel-wert von γG,Q = 1,40 für die Teilsicherheitsbeiwerte vonγG = 1,35 und γQ = 1,50 für die ständigen und veränderli-chen Einwirkungen ergibt sich dann ein Teilsicherheits-beiwert für den Grundbruchwiderstand von γR,v ≈ 1,40. Inentsprechender Weise sind die im Handbuch EC 7-1 ange-gebenen Teilsicherheitsbeiwerte für die drei Bemessungs-situationen festgelegt worden. Bei Lichte betrachtet ist al-so das Teilsicherheitskonzept weiterhin ein globales, de-

terministisches Sicherheitskonzept, dessen Sicherheits -niveau auf Erfahrungen beruht. Mit dem Teilsicherheits-konzept wurde zwar in den Eurocodes ein einheitlichesFormat für die Nachweise zur Bemessung im konstrukti-ven Ingenieurbau für unterschiedliche Bauarten und Bau-materialien eingeführt. Ein einheitliches Sicherheits -niveau im Sinne einer einheitlichen Versagenswahrschein-lichkeit wurde dabei nicht erreicht [3] [4].

Beim Nachweisverfahren GEO-2 werden die glei-chen Teilsicherheitsbeiwerte verwendet, die auch im An-hang A des EC 7-1 empfohlen werden. Allerdings muss –mit Ausnahme von Zugpfahlgruppen – nicht zwischengünstig und ungünstig wirkenden ständigen Einwirkungenunterschieden werden, weil sie als ungünstig wirkendeEinwirkungen immer maßgebend sind, siehe [5].

Die hier geschilderte Festlegung der Teilsicherheits-beiwerte war mit einem längeren Diskussionsprozess ver-bunden. So empfiehlt der Eurocode Grundlagen der Trag-werksplanung die Teilsicherheitsbeiwerte in der außerge-wöhnlichen Bemessungssituation zu 1,0 zu setzen, demder Ausschuss nach eingehender Beratung nicht gefolgtist, weil das Sicherheitsniveau dann gegenüber dem Glo-balsicherheitskonzept abgesenkt worden wäre. In man-chen Fällen mussten auch neue Erkenntnisse und Bewer-tungen verarbeitet werden, z. B. bei der Prüfung von An-kern. Dieser Prozess ist auch noch nicht zum Abschlussgekommen, denn zurzeit wird eine Änderung A1 beraten,die neben kleinen Ergänzungen eine Erhöhung derSicher heit bei Zugpfählen zum Ziel hat.

2.1.4 Kombinationsregeln

Mit den Kombinationsregeln wird der sehr geringen Wahr-scheinlichkeit Rechnung getragen, dass die möglichen ver-änderlichen Einwirkungen wie Verkehrslasten, Wind undSchnee alle gleichzeitig in voller Größe wirken. Bei mehrals einer veränderlichen Einwirkung wird daher nur eineEinwirkung, die Leiteinwirkung, voll berücksichtigt, wäh-rend alle weiteren Einwirkungen als Begleiteinwirkungenmit einem Kombinationsbeiwert ψ0 kleiner als 1 multipli-ziert werden.

Soweit nicht offensichtlich ist, welche Kombinationfür die Bemessung maßgebend ist, sind auch bei geotech-nischen Standsicherheitsnachweisen so viele Rechen durch -gänge erforderlich, wie es veränderliche Einwirkungengibt.

2.1.5 Charakteristische Werte

Für den charakteristischen Wert fordert der EC 7-1 in2.4.5.2:

„(2)P Der charakteristische Wert einer geotechni-schen Kenngröße ist als eine vorsichtige Schätzung desje-nigen Wertes festzulegen, der im Grenzzustand wirkt.“Im EC 7-1 wurde zum ersten Mal der Versuch gemacht, zuquantifizieren, wie vorsichtig ein Gutachter bei der Festle-gung von charakteristischen Werten sein sollte (2.4.5.2):

„(11) Falls statistische Verfahren benutzt werden,sollte der charakteristische Wert so abgeleitet werden,dass für den betrachteten Grenzzustand die rechnerischeWahrscheinlichkeit für einen ungünstigeren Wert nichtgrößer als 5 % ist.

ANMERKUNG In diesem Zusammenhang ent-spricht der vorsichtig gewählte Mittelwert einem Mittel-wert mit einem 95 %-igen Vertrauensbereich für einen be-grenzten Satz von Werten der geotechnischen Kenngröße.Ist dagegen örtliches Versagen angezeigt, entspricht einevorsichtige Wahl dem einer 5 %-Fraktile zuzuordnendenunteren Wert.“

Die Umsetzung dieser Regelungen wird z. B. in [3]und [6] an praktischen Beispielen gezeigt.

Nicht nur für geotechnische Kennwerte von Bodenund Fels fordert EC 7-1 die Festlegung von charakteristi-schen Kennwerten. Es müssen ebenso geometrische Vor-gaben wie Geländehöhen, Höhen von Schichtgrenzenund Spiegelhöhen des Grundwassers als charakteristischeWerte angegeben werden (EC 7-1, 2.4.5.3).

2.2 EC 7 – Teil 2: Erkundung und Untersuchung des Baugrunds und DIN 4020

2.2.1 Einleitung

Der Eurocode 7: Entwurf, Berechnung und Bemessung inder Geotechnik – Teil 2: Erkundung und Untersuchungdes Baugrunds (EC 7-2) liegt in Deutschland als DIN EN1997-2, Ausgabe Oktober 2010 vor. Im Dezember 2010 er-schienen ergänzend dazu die Nationalen Festlegungen imNationalen Anhang (DIN EN 1997-2/NA) und DIN4020:2010-12 „Geotechnische Untersuchungen für bau-technische Zwecke – Ergänzende Regelungen zu DIN EN1997-2“. Keine der drei Normen ist für sich alleine anwen-dungsfähig, sie wirken symbiotisch zusammen. Deshalbverfügt der Nationale Anhang, dass EC 7-2 in Deutschlandzusammen mit den Ergänzungsregeln der DIN 4020 anzu-wenden ist. Die drei Normen sind zusammengefasst in einem Normen-Handbuch, nämlich dem Handbuch Euro-code 7 Geotechnische Bemessung, Band 2: Erkundungund Untersuchung (Handbuch EC 7-2) [7] veröffentlichtworden. Damit stehen dem Anwender die genannten Nor-men zur Erkundung und Untersuchung des Baugrundskonzentriert zur Verfügung.

Das Handbuch EC 7-2 ist dazu bestimmt, in Verbin-dung mit dem Handbuch EC 7-1 die Voraussetzungen fürden Entwurf, die Planung und die Sicherheitsnachweisein der Geotechnik sicherzustellen. Die drei im HandbuchEC 7-2 enthaltenen Normen regeln Planung, Durchfüh-rung und Auswertung von Baugrunderkundungen.

2.2.2 Inhalt und Aufbau2.2.2.1 Eurocode 7-2

Der EC 7-2 baut sich aus dem eigentlichen Normentextund informativen Anhängen auf. Er enthält Regelungen zu− Planung der Baugrunderkundungen und Berichterstat-

tung darüber,− allgemeinen Anforderungen an die Probenentnahme

und an einige allgemein gebräuchliche Labor- und Feld-versuche,

− Aus- und Bewertung von Versuchsergebnissen und− Ableitung von geotechnischen Kenngrößen (abgeleitete

Werte).

Der Inhalt von EC 7-2 entspricht in wesentlichen Teilendem Inhalt der älteren Ausgaben von DIN 4020, z. B. Aus-

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gabe 2003, wenn auch in anderer Gliederung. So wird imEC 7-2 beispielsweise die Untergliederung der Baugrund-untersuchung in Voruntersuchungen und Hauptuntersu-chungen aufgegriffen. Allerdings enthält der EC 7-2 keineverbindlichen Festlegungen zum Erkundungsumfang (Ab-stände und Mindesttiefen von Baugrundaufschlüssen),wie es in DIN 4020:2003-10 gefordert war. Die Vorschrif-ten hinsichtlich der Abstände und Mindesttiefen von Bau-grundaufschlüssen werden im EC 7-2 in einem informati-ven Anhang B.3 als „Beispiele für Empfehlungen von Un-tersuchungsabständen und -tiefen“ aufgeführt, aber nichtverbindlich verlangt.

Der Abschnitt 4 „Felduntersuchungen in Boden undFels“ enthält systematisch bei allen angeführten Feldver-suchen einen Unterabschnitt „Anwendung der Versuchs-ergebnisse und von abgeleiteten Werten“. Neu gegenüberden bisherigen geotechnischen Gepflogenheiten inDeutsch land ist, dass in den zugehörigen informativen An-hängen Auswerteverfahren angeführt werden, die zur di-rekten Anwendung in Standsicherheitsnachweisen undVerformungsnachweisen führen. Die Verfahren werden al-lerdings nur informativ mitgeteilt. Sie sind im NationalenAnhang jeweils mit der Anmerkung versehen, die Verfah-ren seien in Deutschland bisher nicht gebräuchlich. DieBerechnungsverfahren ersetzen deshalb auch nicht die inden Berechnungsnormen festgelegten Nachweise.

2.2.2.2 DIN 4020

DIN 4020: 2010-12 trägt nach wie vor den Titel „Bau-grunduntersuchungen für bautechnische Zwecke“, ist abergegenüber älteren Ausgaben (z. B. DIN 4020:2003-10) mitdem Untertitel „Ergänzende Regelungen zu DIN EN1997-2“ versehen.

Da der Wunsch bestand, spezielle deutsche Erfah-rungen zu erhalten, war DIN 4020 zu überarbeiten, indemalle Regelungen gestrichen wurden, die schon im Teil 2des Eurocodes 7 enthalten sind. Die so überarbeitete deut-sche Norm DIN 4020:2010-12 regelt die nach DIN4020:2003-10 gewohnten Anforderungen an die Bau-grunduntersuchungen. Diese finden insbesondere ihrenAusdruck darin, dass− der informative, unverbindliche Charakter des Erkun-

dungsumfangs im Anhang B.3 des EC 7-2 aufgehobenund zur normativen Forderung erhoben wird,

− DIN 4020 einen Abschnitt A7 „Geotechnischer Bericht“enthält, in dem Berechnungsprofile festzulegen und cha-rakteristische Werte sowie Gründungsempfehlungenmitzuteilen sind, und

− der Begriff „Baugrundrisiko“ weiterhin unverändertübernommen worden ist.

2.2.3 Zusammenwirken von EC 7-1 und EC 7-2

Eigentlich hätten die beiden Teile des Eurocode 7 entspre-chend der Planungs- und Untersuchungsabfolge umge-kehrt nummeriert werden müssen. Die im HandbuchEC 7-1 beschriebene geotechnische Bemessung mit denStandsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnachweisensetzt Planung, Durchführung und Auswertung von Bau-grunderkundungen voraus. Diese Aufgaben werden imHandbuch EC 7-2 geregelt.

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Der EC 7-2 liefert Regeln für die Bewertung von Labor- und Feldversuchsergebnissen, die Ableitung vongeotechnischen Kenngrößen („abgeleitete Kennwerte“(1.5.2.5)) und die Berichterstattung darüber (EC 7-2, 1.1.2).

Der Begriff „abgeleiteter Kennwert“ ist in der deut-schen geotechnischen Nomenklatur neu. Darunter ist ein„Wert für einen geotechnischen Kennwert, der mittelsTheorie, Korrelation oder Erfahrungen aus Versuchser-gebnissen gewonnen wird“ zu verstehen (EC 7-1, 1.5.2.5).

EC 7-2 gibt Regelungen zur Festlegung von abgeleite-ten Werten vor. Die abgeleiteten Kenngrößen bilden dieGrundlage für die Festlegung der charakteristischen Wer-te von Baugrundeigenschaften, die für die Bemessung be-nutzt werden.

Die Regeln, nach denen auf der Grundlage der abge-leiteten Werte unter Berücksichtigung zusätzlicher Infor-mationen (z. B. Bauwerk, geometrische Abmessungen desBauteils, Erfahrungen) die charakteristischen Werte fest-gelegt werden, gibt EC 7-1 vor, siehe [8].

2.2.4 Geotechnische Berichte

Der Eurocode 7 kennt den Geotechnischen Entwurfsbe-richt (EC 7-1, 2.8) und den Geotechnischen Untersu-chungsbericht (EC 7-2, Abschnitt 6). Im ersteren müssendie Voraussetzungen, Vorgaben, Rechenverfahren und Er-gebnisse der Nachweise der Sicherheit und Gebrauchs-tauglichkeit dokumentiert werden (EC 7-1, 2.8 (1)P). Ermuss Bezug nehmen auf den Geotechnischen Unter -suchungsbericht, der als Report über die Baugrundunter-suchungen mit der Angabe abgeleiteter Werte abzufassenist (EC 7-2, Abschnitt 6).

Die deutsche Ergänzungsnorm DIN 4020:2010-12führt neben den beiden Geotechnischen Berichten desEC 7 den Geotechnische Bericht nach DIN 4020 ein (DIN4020, A 7). Damit soll zum einen die gängige deutsche Pra-xis ihre Fortsetzung finden. Zum anderen wird verlangt,dass in diesem Geotechnischen Bericht die Wahl der cha-rakteristischen Werte von geotechnischen Kenngrößenund geometrischen Vorgaben und die Festlegung der Berechnungsprofile dokumentiert wird.

Der Geotechnische Bericht nach DIN 4020 soll fernerGründungsempfehlungen beinhalten und stellt damit dar,was landläufig als „Gründungsgutachten“ bezeichnetwird.

Der Geotechnische Bericht nach DIN 4020 beinhal-tet den Geotechnischen Untersuchungsbericht (EC 7-2,Abschn. 6) und kann selbst Teil des Geotechnischen Ent-wurfsberichts (EC 7-1, 2.8) sein (Bild 1).

2.3 Kritische Anmerkungen und Ausblick zum EC 7

Der Umfang der Handbücher zu den beiden Teilen desEuro codes 7 mit insgesamt 460 Seiten ist geeignet, den An-wender abzuschrecken. Dies wird als Schwäche von allenBeteiligten anerkannt.

Auf europäischer Ebene hat der für den EC 7 zustän-dige Ausschuss unter anderem deshalb vor einem Jahr„Evolution Groups“ (EG) eingerichtet, welche die 2013 an-stehende Überarbeitung der beiden Teile des EC 7 vorbe-reiten sollen. Die EG 2 „Maintenance and Simplification“befasst sich z. B. mit der Straffung und Neugliederung desEC 7, die EG 11 „Characterisation“ mit der Bewertung vonLabor- und Feldversuchen im Hinblick auf die Festlegungvon Bodenkennwerten für Berechnungen.

In Deutschland gibt es ähnliche Bestrebungen. Sowurde von der Bauindustrie und den Ingenieurverbändeneine Initiative gegründet, deren Ziel es ist, die Eurocodesin ihrer Praxistauglichkeit in Zusammenarbeit mit demDIN weiterzuentwickeln, wobei− weitere Vereinheitlichungen,− mehr Vereinfachungen und− geringerer Umfang angestrebt werden.

Der Initiative PraxisRegelnBau hat sich auch die Deut-sche Gesellschaft für Geotechnik angeschlossen. EineProjektgruppe der Initiative ist mit der Überarbeitung desEurocodes 7 befasst. Die Arbeitspakete dieser Projektgrup-pe sehen zum einen die Straffung der beiden Teile des EC7 sowie damit zwangsläufig auch der DIN 1054 und DIN4020 und zum anderen eine Harmonisierung der dreiNachweisverfahren des EC 7-1 vor. Diese Arbeiten werdeneng mit den Evolution Groups auf europäischer Ebene ab-gestimmt. Ein zeitlicher Meilenstein ist die nach den Re-geln des (CEN) in fünf Jahren stattfindende Umfrage beiden Mitgliedsländern über die Eurocodes mit einer Ab-stimmung, ob die jeweiligen Eurocodes entfallen, unverän-dert beibehalten oder überarbeitet werden sollen. Es istdaher zu hoffen, dass die nächste Fassung der beiden Teiledes EC 7 sowohl straffer als auch thematisch weiter ange-legt und damit nutzerfreundlicher sein werden.

3 Berechnungsnormen3.1 Allgemeines

Im Zuge der Neuordnung unseres Normenwesens mitdem Übergang vom Globalsicherheitskonzept auf ein Teil-sicherheitskonzept und von rein nationalen Regelungenzu Regelungen auf europäischer Ebene war auch eineÜberarbeitung der in Deutschland gültigen Berechnungs-normen erforderlich.

Nachfolgend wird ausgehend vom Stand der Berech-nungsnormen, die in das Globalsicherheitskonzept einge-

GEBGeotechnischer Entwurfsbericht

GBGeotechnischer Bericht nach DIN 4020

Standsicherheits-

Berechnungsprofile

Charakteristischegeotechnische Kennwerte

Gründungsempfehlung

Gebrauchstauglichkeits-

nachweise

nachweise,

Geotechnischer UntersuchungsberichtBaugrunderkundung

GUB

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

bunden waren, der aktuelle Bearbeitungsstand der neuenBerechnungsnormengeneration erläutert, und es wird einkurzer Einblick auf das gegeben, was im EC 7-1 und EC 7-2 mit den nationalen Anwendungsdokumenten und denErgänzungsnormen DIN 1054 und DIN 4020 diesbezüg-lich geregelt ist.

3.2 Normen des Globalsicherheitskonzepts

Die letzte Generation der Normen mit dem Globalsicher-heitskonzept hatte eine erstaunlich lange „Lebensdauer“von ca. 30 Jahren. So wurden mit Einführung der DIN1054 „Zulässige Belastung des Baugrundes“ im Jahr 1976ebenfalls in jenem Jahr die DIN 4017 für Grundbruchbe-rechnungen von lotrecht und mittig belasteten Flachgrün-dungen in Teil 1 und drei Jahre später dann, im Jahre 1979,das Beiblatt zum Teil 1 und das Normenblatt mit Beiblatt1 für schräg und außermittig belastete Fundamente her -aus gegeben.

Im Jahr 1974 wurde dann die DIN 4018 „Berechnungder Sohldruckverteilung unter Flächengründungen“ fertiggestellt und das Beiblatt dazu dann im Jahr 1981.Die für Setzungsberechnungen gefertigte Norm DIN 4019wurde im Teil 1 für lotrecht mittige Belastungen mit Bei-blatt im Jahr 1979 und für schräg und außermittig belaste-te Fundamente mit Beiblatt im Jahr 1981 herausgegeben.In jenem Jahr folgte dann die DIN 4084 „Gelände- undBöschungsbruchberechnungen“ mit Erläuterungen imBeiblatt 1 und zwei Jahre später dann das Beiblatt 2 mitBerechnungsbeispielen.

Zum Abschluss dieser Generation von Berechnungs-normen wurden im Jahr 1982 die DIN 4085 „Berechnun-gen des Erddruckes für starre Stützwände und Widerla-ger“ und im Jahr 1987 das Beiblatt 1 mit Erläuterungenund im Jahr 1989 das Beiblatt 2 mit Berechnungsbeispie-len fertig gestellt.

Die Zeit der Entwicklung dieser Normen vollzogsich somit von 1974 bis 1989, d. d. über einen Zeitraumvon 16 Jahren. Wobei, und das ist auch bedauerlicherwei-se aktuell bei der Fertigstellung der neuen Normengenera-tion zu verzeichnen, der zeitliche Versatz zwischen Nor-merstellung und Fertigstellung des erläuternden Beiblattsbis zu sieben Jahre (DIN 4018) gedauert hat.

3.3 Die neue Generation der Berechnungsnormen3.3.1 Stand der Bearbeitungen

Während der Erarbeitung der DIN 1054 mit dem neuenTeilsicherheitskonzept, erschienen mit der Bezeichnung„Baugrund – Sicherheitsnachweise im Erd- und Grund-bau“ im Jahre 2003 und in Überarbeitung im Jahr 2005,sind die in dieser Norm aufgeführten Berechnungsnor-men überarbeitet worden. Diese sollten dabei, soweit mög-lich, so abgefasst werden, dass sie zwar im neuen Teil -sicher heitskonzept Anwendung finden können, jedoch ei-ne Einschränkung der Anwendung auf dieses Konzeptmöglichst nur in geringem Maß vorhanden ist. Es solltendazu mehr oder weniger unabhängig von den Sicherhei-ten, die reinen Verfahren der Berechnung normativ gere-gelt werden.

Als erstes Normblatt wurde DIN 4017 „Baugrund –Berechnung des Grundbruchwiderstandes von Flachgrün-

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dungen“ mit zugehörigem Berechnungsbeispielen im Bei-blatt 1 im Jahre 2006 als Weißdruck veröffentlicht.

Ihr folgte DIN 4085 „Baugrund – Berechnung desErddrucks“ im Jahr 2007 und dem Beiblatt 1 mit den Be-rechnungsbeispielen im Jahr 2011.

Die DIN 4084 „Baugrund- Geländebruchberechnun-gen“ wurde im Jahr 2009 veröffentlicht. Derzeit ist dasBeiblatt 1 der DIN 4084 mit seinen Berechnungsbeispie-len in einer Phase der redaktionellen Fertigstellung. DerWeißdruck ist erst für 2012 vorgesehen.

Die DIN 4019 „Baugrund – Setzungsberechnungen“wurde im Entwurf im Jahr 2011 veröffentlicht und sollnach der Einarbeitung der zu erwartenden Einsprüche imJahr 2012 als Weißdruck erscheinen.

In der aktuellen Bearbeitung des Normenausschus-ses „Baugrund – Berechnungsverfahren“ sind das Beiblatt1 mit Berechnungsbeispielen für die DIN 4019 sowie dieDIN 4018 unter dem neuen Arbeitstitel „Baugrund-Bau-werk-Wechselwirkung bei Platten- und kombiniertenPfahl-Plattengründungen“. In dem Arbeitspaket der DIN4018 sollen die wesentlichen Regelungen aus den beste-henden Regelwerken zusammengefasst werden. Es han-delt sich um die DIN 4018 aus dem Jahr 1974 mit dem Bei-blatt aus 1981, dem DIN-Fachbericht 130 „Wechselwir-kung/Baugrund/Bauwerk“ aus dem Jahr 2003 sowie der„Richtlinie für den Entwurf, die Bemessung und den Bauvon kombinierten Pfahl-Plattengründungen (KPP-Richtli-nie)“ herausgegeben im Juli 2001 mit Anhang A. Die nor-mative Erfassung der Regelungen der KPP-Richtlinie solldamit den bisher notwendigen und nach EC 7-1 und DIN1054:2010 festgelegten Verwendbarkeitsnachweis in Formeiner Zustimmung im Einzelfall entbehrlich machen.

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

Die normativen Teile des EC 7-1 und des EC 7-2 enthaltenkeine für alle Mitgliedsländer des CEN verbindliche euro-päische Berechnungsnormen bzw. Berechnungsverfahren.Die Anhänge des EC 7-1 sowie des EC 7-2 geben zwar in-formativ auch Berechnungsverfahren an, doch sind diesein Deutschland normativ nicht übernommen worden. Er-satzweise dafür enthält die DIN 1054 normative Hinweise,wie bzw. nach welchen Regelwerken die Berechnungenauszuführen sind. Im Einzelnen gibt es folgende Hinwei-se:

Zu Grundbruchberechnungen:Im Abschnitt 6 Flächengründungen wird unter Abschnitt6.5.2.2 national unter A (1) geregelt, dass Berechnungsver-fahren nach DIN 4017 anzuwenden sind. Im Anhang D(informativ) des EC 7-1 unter dem Titel „Beispiele für eineanalytische Ermittlung des Grundbruchwiderstandes“wird ein Nachweisverfahren angegeben, wobei die natio-nale Regelung (NDP) die Ausschließlichkeit der DIN 4017festlegt. Gleiches gilt für den Anhang E (informativ) mitdem Titel „Beispiel eines halbempirischen Verfahrens zurAbschätzung der Tragfähigkeit einer Flächengründung“.

Im EC 7-2 im Anhang E wird als Beispiel E1 ein Ver-fahren zur Berechnung des Grundwiderstandes aufGrundlage von Pressiometerversuchen beschrieben. Inder nationalen Re ge lung hierzu heißt es, dass dieses Ver-

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fahren in Deutschland nicht gebräuchlich sei. Ein explizi-ter Ausschluss ist jedoch nicht gegeben.

Gleiches gilt für den Anhang E.2 (informativ) des EC7-2. Dort ist ein Beispiel für ein Verfahren zur Berechnungvon Setzungen bei Flachgründungen auf Basis von Pres-siometerversuchen angegeben. Hierzu ist ebenfalls die na-tionale Regelung, dass dieses in Deutschland nicht ge-bräuchlich sei.

Zu Setzungsberechnungen:Hierzu wird im EC 7-1 im Abschnitt 6.6 „Bemessung imGrenzzustand der Gebrauchstauglichkeit“ und speziellunter 6.6.2 A (3) geregelt, dass die Ermittlung der Setzun-gen von Flach- und Flächengründungen auf Grundlageder DIN 4019 „Setzungsberechnungen“ erfolgen soll.

Die Regelung im Anhang F (informativ) des EC 7-1„Beispiele für Verfahren zur Setzungsermittlung“ wirddurch die nationale Regelung (NDP) ausgeschlossen, undes wird auch hier der Nachweis nach DIN 4019 gefordert.

Im Anhang F (informativ) des EC 7-2 wird ein Bei-spiel für ein Verfahren zur Berechnung der Setzung vonFlachgründungen auf der Basis der Ergebnisse des Stan-dard-Penetration-Tests (SPT) angegeben. Dieses wird innationalen Regelungen als in Deutschland nicht ge-bräuchlich kommentiert.

Im Anhang K (informativ) des EC 7-2 „Belastungsver-such für Flachgründungen“ wird in K.4 ein Beispiel für einVerfahren zur Berechnung der Setzungen von Flachgrün-dungen im Sand angegeben, auch dieses ist in Deutsch-land ebenfalls nicht gebräuchlich.

Zu Berechnung des Erddrucks:In EC 7-1 im Abschnitt 9 Stützbauwerke erfolgt die Rege-lung der Erddruckermittlung im Abschnitt 9.5. Unter 9.5.1„Allgemeines“ wird in A (2b) und A (7) wiederum nationaldie Anwendung der DIN 4085 „Berechnung der Erd-drucks“ festgelegt. Es erfolgt weiterhin ein Hinweis auf dieDIN 4126 für die Erddruckermittlung bei Schlitzwändensowie die EAU, die EAB und die ZtV-Ing.

In EC 7-1 im Anhang C (informativ) „Beispiele zur Er-mittlung von Erddrücken“ werden Fallbeispiele gezeigt.Die nationale Regelung (NDP) lässt diesen informativenAnhang als Ergänzung zur DIN 4085 und zur EAB zu.

Zu Geländebruchberechnungen:Im Abschnitt 11 des EC 7-1 „Gesamtstandsicherheit“ wirdunter 11.5.1 „Nachweis der Gesamtstandsicherheit“ natio-nal als (1)P die Anwendung der DIN 4084 „Geländebruch-berechnungen“ festgelegt.

3.4 Folgerungen

Die neue Generation der Berechnungsnormen wurde undwird angepasst auf die Regelungen im Teilsicherheitskon-zept des EC 7-1. Die nationalen Regelungen im EC 7-1schreiben hier die Anwendung dieser Berechnungsverfah-ren für Deutschland fest.

Im Vergleich zur vorhergehenden Normengenerati-on hat sich bei der Grundbruchberechnung (DIN 4017),der Setzungsermittlung (DIN 4019) sowie der Erddrucker-mittlung (DIN 4085) im Formelapparat nichts Grund -legendes geändert.

Anders sieht es bei der DIN 4084 (Geländebruch be -rech nungen) aus, in der eine gewisse Abkehr vom aus-schließlichen Ansatz kreisförmiger Gleitlinien festge-schrieben ist. Hier wird deshalb insbesondere fürKonstruk tionen und technische Hangsicherungen dieVerwendung von Verfahren mit zusammengesetztenBruch mechanismen gefordert.

Weiterer Schwerpunkt ist eine Erfassung der Wir-kung von konstruktiven Sicherungselementen und vonZuggliedern unter Beachtung der zu erwartenden Kine -matik.

Die DIN 4018 „Baugrund – Boden-Bauwerkswech-selwirkung bei Platten und Pfahl-Platten-Gründungen“wird in der Zusammenfassung der alten Norm, des DIN-Fachberichts und der KPP-Richtlinie grundsätzlich neustrukturiert.

4 Normen des Spezialtiefbaus4.1 Übersicht

Ab 1960 wurden Normen für einzelne Sparten des Grund-baus erarbeitet, die Festlegungen für die Ausführung undzu fordernde Qualitätsnachweise enthielten, soweit diesenicht in der DIN 1054 geregelt waren. Insgesamt wurdenneun DIN-Normen für den Grundbau veröffentlicht, vondenen sechs zum Gebiet des Spezialtiefbaus gehören.Letztere wurden bzw. werden zukünftig durch europäi-sche Normen ersetzt. Darüber hinaus wurden Europäi-sche Normen für sieben weitere Sparten des Spezialtief-baus erarbeitet, sodass das Programm der europäischenSpezialtiefbaunormung 13 Normen umfasst (Tabelle 2).

Anfangs sollten die Ausführungsnormen für den Spe-zialtiefbau als Teile der Eurocodes erarbeitet werden. AufInitiative des Europäischen Verbandes der Spezialtiefbau-unternehmen (European Federation of Foundation Con-tractors, EFFC) wurden sie aber dem Technischen Komi-tee CEN/TC 288 „Ausführung von Arbeiten im Spezial-tiefbau“ übertragen, das 1991 seine Arbeit aufnahm undnach einer Prioritätenliste seit 1992 insgesamt 13 Normenerstellte (vgl. Tabelle 2).

Nach den Regeln des CEN dürfen für in EN-Normenbehandelte Sachverhalte nach deren Veröffentlichung kei-ne konkurrierenden nationalen Normen mehr erstellt wer-den und müssen existierende zurückgezogen werden. Na-tionale Normen mit ergänzenden Fest legungen sind je-doch erlaubt, z. B. um besonderen Verfahrensanforderun-gen Rechnung zu tragen. Hierzu gehören z. B. der DINFachbericht FB 129:2005 zur Ergänzung vonEN 1536:1999 und die Vornormen DIN SPEC 18140,18537, 18538 und 18539 (vgl. Tabelle 2).

Zum Verständnis der Europäischen Normen und derAbläufe und Regeln bei ihrer Anwendung sei auf [9] und[10] hingewiesen.

Für den Bereich der Geotechnik sind folgende Komi-tees relevant:− CEN/TC 250/SC 7: „Entwurf, Berechnung und Bemes-

sung in der Geotechnik“,− CEN/TC 288: „Ausführung von Arbeiten im Spezialtief-

bau“ (frühere Bezeichnung „Ausführung von besonde-ren geotechnischen Arbeiten – Spezialtiefbau“) und

− CEN/TC 341: „Geotechnische Erkundung und Unter -suchung“.

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

DIN Normen für den Grundbau DIN EN-Normen für Ausführungen des Spezialtiefbaus

DIN Titel DIN EN Titel Bemerkungen

1 DIN 4014:1990 Bohrpfähle DIN EN 1536:1999 Bohrpfähle Ergänzende Festlegungen in DIN FB129:2005*)

DIN EN 1536:2010 Bohrpfähle Ergänzende Festlegungen in DIN SPEC 18140:2012*)

2 DIN 4026:1975 Rammpfähle DIN EN 12699:2001 Verdrängungspfähle − Ergänzende Festlegungenin DIN SPEC 18538:2012;

Berichtigung 2010 − EN 12699 z.Zt. in Überarbeitung, Erscheinen voraussichtlich 2014

3 DIN 4093:1987 Einpressungen in DIN EN 12715:2000 Injektionen ergänzende Bemessungsnorm: den Untergrund E DIN 4093:2011 (Entwurf)

4 DIN 4095:1990 Dränung des Untergrundes

5 DIN 4123:2011 Unterfangungen

6 DIN 4124:2002 Baugruben und Gräben

7 DIN 4125:1990 Verpressanker DIN EN 1537:2001 Verpressanker – Ergänzende Festlegungen in(Kurzzeit- und Berichtigung 2011 DIN SPEC 18537:2012;Daueranker) − Überarbeitung fprEN 1537:2011,

z.Zt. in Schlussabstimmung

8 DIN 4126:1986 Ortbeton- DIN EN 1538:2000 Schlitzwände E DIN 4126:2004 (Entwurf) als Schlitzwände Ergänzung für Standsicherheits-

nachweise

DIN EN 1538:2010 Schlitzwände Ergänzung durch E DIN 4126 mit ergänzenden Festlegungen geplant DIN SPEC

9 DIN 4128:1983 Verpresspfähle DIN EN 14199:2005 Mikropfähle − Ergänzende Festlegungen in DIN SPEC 18539:2012;

Berichtigung 2012 − EN 14199 z.Zt. in Überarbeitung, Erscheinen voraussichtlich 2014

10 DIN EN 12063:1999 Spundwand-konstruktionen

11 DIN EN 12716:2001 Düsenstrahlverfahren ergänzende Bemessungsnorm E DIN 4093:2011

12 DIN EN 14490:2010 Bodenvernagelung Berechnung geregelt in „Empfehlungenfür den Entwurf und die Berechnungvon Erdkörpern mit Bewehrungenaus Geokunststoffen (EBGEO)“

13 DIN EN 14475:2006 Bewehrte Schüttkörper

14 DIN EN 14679:2005 Tiefreichende Ergänzende Bemessungsnorm Bodenstabilisierung E DIN 4093:2011 (Entwurf)

15 DIN EN 14731:2005 Tiefenrüttelung

16 DIN EN 15237:2007 Tiefendränage

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

52



53



Im Kapitel 4.2 wird, bezogen auf die jeweilige Norm, aufdie Schnittstellen dieser und anderer Komitees näher ein-gegangen.

4.2 Erläuterungen zu den einzelnen Ausführungsnormen4.2.1 DIN EN 1536: Bohrpfähle

Die Norm ersetzt hinsichtlich der Ausführung und Über-wachung DIN 4014:1990 „Bohrpfähle – Herstellung, Be-messung und Tragverhalten“. Die Bemessung ist nunmehrin den Kapiteln 7 des EC 7-1 und der DIN 1054 geregelt.Der Anwendungsbereich von EN 1536 betrifft zylindri-sche vertikale und geneigte Bohrpfähle mit Durchmessernzwischen 0,3 m und 3,0 m sowie im Schlitzwandverfahrenhergestellte Pfähle nicht-zylindrischen Querschnitts (sogenannte Barette). Aus Gründen der Ausführungstechni-ken und der Bemessungsregeln ist ein Verhältnis Tiefe zuDurchmesser oder Breite ≥ 5 Bedingung.

EN 1536 wurde auf Basis von etwa 25 internationalexistierenden Normen und Richtlinien erarbeitet, 1999 alserste der Normenreihe veröffentlicht und hierzu der DINFachbericht DIN FB 129:2005 mit ergänzenden Fest -legungen herausgegeben. Inhaltlich ist DIN EN 1536 anDIN 4014 angelehnt und schreibt diese hinsichtlich de -taillierter Materialanforderungen, verbesserter Ver fah -rens kenntnisse und neuer Verfahren oder in Europa ge-bräuchlicher Sonderverfahren (z. B. Prepacked-Pfähle)fort.

Wegen ihrer Vielzahl gliedert und behandelt dieNorm die unterschiedlichen Verfahren und Verfahrens-kombinationen zunächst nach der Stützung des Bohr-lochs: ungestützt – verrohrt – suspensionsgestützt – erdge-stützt (Pfähle mit durchgehender Bohrschnecke,). Danachfolgen die Anforderungen an die Aushubverfahren: konti-nuierlich, z. B. mit vollständig oder teilweise durchgehen-der Bohrschnecke, diskontinuierlich mit Kelly-geführtenWerkzeugen, Greifern, Meißeln u.ä., anschließend der Be-ton- und der Bewehrungseinbau [9].

Die Norm enthält im Gegensatz zu DIN 4014 keineFestlegungen zur Bemessung und den Sicherheitsnach -weisen, die nun Gegenstand von EC 7-1 und DIN1054:2010 sind. Die Norm gibt in Abschnitt 7 aber eineReihe von Hinweisen und Anforderungen, die für die Be-messung zu beachten sind, z. B. Ausführungstoleranzen,Anforderungen an die Mindestbewehrung und die Ausbil-dung der Bewehrungskörbe, Anforderungen an die Beton-güte und -kon sistenz.

Die Festlegungen zu Baustoffen, Aushub, Beweh-rungs- und Betonierdetails sind gegenüber DIN 4014wesent lich erweitert und präzisiert. Weiterhin wurdenVerfahrensregeln für Störungen aufgenommen.

Da das Erscheinen europäischer Normen für stati-sche und dynamische Probebelastungen derzeit nicht ab-gesehen werden kann, enthält die Norm weiterhin grund-sätzliche Festlegungen zur Durchführung von Integritäts-tests und Versuchen zur Prüfung der Tragfähigkeit vonPfählen.

Zur Förderung des Verständnisses, der Vereinheit -lichung des Sprachgebrauchs und der Erleichterung derÜbersetzung in weitere Sprachen wurden die speziellenFachbegriffe im Normtext und einem informativen An-hang in den drei offiziellen Sprachen definiert.

Weiterhin wurde eine kommentierte dreisprachige Ausga-be zu dem Zweck herausgegeben, die einzelnen Regelun-gen zu erläutern,Überarbeitungen zu erleichtern undÜber-setzungen in andere als die drei offiziellen Sprachen zufördern [11].

Beginnend 2007 wurde die Norm überarbeitet unddie neue Fassung als DIN EN 1536:2010 veröffentlicht.Die Überarbeitung erfolgte zusammen mit EN 1538(Schlitz wände) in einer gemeinsamen Arbeitsgruppe, umdie Normen nicht nur zu aktualisieren, sondern verwand-te Sachverhalte soweit wie möglich zu harmonisieren. Dieauf die Neuausgabe abgestimmte Vornorm DINSPEC 18140 soll 2012 erscheinen (vgl. Tabelle 2).

Unbefriedigend ist derzeit noch die Schnittstelle mitden Betonnormen DIN EN 206-1 „Beton – Teil 1: Festle-gung, Eigenschaften, Herstellung und Konformität“ undDIN EN 13670 „Ausführung von Tragwerken aus Beton“,die den speziellen Materialanforderungen und Einbaure-geln des Spezialtiefbaus nicht ausreichend Rechnung tra-gen. Deshalb enthält DIN EN 1536:2010 ergänzende, z. T.aber auch abweichende Festlegungen von diesen Normen.Ein gemeinsamer europäischer Arbeitsausschuss desCEN/TC 104 und des TC 288 arbeitet derzeit an einerHarmonisierung mit dem Ziel, die Materialanforderungenfür Beton für Bohrpfähle (EN 1536), Schlitzwände(EN1538) und Ortbeton-Verdrängungspfähle (EN 12699)in der gegenwärtig laufenden Neubearbeitung derEN 206-1 zu verankern. Der Übertragung der entsprechen-den Passagen soll danach mit Änderungsblättern zu denAusführungsnormen Rechnung getragen werden.

Als zusammenfassende Darstellung und Erläuterungder verschiedenen Pfahlsysteme mit ihren Besonderheitenund Qualitätsaspekten, der Bemessung von Einzelpfählenund Pfahlgruppen sowie der Prüfung der Tragfähigkeitund der Pfahlintegrität wurden vom zuständigen Normen-ausschuss 2007 die „Empfehlungen des ArbeitskreisesPfähle – EA-Pfähle“ herausgegeben. Im Januar 2012 wurdedie EA-Pfähle in einer komplett überarbeiteten und aktua-lisierten 2. Auflage [20] veröffentlicht, die in einem neuen13. Kapitel auch das Tragverhalten und die Nachweise fürPfähle unter zyklischen, dynamischen und stoßartigenEinwirkungen behandelt, die z. B. für die Gründung vonWindenergieanlagen von Bedeutung sind.

4.2.2 DIN EN 12699: Verdrängungspfähle

DIN EN 12699:2000 ersetzt hinsichtlich der AusführungDIN 4026:1986 „Rammpfähle – Herstellung, Bemessungund zulässige Belastung“. Sie hat gegenüber letzterer einenerweiterten Anwendungsbereich auf alle „voll“ verdrän-genden Pfahleinbringungsverfahren mit D ≥ 0,3 m für Ort-beton-Ramm- und Schraubpfähle bzw. D ≥ 0,15 m für Fer-tigpfähle. Die so genannten Teilverdrängungspfähle sindnicht Gegenstand der Norm, sondern werden den Bohr-pfählen nach DIN EN 1536 zugeordnet.

Die Festlegungen der Norm zu notwendigen Voraus-setzungen der Ausführung und der Ausführung, zu Bau-stoffen, zu Handhabung und Schutzmaßnahmen (z. B.Korrosionsschutz), zur Herstellreihenfolge, zu Verpres-sungen und zur Überwachung sind gegenüber DIN 4026wesentlich erweitert und präzisiert. Weiterhin werdenGrundsätze zu Pfahlversuchen gegeben.

Ende 2010 begann die Revision dieser Norm sowievon EN 14199 (Mikropfähle) in einer gemeinsamen Ar-beitsgruppe. Die Zusammenführung in eine Arbeitsgruppedient dem Ziel, die Anwendungsbereiche besser aufeinan-der abzustimmen und gemeinsame Elemente (Baugrund-untersuchungen, Verfahren, Materialien u.ä.) zu verein-heitlichen. Bei der Überarbeitung sollen auch die Inhalteder Vornorm DIN SPEC 18538:2012 eingebracht und dieErgebnisse der gemeinsamen Arbeitsgruppe CEN/TC 104– TC 288 hinsichtlich der Festlegungen zum Ortbeton be-rücksichtigt werden (siehe auch 4.2.1).

Es wird erwartet, dass Mitte 2012 die Umfrage zurKommentierung der Norm (Regelumfrage) bei den Mit-gliedsländern des CEN eingeleitet wird und die überarbei-tete Norm 2014 veröffentlicht werden kann.

4.2.3 DIN EN 14199: Pfähle mit kleinem Durchmesser(Mikropfähle)

DIN EN 14199:2005 ersetzt hinsichtlich der AusführungDIN 4128:1983 „Verpresspfähle (Ortbeton- und Ver-bundpfähle) mit kleinem Durchmesser – Herstellung, Bemessung und zulässige Belastung“. Ihr Anwendungs -bereich umfasst Ortbeton- und Verbundpfähle D ≤ 0,30 mmit kleinformatigen Bewehrungskörben oder stab- oderrohrförmigen Stahl-Traggliedern sowie Verdrängungs -pfähle D ≤ 0,15 m aus Stahl. Gegenüber DIN 4128:1983(Verpresspfähle) ist sie um durch Einschrauben herge -stellte Kleinpfähle sowie nicht verpresste Bohrpfähle erweitert, wobei die Abgrenzungen zu EN 1536 (Bohr-pfähle) und EN 12699 (Verdrängungspfähle) nur aufden Abmessungen beruhen. Dieser Schwachpunkt derNorm soll bei der anstehenden Überarbeitung beseitigtwerden.

Insbesondere hinsichtlich der Beständigkeitsfragenund der Anforderungen zu temporären oder permanentenPfählen waren die Festlegungen der EN 14199 unbefrie -digend, sodass die Erarbeitung der Vornorm längere Zeitin Anspruch nahm. Inzwischen wurden mit der FassungDIN EN 14199:2012 eine grundlegende Übersetzungs -korrektur sowie die Vornorm DIN SPEC 18539:2012 er-gänzenden Festlegungen erarbeitet (vgl. Tabelle 2).

Wie die beiden anderen Pfahlnormen enthältEN 14199 ausführliche Festlegungen zu den erforder -lichen Baugrunduntersuchungen und Voraussetzungenfür die Ausführung, zu Materialien, zum Korrosionsschutzund zum Verpressen sowie Hinweise zur Bemessung undPrüfung. Wegen der Vielzahl der Verfahrensvarianten ent-hält das Kapitel 8 im Wesentlichen nur die Festlegungenzu Teilaspekten der Ausführung; die Kombinationen wur-den in informativen Anhängen dargestellt. Weiter enthältdie Norm umfangreiche Festlegungen zur Qualitätssiche-rung und Kontrolle.

Bei der 2010 begonnenen Überarbeitung der Normwird u.a. die Abgrenzung zu EN 12699 neu definiert, so-dass nur noch gebohrte Mikropfähle behandelt werdenund unabhängig vom Durchmesser alle Verdrängungs-pfähle der EN 12699 zugeordnet werden. Weitere Punktezur Überarbeitung sind u.a.:− Harmonisierung der Anforderungen zum Korrosions-

schutz mit EN 1537 (Verpressanker) und EN 14490(Boden vernagelung) und

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− Prüfung der Notwendigkeit für Abnahmeversuche.

Es wird erwartet, dass Mitte 2012 die Regelumfrage beginnt und die überarbeitete Norm 2014 veröffentlichtwerden kann.

Für verpresste Mikropfähle mit stab- oder rohrförmi-gen Stahl-Traggliedern sind in Deutschland wegen der Ver-bundfragen, der Verankerungs- und Koppelungselementesowie des Korrosionsschutzes allgemeine bauaufsichtlicheZulassungen erforderlich.

4.2.4 DIN EN 1538: Schlitzwände

Der Anwendungsbereich der DIN EN 1538:2000 umfasstOrtbeton- und Fertigteilschlitzwände sowie Dichtwändevon mindestens B = 0,40 m Dicke, einer Tiefe D ≥ 5 m undeinem Tiefenverhältnis D/B ≥ 5. Sie ersetzt hinsichtlichder Ausführung DIN 4126:1986 „Ortbeton-Schlitzwände –Konstruktion und Ausführung“.

Bezüglich der wesentlichen Verfahrensschritte undAnforderungen ist DIN EN 1538 vergleichbar mitDIN 4126. Einige Festlegungen sind jedoch weniger streng(z. B. Abstand des Schüttrohrs von den Stirnseiten desSchlitzes), andere detaillierter (z. B. Einzelheiten der Be-wehrung, Anforderungen für Einbauten). Die einzelnenPhasen der Ausführung und die Anforderungen für Kon-trollen und Überwachungen sind ausführlicher als inDIN 4126 behandelt. Die Norm enthält weiter Regelungenfür die Anwendung von Polymersuspensionen, selbsthär-tende Suspensionen und im Trockenen ausgeführte Wän-de, die allerdings in Deutschland nicht verbreitet sind.

In DIN EN 1538 sind nur allgemeine Festlegungenzur Standsicherheit des ausgehobenen Schlitzes enthal-ten; konkrete Anforderungen für entsprechende Nachwei-se des „offenen“ Schlitzes und die Bemessung der erhärte-ten Wand fehlen. Diese sind deshalb in einer Neufassungder DIN 4126 behandelt und auf das Teilsicherheitskon-zept abgestimmt. Nach der Entwurfsfassung E DIN4126:2004 ist 2012 die abschließende Behandlung dieserNorm vorgesehen. Zusätzlich ist eine Vornorm(DIN SPEC) mit ergänzenden Festlegungen geplant.

4.2.5 DIN EN 1537: Verpressanker

Die Norm DIN EN 1537:2000 ersetzt hinsichtlich der Aus-führung DIN 4125:1990 „Verpressanker, Kurzzeit- undDaueranker, Bemessung, Ausführung und Prüfung“. Siebetrifft ausschließlich Verpressanker, deren Tragverhaltenindividuell geprüft wird. 2011 wurde eine Berichtigung zurDIN EN 1537:2000 herausgegeben, ergänzende Festlegun-gen sind in der Vornorm DIN SPEC 18537:2012 enthalten.

Schwierigkeiten bei der Bearbeitung der EN 1537 er-gaben sich dadurch, dass in Europa verschiedene Konzep-te hinsichtlich des Korrosionsschutzes, der Bemessungund der Prüfung existieren, von denen jedes seine Berech-tigung hat, die aber nicht zur Deckung gebracht werdenkönnen. Die Norm konnte deshalb für die betreffendenSachverhalte nur grundsätzliche Anforderungen auflistenund dazu jeweilige Verfahrensmöglichkeiten angeben. In-formative Anhänge enthalten nähere Festlegungen für dieBemessung (Anhang D) und Beispiele für die drei etablier-ten Ankerprüfverfahren (Anhang E). Wegen der zeitlich

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unterschiedlichen Bearbeitung und Veröffentlichung derjeweiligen Normen wurden diese Anhänge seinerzeit aller-dings nicht mit den jeweils zuständigen KomiteesCEN/TC 250/SC7 und TC 341 abgestimmt

DIN EN 1537:2000 unterscheidet wie DIN 4125:1990zwischen Temporär- und Dauerankern, für die jeweils un-terschiedliche Anforderungen für den Korrosionsschutzund die Prüfung formuliert sind. Aufgrund der vielfältigenMethoden und Materialien zum Korrosionsschutz und de-ren Prüfung sowie die Überwachungs- und Genehmigungs-anforderungen ist die Norm aber weniger konkret und an-wenderfreundlich und bereichsweise unübersichtlich inder textlichen Darstellung. Eine weitere Problematik be-trifft den so genannten „Technischen Bauherrenvertreter“,in dessen Kompetenz verschiedene Genehmigungs- undPrüfaufgaben fallen. Nach deutschem Verständnis wäreneinige der Aufgaben durch die Zulassungsstelle (z. B. durchdas Deutsche Institut für Bautechnik (DIBt)) und anderedurch eine so genannte PÜZ-Stelle (Prüf- und Überwa-chungsstelle gemäß Bauordnung) oder den Geotechni-schen Sachverständigen zu erfüllen, siehe [10].

Für alle Anker fordert DIN EN 1537:2000 weiter ei-nen so genannten Systemversuch für den Korrosions-schutz, ohne diesen näher zu definieren. Ein solcher wärenach DIN 4125:1990 jedoch nur für Daueranker im Rah-men der Grundsatzprüfung zur Erlangung einer Zulassungerforderlich, da Kurzzeitanker nach DIN 4125:1990 gefer-tigt werden können. Demzufolge stellt DIN EN 1537:2000gegenüber DIN 4125 einen Rückschritt dar und bestehenin Deutschland Vorbehalte gegen die Anwendung.

Aufgrund der in mehreren Ländern erkannten Defi-zite der Norm wurde 2007 mit der Überarbeitung begon-nen und 2009/10 für einen neuen Entwurf die Regelum-frage durchgeführt. Nach Bearbeitung der vielen Einsprü-che und Kommentare wurde Ende 2011 der Schlussent-wurf fprEN 1537:2011 zur Abstimmung vorgelegt. In dieNeufassung sind bereits wesentliche Elemente derDIN SPEC 18537 eingebracht worden. Es wird erwartet,dass die überarbeitete Norm 2013 veröffentlicht werdenwird.

Gemäß der vom CEN getroffenen Zuordnung derMandate sind in der überarbeiteten Fassung die AnhängeD (Bemessung) und E (Ankerprüfung) nicht mehr enthal-ten. Zukünftig werden die Bemessungen in einem revi-dierten Abschnitt 8 „Verankerungen“ des EC 7 und die An-kerprüfungen in EN ISO 22477-5 „Geotechnische Erkun-dung und Untersuchung – Prüfung von geotechnischenBauwerken und Bauwerksteilen – Teil 5: Ankerprüfun-gen“ enthalten sein.

Während der Überarbeitung der EN 1537 gab es kon-tinuierliche Abstimmungen zu Inhalten, Darstellungenund Formulierungen mit dem CEN/TC 250/SC 7 undCEN/TC 341/WG 4. Die Arbeiten dieser beiden Komiteessind aber noch nicht so weit fortgeschritten, dass mit derNeuausgabe der DIN EN 1537 auch die Normen zur Bemessung und Prüfung vorliegen werden. Für eine Über-gangszeit müssen daher durch die einzelnen Mitglieds -organisationen des CEN nationale Lösungen getroffenwerden. Durch DIN SPEC 18537 ist dies für Deutschlanderfüllt.

Es ist davon auszugehen, dass nach Veröffentlichungder Normen die in Deutschland bewährte grundsätzliche

Anforderung bestehen bleibt, dass für Daueranker ein Ver-wendbarkeitsnachweis (z. B. Zulassung) erforderlich seinwird.

4.2.6 DIN EN 14490: Bodenvernagelung

Für DIN EN 14490:2010 gibt es keine deutsche Entspre-chung, da die Anforderungen an die betreffenden Ver -fahren und Nachweise bislang durch allgemeine bauauf-sichtliche Zulassungen des DIBt geregelt werden. DieNorm betrifft alle Arten der Bodenvernagelung, aktive mitstarrer oder flexibler Vorsatzschale (oder Netze) sowiepassive Nägel, die als Bodenbewehrung wirken. Die Fest-legungen umfassen sowohl die Ausbildung und das Ein-bauen der Nägel als auch die Ausbildung der Vorsatz -schalen. Weiterhin werden in einem informativen AnhangRegeln für Versuche zum Tragverhalten der Nägel gege-ben.

Derzeit ist die Erarbeitung und Herausgabe einerVornorm (DIN SPEC) nicht geplant. Es ist davon auszuge-hen, dass sowohl für Temporär- als auch für Dauernägelweiterhin Verwendbarkeitsnachweise (z. B. Zulassungen)erforderlich sein werden.

4.2.7 DIN EN 12063: Spundwandkonstruktionen

Für die europäische Spundwandnorm DIN EN12063:1999 gibt es keine deutsche Entsprechung. DieNorm ist gut gegliedert und enthält in oft lehrbuchhafterund ausführlicher Form alle wesentlichen Anforderungenfür Transport, Annahme, Lagerung, Handhabung, Einbau,Verbindungen und Verankerungen, Schweißungen u.ä.,die großenteils auch mit Bildern erläutert werden. Ein be-sonderes Kapitel ist Holz-Spundwänden gewidmet. DieNorm wird weitgehend akzeptiert, und ihre Anwendungist auch in Deutschland uneingeschränkt gegeben. Siewurde in der Regelumfrage 2010 für weitere fünf Jahre be-stätigt. Für zukünftige Überarbeitungen wurden vorge-merkt:− Aktualisierung der normativen Verweise.− Klärungen bei einzelnen Einbringverfahren.− Klärungen hinsichtlich der Verankerung durch andere

als Verpressanker nach DIN EN 1537.

4.2.8 DIN EN 12715: Injektionen

DIN EN 12715:2000 ersetzt hinsichtlich der AusführungDIN 4093:1987 „Einpressen in den Untergrund – Planung,Ausführung, Prüfung“. Die Norm enthält in übersicht -licher Form die Anforderungen für alle Arten von Injektio-nen in den Untergrund, die dazu benutzten Materialienund die erforderlichen Nachweise und Prüfverfahren. Be-sonders viel Raum ist dem Kapitel 7 „Hinweise zu Ent-wurf und Bemessung“ gegeben, in dem in ausführlicherForm die Grundlagen für Planungen, Ziele und Prinzi-pien, die Charakteristika der Einbringverfahren und dieEinbringparameter dargestellt sind.

Obwohl von einigen nationalen Normungsinstitutio-nen die Regelungen für Injektionen in Fels und andereFestlegungen als ergänzungsbedürftig angesehen werden,wurde die Norm 2010 in der Regelumfrage bis 2015 bestä-tigt.

Die Bearbeitung einer Vornorm ist gegenwärtig nichtvorgesehen, wohl aber die Herausgabe einer zugeordnetenBemessungsnorm, die 2011 als Entwurf E DIN 4093:2011„Baugrund – Bemessung von Abdichtungs- und Verfes -tigungskörpern – Injektionen, Düsenstrahlverfahren, tief-greifende Bodenstabilisierung“ vorgelegt wurde.

4.2.9 DIN EN 12716: Düsenstrahlverfahren

EN 12716:2001 hat keine entsprechende DIN-Vorgänger-norm, da die Sachverhalte bislang durch Zulassungen desDIBt geregelt werden. Die Norm enthält in übersichtlicherForm die Anforderungen für alle Verfahrensarten, die da-zu benutzten Materialien und die erforderlichen Nachwei-se und Prüfverfahren. Die Randbedingungen und typischeDüs pa ra meter werden angegeben. Die Ausführung vonver ti ka len und geneigten Säulen und Lamellen werdenausführlich dargestellt, die besonderen Anforderungen fürdie Her stellung von Dichtsohlen sind dagegen nicht aus-reichend.

In der Regelumfrage 2011 wurde die Norm trotz dervon einigen Ländern, auch von Deutschland, verlangtenRevision bis 2016 bestätigt,

Wie für DIN EN 12715 ist die Bearbeitung einer Vor-norm gegenwärtig nicht vorgesehen, aber die Herausgabeeiner Bemessungsnorm, die als Entwurf E DIN 4093:2011vorliegt (siehe 4.2.8).

4.2.10 DIN EN 14475: Bewehrte Schüttkörper

DIN EN 14715:2006 hat keine entsprechende DIN-Vor-gängernorm. Die Vorgehensweise wurde zuvor u.a. im„Merkblatt für die Anwendung von Geokunststoffen imErdbau des Straßenbaues“ geregelt. Die Norm behandeltsehr ausführlich und in teils lehrbuchhafter Form alle Ar-ten der Bodenbewehrung zur Herstellung aufgeschütteterBöschungen und Dämme, die unterschiedlichen Frontaus-bildungen, die Verwendung von Geokunststoffen als Zug-bewehrung unter Dämmen usw. sowie die jeweiligen Prüf-verfahren und Nachweise.

Die Norm stand 2011 zur Regelumfrage an. Obwohlvon einigen Mitgliedsorganisationen des CEN aufgrundder raschen technischen Entwicklung der Verfahren undzur Verkürzung der Norm eine Überarbeitung befürwortetwurde, wurde die Norm mehrheitlich bis 2016 bestätigt.

Für die Berechnung derartiger Konstruktionen wirdin Ergänzung zur DIN 1054 die „EBGEO – Empfehlungenfür den Entwurf und die Berechnung von Erdkörpern mitBewehrungen aus Geokunststoffen“ [21] verwendet.

4.2.11 DIN EN 14679: Tiefreichende Bodenstabilisierung

DIN EN 14679:2005 hat keine entsprechende DIN-Vor-gängernorm, da die Sachverhalte bislang durch Zulassun-gen des DIBt geregelt werden. Die Norm behandelt alleVerfahren der Bodenvermörtelung für die Herstellung vonGründungskörpern, Stützwänden, Dammschüttungen,Bodenverbesserung unter Flachgründungen und Ver-kehrswegen usw. Sie enthält die Anforderungen für dieAufbereitung der in den Boden einzubringenden Materia-lien, die unterschiedlichen Verfahren zur Einbringung unddie erforderlichen Qualitätsnachweise.

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In der Regelumfrage 2010 wurde die Norm mit gro-ßer Mehrheit als nicht überarbeitungsbedürftig erkanntund bis 2015 bestätigt.

Auch für diese Norm ist die Bearbeitung einer Vor-norm gegenwärtig nicht vorgesehen, aber die Herausgabeeiner Bemessungsnorm, die als Entwurf E DIN 4093:2011vorliegt (siehe 4.2.8).

4.2.12 DIN EN 14731: Baugrundverbesserung durch Tiefenrüttelverfahren

DIN EN 14731:2005 hat keine entsprechende DIN- Vorgängernorm, und die entsprechenden Sachverhaltewerden bislang nicht in Zulassungen geregelt. Die Normbehandelt in übersichtlicher Form, in Teilen allerdingslehrbuchhaft, alle relevanten Verfahren zur dynamischenTiefenverdichtung mittels Rüttelverfahren und das Ein-bringen von Stopf- und Steinsäulen, die auch in Deutsch-land angewendet werden.

In der Regelumfrage 2010 wurde die Norm mit gro-ßer Mehrheit als nicht überarbeitungsbedürftig erkanntund bis 2015 bestätigt.

4.2.13 DIN EN 15237: Vertikaldräns

DIN EN 15237:2007 hat keine entsprechende DIN-Vorgänger norm, und die entsprechenden Sachverhaltewerden bislang nicht in Zulassungen geregelt. Die Normumfasst alle relevanten Verfahren, die hinsichtlich dergrundlegenden Anforderungen im normativen Text undhinsichtlich der praktischen Ausführung und der Bemes-sung in lehrbuchhaften informativen Anhängen behandeltwerden.

Die Norm steht 2012 zur Regelumfrage an. Derzeitwird in Deutschland kein Überarbeitungsbedarf gesehen.

4.3 Erfahrungen und Plan für weitere Überarbeitungen

Der für die Ausführungsnormen erzielte Standard ent-spricht aufgrund der bei den Bearbeitungen in internatio-nal besetzten Arbeitsgruppen und Technischen Komiteeseinzugehenden Kompromisse, dem von CEN vorgegebe-nen engen Zeitrahmen für die Bearbeitungen und die not-wendigen Kooperationen mehrerer Komitees noch nichtüberall der Qualität nationaler Normen. Die Normen ein-zelner Bereiche, z. B. Bemessungs-, Material-, Ausfüh-rungs- und Prüfnormen sind oft noch nicht ausreichendkompatibel, auch verwandte Normen, z. B. die drei Pfahl-normen oder die vier Normen zu den Baugrundverbesse-rungsverfahren sind z. T. noch nicht ausreichend aufei-nander abgestimmt.

Es ist daher erforderlich, die in den Regularien desCEN vorgesehenen turnusmäßigen Überprüfungen zunutzen und Normen bei erkannten Defiziten durch Über-arbeitungen zu verbessern. Dabei sollten sich die Anwen-der der Normen aktiv einbringen, um die nationalen Spie-gelausschüsse und international besetzten Arbeitsgruppender Technischen Komitees zu unterstützen.

Für den Bereich der Ausführungsnormen ist geplant,hinsichtlich der angewandten Verfahren, eingesetzter Ma-terialien, Schutz- und Qualitätssicherungsmaßnahmenverwandte Normen möglichst in gemeinsamen Arbeits-

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gruppen zu überarbeiten. Dies ist für EN 1536 „Bohrpfäh-le“ und EN 1538 „Schlitzwände“ bereits erfolgt und hatzur Verbesserung beider Normen geführt. Gegenwärtigwerden EN 12699 „Verdrängungspfähle“ und EN 14199„Mikropfähle“ in einer Arbeitsgruppe gemeinsam revi-diert. Die Erfahrung hat gezeigt, dass gemeinsame Überar-beitungen innerhalb von drei Jahren erfolgreich durchge-führt werden können. Geplant sind weitere gemeinsameÜberarbeitungen, z. B. für− EN 12715 „Injektionen“ mit EN 12716 „Düsenstrahlver-

fahren“ und EN 14679 „Tiefreichende Bodenstabilisie-rung“ oder für

− EN 1537 „Verankerungen“ mit EN 14199“ Mikropfähle“und EN 14490 „Bodenvernagelung“, um u.a. die Korro-sionsschutzanforderungen zu vereinheitlichen.

Diese Überarbeitungen könnten nacheinander beginnen,z. B. Im Zweijahres-Turnus, um den gesamten Arbeitsauf-wand zu optimieren.

5 Bauaufsichtliche Einführung im Anwendungsbereichder Landesbauordnungen

5.1 Normen und Technische Baubestimmungen

Die Landesbauordnungen bilden als Gesetze der Bundes-länder einen wesentlichen Bestandteil des öffentlichenBaurechts in Deutschland. Geotechnische Bauvorhabenfinden zwar häufig im Anwendungsbereich der Landes-bauordnungen statt, dieses Recht gilt jedoch nicht für An-lagen des öffentlichen Verkehrs und andere Ausnahmengemäß § 1 der Landesbauordnungen. Geotechnische Bau-maßnahmen im Wasserstraßenbau und Eisenbahnbau un-terliegen beispielsweise nicht dem Anwendungsbereichder Landesbauordnungen.

Die Anforderung „Jede bauliche Anlage muss imGanzen und in ihren einzelnen Teilen sowie für sich alleinstandsicher sein“ aus § 12 Absatz 1 Satz 1 Muster-Bauord-nung (MBO) [12] ist mit sprachlichen Nuancen in allenLandesbauordnungen im jeweiligen Paragrafen über dieStandsicherheit zu finden. Wie der Nachweis der Standsi-cherheit im Detail zu erbringen ist, regelt der Gesetzgeberindes nicht selber. Nicht einmal eine Begriffsdefinition fürStandsicherheit ist in den Landesbauordnungen zu fin-den. Standsicherheit ist somit ein unbestimmter Rechtsbe-griff der Landesbauordnungen, der durch ausgewählte Re-geln der Technik präzisiert wird.

In der deutschen Normungsstrategie [18] wird darge-legt, dass die Normung eine Leistung der interessiertenKreise darstellt, die jedem Einzelnen in unterschiedlicherWeise dient. Die Entlastung der staatlichen Regelsetzungdurch Normen ist als Ziel 3 in der deutschen Normungs-strategie verankert. Die Normung dient in Deutschlandund Europa aber auch anderen Zielen.

Im Anwendungsbereich der Landesbauordnungenwerden deshalb nicht alle allgemein anerkannten Regelnder Technik gesetzlich in Bezug genommen. Im Interesseder Deregulierung und der Konzentration auf einen si-cherheitsrechtlich unverzichtbaren Minimalkanon mate-rieller Anforderungen [13] werden zur Wahrung der im § 3formulierten Schutzziele der Landesbauordnungen ausge-wählte technische Regeln als Technische Baubestimmun-gen im Anwendungsbereich der Landesbauordnungen

bekanntgemacht. Die Veröffentlichung [13] des Vorsitzen-den der Fachkommission Bauaufsicht der Bau minister -kon ferenz enthält auch ausführliche Darlegungen zurRechtsnatur und rechtlichen Wirkungsweise der Techni-schen Baubestimmungen.

Die Bauordnungen der Länder gestatten Abweichun-gen von den Technischen Baubestimmungen entspre-chend § 3 Absatz 3 Satz 3 MBO nur dann, wenn mit eineranderen Lösung die Schutzziele in gleichem Maß erfülltwerden. Ergänzend werden im materiellen Recht der Lan-desbauordnungen für Bauprodukte und Bauarten, dienicht genormt und daher nicht geregelt sind oder die vonden Technischen Baubestimmungen wesentlich abwei-chen, bauaufsichtliche Verwendbarkeitsnachweise gefor-dert. Normen, die als Technische Baubestimmungen be-kannt gemacht sind, erhalten im Rahmen dieser gesetz -lichen Regelungen einen Bestimmungscharakter im An-wendungsbereich der Landesbauordnungen. Gleichzeitigeröffnen die bauaufsichtlichen Verwendbarkeitsnachwei-se Raum für Innovation unter Beachtung bauordnungs-rechtlicher Mindestanforderungen.

5.2 Die Bauregelliste und die Listen der Technischen Baubestimmungen

5.2.1 Grundlagen

Bauliche Anlagen sind in der Regel architektonische undingenieurtechnische Unikate und entziehen sich schon dadurch der ganzheitlichen Normierung. Im Bauord-nungsrecht der Länder sind deshalb zwei Listen vorgese-hen, durch die Normen und andere Regeln der Technik öf-fentlich bekanntgemacht werden, die zur Wahrung derSchutzziele zu beachten sind:− Die Bauregelliste konkretisiert bauordnungsrechtliche

Anforderungen für Bauprodukte und Bauarten.− Die Liste der Technischen Baubestimmungen präzisiert

die bauordnungsrechtlichen Anforderungen an die Be-messung und die Bauausführung baulicher Anlagen.

Die unabhängige Kontrolle der Mindestanforderungender Bauregelliste und der Liste der Technischen Baube-stimmungen erfolgt in Abhängigkeit vom Verfahrensrechtder Landesbauordnungen durch herstellerunabhängigePrüf-, Überwachungs- und Zertifizierungsstellen im Her-stellungsverfahren der Bauprodukte und Bauarten sowiedurch Mitarbeiter der Bauaufsichtsbehörden, anerkanntePrüfsachverständige oder Prüfingenieure im Rahmen derbautechnischen Prüfungen, der Bauüberwachung und derBauzustandsbesichtigung.

5.2.2 Die Bauregelliste

Die Bauregelliste [14] wird im Einvernehmen mit allenLändern vom Deutschen Institut für Bautechnik bekannt-gemacht. Es gibt also nur eine Bauregelliste für Deutsch-land. Sie untergliedert sich in den Teil A für nationale Bauprodukte und Bauarten, den Teil B für europäisch har-monisierte Bauprodukte und Bauarten und einen Teil Cfür Produkte, die für die Erfüllung bauordnungs recht -licher Anforderungen nur untergeordnete Bedeutung ha-ben.

Der Baugrund ist kein Bauprodukt sondern ein na-türlich anstehendes Material. Der Baugrund kann durch

Aufschlüsse zwar stichprobenhaft erkundet und gutacht-lich bewertet werden, eine Übereinstimmung mit einerNorm kann für den vor Ort anstehenden Baugrund abernicht erklärt werden. Es verbleibt naturgemäß ein Restrisi-ko, das durch eine dem Bauvorhaben angemessene Er-kundung jedoch minimiert werden kann. Baugrund wirderst dann zum normierbaren Bauprodukt, wenn Böden in-dustriell aufbereitet werden – beispielsweise als Gesteins-körnungen für Beton.

In der Bauregelliste sind die Normen der Geotechnikdaher nur in Einzelfällen zu finden. Beispielhaft seien hierdie Bauprodukte „Kurzzeitanker“ (Nr. 8.2 der Bauregellis-te A Teil 1) oder „Rammpfähle aus Stahl ohne Stoßverbin-dung“ (Nr. 4.10.1 der Bauregelliste A Teil 1) genannt. In Er-mangelung eigenständiger Produktnormen werden dieDIN 4125:1990 für Verpressanker und die DIN 4026:1975für Rammpfähle seit Jahren nicht nur als Technische Bau-bestimmungen für die Bemessung und Bauausführung be-kanntgemacht sondern auch als Technische Regeln für diein der Bauregelliste benannten Bauprodukte. Diese Ein-träge in der Bauregelliste A Teil 1 sind dabei trotz der Be-kanntmachung der Norm in der Liste der TechnischenBaubestimmungen keinesfalls entbehrlich, weil die Ver-knüpfung zwischen der technischen Regel für das Baupro-dukt und dem bauordnungsrechtlich vorgeschriebenenÜbereinstimmungsnachweisverfahren für national gere-gelte Bauprodukte in der bauordnungsrechtlichen Syste-matik nur in der Bauregelliste erfolgen kann. Darüber hin -aus ergänzt die Nr. 8.2 Bauregelliste A Teil 1 für „Kurz zeit -anker“ Verwendungsregelungen für Zement sowie Anker-köpfe und Koppelelemente in den Anlagen 1.33 und 8.1.

5.2.3 Die Liste der Technischen Baubestimmungen

Die Liste der Technischen Baubestimmungen jedes Bun-deslandes besteht aus drei Teilen. Nur der Teil 1 der Listeder Technischen Baubestimmungen wird von den 16 Län-dern selbst bekanntgemacht. Die Listen der Länder basie-ren zwar auf einer Musterliste der Technischen Baube-stimmungen, die rechtswirksame Veröffentlichung desTeil 1 der Liste der Technischen Baubestimmungen ver-bleibt aber in der föderalen Festlegungskompetenz undkann auch vom Muster abweichen.

Die Teile 2 und 3 der Liste der Technischen Baube-stimmungen werden – wie die Bauregelliste – im Einver-nehmen mit allen Ländern vom Deutschen Institut fürBautechnik in den DIBt-Mitteilungen veröffentlicht. DieseTeile der Liste der Technischen Baubestimmungen enthal-ten Anwendungsregelungen für Bauprodukte und Bausät-ze nach europäisch technischen Zulassungen und europä-isch harmonisierten Normen.

Als Technische Baubestimmungen werden ausge-suchte Normen der Geotechnik durch Einträge im Ab-schnitt 2.1 „Grundbau“ des länderspezifischen Teils 1 derListe der Technischen Baubestimmungen bekanntge-macht. Beispielsweise ist die Bemessungsnorm DIN 1054der Geotechnik unter der lfd. Nr. 2.1.1, die Rammpfahl-norm DIN 4026 unter der lfd. Nr. 2.1.3 und die Anker-norm DIN 4125 unter der lfd. Nr. 2.1.7 in den 16 Länder-listen zu finden. Als einzige europäische Norm der Geo-technik wurde hier bislang die DIN EN 1536 für Bohr-pfähle in Verbindung mit dem DIN Fachbericht 129, dem

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

5.3 Veränderungsankündigungen und vorzeitige Anwendbarkeit

Der Vorsitzende der Fachkommission Bautechnik derBauministerkonferenz hat im August 2010 die bauauf-sichtliche Einführung eines umfangreichen Eurocode-Pa-kets als Technische Baubestimmungen im Anwendungsbe-reich des Bauordnungsrechts der Länder mit geplanterStichtagsregelung zum 1. Juli 2012 angekündigt [15]. EineParallelgeltung bisheriger und neuer Technischer Baube-stimmungen ist dabei nicht vorgesehen. Diese Ankündi-gung umfasste auch den Teil 1 des Eurocodes 7 der Geo-technik. Knapp ein Jahr später hat der Präsident des Deut-schen Instituts für Bautechnik nochmals Erläuterungenzur bauaufsichtlichen Einführung der Eurocodes [16] ver-öffentlicht.

Im Dezember 2010 und im April 2011 hat die Fach-kommission Bautechnik der Bauministerkonferenz zudemländerübergreifend abgestimmte Voraussetzungen [17]veröffentlicht, die die Anwendung bestimmter Eurocode-teile bereits vor ihrer Bekanntmachung als TechnischeBaubestimmungen ermöglichen. Auf der Grundlage dieserVeröffentlichung können Teile des EC 7-1 in Verbindungmit dem Nationalen Anhang und der neuen DIN1054:2010 – beispielsweise für Flachgründungen – bereitsin der Übergangszeit bis zum Stichtag als gleichwertigeLösung zur aktuell geltenden Technischen Baubestim-mung DIN 1054:2005 mit den zugehörigen Berichtigungs-blättern angewendet werden.

Im Spezialtiefbau muss die Bemessung und Ausfüh-rung aber aktuell noch auf der Grundlage der bisher gülti-gen Technischen Baubestimmungen erfolgen, weil die er-forderlichen DIN SPEC Vornormen mit ergänzenden Re-gelungen zu den europäischen Spezialtiefbaunormen nochnicht in die Liste der Baubestimmungen aufgenommensind.

5.4 Die neue Musterliste der Technischen Baubestimmungen

Die Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonfe-renz hat auf ihrer Sitzung am 7./8. Dezember 2011 Ände-rungen der Musterliste der Technischen Baubestimmun-gen (M-LTB) beschlossen. Dabei wurde ein umfangreichesEurocode-Paket in die Musterliste aufgenommen undgleichzeitig die DIN-Normen gestrichen, die durch die Eu-rocodes ersetzt werden.

Im Bereich der Geotechnik wurde der Eurocode 7-1(DIN EN 1997-1:2009) in Verbindung mit dem NationalenAnhang DIN EN 1997-1/NA:2010 und der DIN1054:2010-12 in die Musterliste der Technischen Baube-stimmungen aufgenommen. Außerdem enthält die Mus-terliste einen Eintrag zum vorgesehenen ÄnderungsblattDIN 1054/A1:2012 zur DIN 1054:2010, das erst als Ent-wurf vorliegt. Die DIN 1054:2005 wurde gestrichen.

Ergänzend sollen auch die europäischen Ausfüh-rungsnormen DIN EN 1536:2010 für Bohrpfähle, die DINEN 1537:2001 für Verpressanker, die DIN EN 12699:2001für Verdrängungspfähle und die DIN EN 14199:2012 für

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Mikro pfähle mit den zugehörigen DIN SPEC Ergänzungs-dokumenten als Technische Baubestimmungen bekannt-gemacht werden. Die Musterliste enthält deshalb schonEinträge für DIN SPEC 18140:2012 für Bohrpfähle,DIN SPEC 18537:2012 für Verpressanker, DIN SPEC18538:2012 für Verdrängungspfähle und DIN SPEC18539:2012 für Mikropfähle, die erst im Februar 2012 ver-öffentlicht wurden.

Die Aufnahme noch nicht veröffentlichter Norm -dokumente in die Musterliste der Technischen Baubestim-mungen ist nur deshalb möglich, weil das Muster keineRechtswirksamkeit entfaltet. Sie dient den Bundesländernals Muster für den länderspezifischen Teil der Liste derTechnischen Baubestimmungen und ermöglicht ein län-derübergreifendes Verfahren nach der europäischenRicht linie 98/34/EG über das Informationsverfahren aufdem Gebiet der Normen und technischen Vorschriften.Darüber hinaus dient die Musterliste der TechnischenBaubestimmungen der Vorabinformation, damit sich dieBaupraxis auf die Anwendung der künftigen TechnischenBaubestimmungen vorbereiten kann. Hierfür wurden diebeschlossenen Änderungen der Musterliste der Techni-schen Baubestimmung vom Dezember 2011 bereits im öf-fentlich zugänglichen Bereich des Informationssystemsder Bauministerkonferenz veröffentlicht [22].

Die neue Musterliste wird im Abschnitt Grundbauweniger Zeilen enthalten als die Vorgängerfassung. Nebender Listenzeile für die grundlegenden Bemessungsnormender Geotechnik und die vier Zeilen für die Ausführungvon Verpressankern, Bohrpfählen, Verdrängungspfählenund Mikropfählen, ist aktuell nur ein Eintrag für die neueUnterfangungsnorm DIN 4123:2011 in der Musterliste ent-halten.

Der bisherige Eintrag der DIN 4124:1981 für die Aus-führung von Baugruben und Gräben ist dauerhaft ent-behrlich geworden. Von dieser Norm waren bislang nureinzelne bemessungsrelevante Abschnitte als TechnischeBaubestimmung bekanntgemacht. Die bemessungsrele-vanten Inhalte haben jedoch Eingang in die neue DIN1054:2010 gefunden und die neue DIN 4124:2012 entwi-ckelt sich als Norm mit besonderer Bedeutung für den Ar-beitsschutz weiter und wird durch die Unfallverhütungs-vorschriften von einem anderen Rechtsbereich in Bezuggenommen.

In den bisherigen Baubestimmungen DIN 4126:1986für Schlitzwände und DIN 4093:1987 für Injektionen sindviele Verweisungen veraltet. Für die Ausführung vonSchlitzwänden und Injektionen liegen mit DIN EN 1538und DIN EN 12715 zwar bereits europäische Ausfüh-rungsnormen vor, die Umsetzung aller Ziele der deut-schen Normungsstrategie ist jedoch noch nicht in demMaß geglückt, dass DIN SPEC Ergänzungsdokumenteentbehrlich wären. Diese Dokumente wurden jedochnoch nicht erarbeitet. Die Listenzeilen zur Bekanntma-chung von Technischen Baubestimmungen für die Aus-führung von Schlitzwänden und Injektionen sind in derMusterliste daher vorerst gestrichen worden.

5.5 Ausblick

Die Bundesländer werden die geänderte Musterliste derTechnischen Baubestimmungen vom Dezember 2011 nur

dann mustergetreu umsetzen können, wenn alle gelistetenNormdokumente im Konsens vom DIN beschlossen undauch vom Beuth-Verlag veröffentlicht wurden. Die rechts-wirksame Bekanntmachung kann zudem erst nach Ab-schluss des europäischen Informationsverfahrens erfol-gen, das je nach Verlauf 3 oder 6 Monate dauert. DieRechtswirksamkeit der Technischen Baubestimmungenbeginnt erst mit der Bekanntmachung neuer Listen derTechnischen Baubestimmungen in den Ländern.

Parallel zur Umsetzung des Teil 1 der Musterliste derTechnischen Baubestimmungen in den Ländern mussauch die Bauregelliste länderübergreifend fortgeschriebenwerden, damit sich die Listen nicht auseinanderentwi-ckeln. Im Bereich der Geotechnik ist also beispielsweiseeine Fortschreibung für „Kurzzeitanker“, „Rammpfähleaus Stahl ohne Stoßverbindung“ sowie weiterer Baupro-dukte erforderlich.

Mit der Beschlussfassung der Fachkommission Bau-technik zur Änderung der Musterliste der TechnischenBaubestimmungen vom Dezember 2011 ist jedoch länder-übergreifend ein wichtiger Schritt in Richtung der bauauf-sichtlichen Einführung der Eurocodes im Anwendungsbe-reich der Landesbauordnungen getan.

Literatur

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[10] Linder, W.-R.: Die Europäischen Normen für den Spezial-tiefbau – Entwicklung, Verbindlichkeit, Anwendung inDeutschland. In: Hettler (Hrsg.): Eurocode 7: Einführung inDeutschland. RuhrGeo Tag 2011. Schriftenreihe des Lehr-stuhls Baugrund-Grundbau der Technischen Universität Dort-mund, Heft 30. Dortmund, 2011.

[11] Linder, W.-R., Siebke, H. H.: Bohrpfähle, Ausführung vonbesonderen geotechnischen Arbeiten. Berlin: Beuth, 2004.

[12] Musterbauordnung – MBO (Fassung November 2002, zu-letzt geändert im Oktober 2008), veröffentlicht im öffentlichzugänglichen Teil des Informationssystems der Bauminister-konferenz (Mustervorschriften/Mustererlasse in www.is-arge-bau-de bzw. www.bauministerkonferenz.de ).

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[15] Schubert, W.: Bauaufsichtliche Einführung der Eurocodes.Rundschreiben des Vorsitzenden der Fachkommission Bau-technik der Bauministerkonferenz an die Kammern und Ver-bände, 25.08.2010, veröffentlicht im öffentlich zugänglichenTeil des Informationssystems der Bauministerkonferenz (Mus-tervorschriften/Mustererlasse in www.is-argebau-de bzw.www.bauministerkonferenz.de )

[16] Breitschaft, G.: Die bauaufsichtliche Einführung der Euro-codes. Bauingenieur 86 (2011), Heft 7, S. 303–306.

[17] Fachkommission Bautechnik der Bauministerkonferenz:Erläuterungen zur Anwendung der Eurocodes vor ihrer Be-kanntmachung als Technische Baubestimmungen. DIBt-Mit-teilungen 6/2010 und 2/2011.

[18] DIN Deutsches Institut für Normung e.V.: Die deutscheNormungsstrategie. Berlin, 2009.

[19] Schuppener, B. (Hrsg.): Kommentar zum Handbuch Euro-code 7 – Geotechnische Bemessung, Allgemeine Regeln. Ber-lin: Ernst & Sohn, 2012.

[20] DGGT (Hrsg.): EA-Pfähle – Empfehlungen des ArbeitskreisesPfähle. Berlin: Ernst & Sohn, 2012

[21] DGGT (Hrsg.): Empfehlungen für den Entwurf und die Be-rechnung von Erdkörpern mit Bewehrungen aus Geokunst-stoffen (EBGEO). Berlin: Ernst & Sohn, 2010.

[22] Muster-Liste der Technischen Baubestimmungen – Ände-rungen vom Dezember 2011, veröffentlicht im öffentlich zu-gänglichen Teil des Informationssystems der Bauminister kon -fe renz (Mustervorschriften/Mustererlasse in www.is-arge-debzw. www.bauministerkonferenz.de)

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AutorenLBDir a.D. Dr.-Ing. Bernd SchuppenerPforzheimer Straße76344 [email protected]

Dr.-Dipl. Geol. Volker Eitner5 Rue de la Gare3322 Berchem, [email protected]

Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger LinderAm Wiesental 1945133 [email protected]

Prof. Dr.-Ing. Thomas RichterGuD Consult GmbHDudenstraße 7810965 [email protected]

Dr.-Ing. Franz-Reinhard RuppertLöwenwall 638100 [email protected]

Dr.-Ing. Jens ZurborgMinisterium für Wirtschaft, Energie, Bauen, Wohnen und Verkehr des Landes Nordrhein-WestfalenJürgensplatz 140219 Dü[email protected]

Baustellenerfahrungen und systematische Modellversuche zeigen, dass eine Säulenherstellung von Rüttelstopfsäulen (RSV)mit dem Tiefenrüttler auch in sehr weichen Böden ab einemGrenzwert der undränierten Kohäsion von cu = 4 kN/m2 möglichist. Der alte Grenzwert cu = 15 kN/m2 von 1979 verliert damit seine Gültigkeit. In der aktuellen allgemeinen bauaufsichtlichenZulassung Z-34.2-3 für „Vermörtelte Stopfsäulen (VSS), Fertigmör-tel-Stopfsäulen (FSS) und Betonstopfsäulen (BSS)” der KellerGrundbau GmbH wurde diesen neuen Erkenntnissen mit der Anpassung der Anwendbarkeitsgrenzen und der Herstellung einer Kiesvergütung nun Rechnung getragen.

Installation of columns with depth vibrators in soils withundrained cohesion cu < 15 kN/m2. Site experiences and system-atic model tests show that the installation of vibro stone columnsand vibro mortar columns is possible with a depth vibrator evenin a very soft soil with an undrained cohesion of cu = 4 kN/m2. The old limit value of cu = 15 kN/m2 is no longer valid. The DIBt(„Deutsches Institut für Bautechnik”, German federal institute forconstruction technique, Berlin) accommodates this fact in the actual version of the general technical approval Nr. Z-34.2-3for vibro concrete columns (VCC) and ready-mixed vibro mortarcolumns (VMC).

1 Einleitung

Es ist allgemein bekannt, dass in flüssigen Medien wieWasser mit cu= 0 kN/m2 eine Säulenherstellung nichtmöglich ist, da sich dann eine kegelförmige Böschung aus-bildet. In dem Merkblatt für die Untergrundverbesserungdurch Tiefenrüttler der Forschungsgruppe für Straßenwe-sen von 1979 wurden Grenzwerte von cu= 15 bis 25 kN/m2 angegeben, wobei der kleinere Wert seitdem in Nor-men und Zulassungen verwendet wird. Neuere Baustel-lenerfahrungen der Firma Keller zeigen jedoch, dass dieserGrenzwert eher bei cu = 5 kN/m2 liegen sollte.

Zunächst werden die bisherigen Baustellenerfahrun-gen der Firma Keller zusammengestellt und dann syste ma -tische Modellversuche mit einer Variation des cu-Wertsvorgestellt. Ein aktuelles Anwendungsbeispiel sowie dieneuen Regelungen in der allgemeinen bauaufsichtlichenZulassung werden zum Schluss erläutert.

2 Bisherige Baustellenerfahrungen

Es erfolgt eine kurze Zusammenstellung der cu-Werte vonBaustellen der Firma Keller, bei denen eine Herstellungvon Rüttelsäulen mit dem Tiefenrüttler auch bei cu <15 kN/m2 möglich war. − Österreich− Klagenfurt, RSV, Metro Markt, cu=5–10 kN/m2 [1]

− Deutschland− Lübeck-Herrenwyk, RSV, Metallhütte, cu = 11 bis

26 kN/m2 [2]− Mering, FSS, Eisenbahndamm, cu = 5 bis 20 kN/m2 [3]− Rethen, RSV, Zuckerfabrik, cu = 12 bis 18 kN/m2

− Zossen, FSS, Umgehungsstraße, cu = 4 bis 8 kN/m2 [4]− B101 – Ortsumgehung Luckenwalde, cu = 6 bis 10 kN/

m2 [5]− Malaysia− Shah Alam Expressway, RSV, [6] [7]

Kinrara Interchange, RSV, cu = 6 bis 40 kN/m2

Sri Petaling Interchange, RSV, cu = 8 bis 50 kN/m2

Shah Alam West, RSV, cu = 5 bis 15 kN/m2

− Putrajaya Boulevard, RSV, cu = 5 bis 20 kN/m2 [8]− Polen− RSV, Autobahndamm, cu=5 kN/m2 [1]

Zusammenfassend zeigen bisherige Baustellenerfahrun-gen, dass eine Säulenherstellung auch unter dem altenGrenzwert von cu = 15 bis 25 kN/m2 möglich ist, und dassder neue Grenzwert bei cu = 4 bis 5 kN/m2 liegen sollte.

3 Modellversuche an der TU Kaiserslautern

Die Aufgabe dieser Versuche war es, durch eine systemati-sche Variation des cu-Werts in einem verflüssigungsgefähr-deten genau definierten Schluff festzustellen, wo derGrenzwert des cu-Werts bei dynamischer Anregung liegt.

3.1 Versuchsmaterialien

Die Versuche wurden mit Schluff und verschiedenen Was-sergehalten durchgeführt. Bei jedem Wassergehalt wurdedie Scherfestigkeit mittels einer Laborflügelsonde ermittelt(Tabelle 1). Nicht nur Sande sondern auch Schluffe kön-nen sich bei dynamischen Anregungen wie Erdbeben ver-flüssigen, wenn folgende Bedingungen eingehalten werden:− Tonanteil < 20 %,


Berichte

Säulenherstellung mit Tiefenrüttlern in Böden mit einer undränierten Kohäsion cu < 15 kN/m2

Jimmy WehrKatja Maihold

DOI: 10.1002/gete.201220001

− Plastizitätszahl Ip = 13,− Fließgrenze wL < 33,5 % und Wassergehalt w > 30 %

oder w > 0,87 wL und w < 30 %,− Sensitivität S > 4.

Eine Mischung aus 97,5 % Steinmehl und 2,5 % Kaoliniterfüllte alle Kriterien, mit Ausnahme der Sensitivität, diemit 1,6 unter dem geforderten Wert von 4 lag. Dieses Mischungsverhältnis wurde für die nun folgenden Ver -suche verwendet. Um das Schottermaterial zu modellie-ren, wurde ein enggestufter Grobsand mit folgenden Ei-genschaften verwendet: d50 = 0,77 mm, emax = 0,875 undemin = 0,434.

3.2 Versuchsaufbau

Das Modell hatte einen Maßstab von 1:10. Dies ergab sichaus dem Verhältnis des realen Tiefenrüttlers zu dem Ver-suchsrüttler. Als Versuchsgefäß wurde ein Plexiglaszylin-der mit einem Innendurchmesser von 29 cm und einerHöhe von 60 cm verwendet (Bild 1), der bis 50 cm mitSchluff aufgefüllt wurde.

Zur Herstellung des Bohrlochs wurde ein PVC-Rohrmit einem Außendurchmesser von 5,0 cm und einem In-nendurchmesser von 4,6 cm verwendet. Dieser Aus stech -

zylin der ersetzte den Tiefenrüttler, der in Wirklichkeit ei-nen Durchmesser von 30 bis 40 cm besaß. Das PVC-Rohrhatte die Aufgabe, den Boden während des Einfüllens vonMaterial offen zu halten. In der Realität wird Luft- oderWasserdruck verwendet. Dies war in diesem Versuchsauf-bau nicht möglich, da der Motor des Rüttlers das Rüttel-rohr voll ausfüllte und keine Zuleitung durch das Rohrmöglich war. Ebenso war auch keine Schleusenvorrich-tung möglich.

Um die Vibration des echten Rüttlers zu simulieren,wurde ein Rüttler nachgebaut. Der Versuchsrüttler be-stand aus einem PVC-Rohr mit einem Außendurchmesservon 4,5 cm. Der Kern des Rüttlers war ein Motor aus demModellbau, an dessen Welle eine Unwucht angebrachtwar. Der Motor war am unteren, inneren Ende des Rohrsbefestigt und regte von dort das PVC-Rohr zu einer hori-zontalen Schwingung an (Tabelle 2).

Um die entstandenen Säulen nach dem Versuch ohneBeschädigungen ausgraben zu können, wurde dem SandZement im Verhältnis 4:1 beigemischt. Dies verändertedas Verhalten des Füllmaterials in vernachlässigbarer Wei-se. Der Zement konnte dadurch Abbinden, da er sich dasnotwendige Wasser aus dem umgebenden Boden zog.

3.3 Versuchsdurchführung und Versagensdefinition

Zuerst wurde Sand in das PVC-Rohr eingefüllt, dann wur-de es gezogen, bis eine 1 cm lange Sandsäule im Rohrstand. Der Rüttler wurde eingebracht und so lange untereiner Belastung von 40 N aktiviert, bis die Setzung nichtweiter fortschritt. Nach spätestens 2 Minuten konnte da-von ausgegangen werden, dass die Endsetzung erreichtwar. Das in den Boden eingerüttelte Material wurde durchneues ersetzt, das Rohr wiederum gezogen und der Rüttlerwieder aktiviert, bis die Setzung nicht weiter fortschritt.Dieser Vorgang wiederholte sich für jede Schicht von neu-em.

Bei allen Schichten betrugen das Ziehen des PVC-Rohrs und das Einfüllen jeweils 3,0 cm. Auf diesen dreiZentimetern stand die Sandsäule frei und wurde in der fol-genden Verdichtung in den Boden eingedrückt. In einerBerechnung wurde ermittelt, wie viel Material zugegebenwerden musste, bis sich der Säulendurchmesser (dRohr)verdoppelte. Eine solche Vergrößerung wurde als Grenz-fall bei der Herstellung einer Schottersäule angesehen.Konnte man noch mehr Sand eindrücken, so war zu er-warten, dass der umgebende Boden keinen Widerstandmehr leistet und somit ein Versagen eingetreten war. DerVersuch wurde dann beendet.

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


Tabelle 2. Vergleich zwischen Tiefenrüttler und Versuchs-rüttlerTable 2 Comparison between depth vibrator and model vibrator

Eigenschaft Tiefenrüttler Versuchsrüttler

Schwingungsfrequenz 40 – 60 Hz ca. 50 Hz

Durchmesser 30 – 45 cm 4,5 cm

Schwingungsamplitude 3 – 15 mm 1 – 2 mm

Tabelle 1. Scherfestigkeit von Schluffen mit unterschied -lichen WassergehaltenTable 1 Shear strength of silts with different water content

Wassergehalt in % 29,0 30,5 32,0 35,5

Scherfestigkeit in kN/m² 5,5 4,0 3,5 2,0

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

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3.4 Versuchsergebnisse

Versuch 1: cu = 5,0 kN/m2; w = 29,0 %In der Literatur werden Beispiele genannt, bei denen eineScherfestigkeit von 4 bis 5 kN/m2 ausreichte, um eineSchottersäule herzustellen. Aus diesem Grund wurde dererste Versuch mit einer Scherfestigkeit von 5 kN/m2

durchgeführt. Es sollte festgestellt werden, ob der cu-Wertbei der gewählten Versuchsdurchführung in dem vorhan-denen Boden, der fließgefährdet war, ausreichte. Es kamwährend der Herstellung nicht zu einem Versagen.

Versuch 2: cu = 4,0 kN/m2; w = 30,5 %Im Folgenden wurde der Wassergehalt kontinuierlich um1,5% erhöht. Bei einem Wassergehalt von 30,5% erhieltman eine Scherfestigkeit von 4,0 kN/m². Auch hier erfolg-te kein Versagen.

Versuch 3: cu = 3,5 kN/m2; w = 32,0 %Für diesen Versuch wurde der Wassergehalt wiederum1,5% erhöht. Hier erfolge ein Versagen mit einer Aufwei-tung auf den doppelten Durchmesser (Bild 2). Je mehr sichdie Herstellung der Bodenoberfläche näherte, desto gerin-ger wurden die seitlichen Spannungen und desto schnellertrat das Versagen ein.

Versuch 4: cu = 4,0 kN/m2; w = 30,5 %In diesem Versuch wurde der gleiche cu-Wert wie in Ver-such 2 benutzt, nur die Auflast auf den Rüttler wurde von40 N auf 80 N verdoppelt. Unter der größeren Last wurdemehr Material eingerüttelt, jedoch kam es wie bei Versuch2 noch nicht zu einem Versagen.

Zusammenfassend konnte der bei den Baustellener fah run -gen mit Rüttelstopfsäulen gefundene Grenzwert von cu =4 kN/m2 mit den Modellversuchen bestätigt werden.

4 Kiesvergütung für die Herstellung von Fertigmörtelstopfsäulen

Die Ausführung einer Kiesvergütung hat sich bei der Her-stellung von Fertigmörtel-Stopfsäulen bewährt. Ziele derMaßnahme sind:− Herstellen einer ausreichenden seitlichen Bettung für die

Fertigmörtelstopfsäulen im Bereich von Weichschichten,− Bei Kiesfußherstellung: Verbesserung der Tragfähigkeit

des unter den Weichschichten anstehenden tragfähigenBaugrunds für die pfahlartigen Tragelemente.

Im ersten Arbeitsgang werden Kiesstopfsäulen hergestellt.Im zweiten Arbeitsgang werden die Fertigmörtelstopfsäu-len im Kern der Kiesstopfsäulen hergestellt. Die Fertig-mörtelstopfsäulen binden in die tragfähigen Bodenschich-ten ein, wobei die Festigkeit mindestens der eines Betonsder Festigkeitsklasse 5 kN/m2 nach DIN 1045 entspre-chen muss (Bilder 3 und 4).

5 Regelungen der neuen bauaufsichtlichen Zulassung,herausgegeben vom DIBt

5.1 Anwendungsbereich

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

Bild 3. Herstellvorgang KiesvergütungFig. 3. Installation of graved pre-improvement

Bild 4. Herstellvorgang Fertigmörtelstopfsäulen innerhalbder KiesvergütungFig. 4. Installation of vibro mortar columns inside thegravel pre-improvement

Bild 2. Säule mit cu = 3,5 kN/m2, bei der Versagen ein -getreten istFig. 2. Column with Cu = 3.5 kN/m² with failure

von 8 bis 15 kN/m² waren zulässig, soweit sie eine Ein zel -schichtdicke von 1,0 m nicht überschritten.

Neue sowohl wissenschaftliche als auch praktischeErkenntnisse zeigen, dass in organischen oder bindigenBöden mit 5 kN/m² < cu < 15 kN/m² die Verfahren zurHerstellung von Betonrüttelsäulen (BRS), Fertigmörtel-Stopfsäulen (FSS) und Betonstopfsäulen (BSS) der KellerGrundbau GmbH bei Schichtmächtigkeiten > 1,0 m diesergering tragfähigen Böden angewendet werden können,wenn die folgenden Bedingungen eingehalten werden:− Die durch Flügelsondierungen ermittelte Sensitivität S

muss < 8 sein,− Herstellen einer Kiesvergütung vor der eigentlichen

Fertig mörtel stopf säulen herstellung in Böden mit cu <10 kN/m²,

− Bei cu-Werten < 10 kN/m² darf die Schichtdicke der or-ganischen Schicht insgesamt 4,0 m und bei 10 kN/m² <cu < 15 kN/m² insgesamt 8,0 m nicht überschreiten,

− Schichten mit cu-Werten < 15 kN/m² dürfen maximalbis in eine Tiefe von 15 m anstehen.

5.2 Qualitätsvorgaben zur Herstellung

In Abhängigkeit vom erforderlichen Durchmesser der ver-festigten Säulen sind die Materialmengen je Meter für dieKiesvergütung im Rüttelverfahren vorzugeben. Das Volu-men des Kieses muss so bemessen sein, dass um die ver-festigte Säule herum eine Schicht von überall mindestens5 cm Kies vorhanden ist. Die eingebrachte Menge an Kiesist nachzuweisen.

Bei Boden mit 10 kN/m² < cu < 15 kN/m² undSchicht dicken < 4,0 m kann auf die Kiesvergütung ver -zichtet werden, wenn durch eine ununterbrochene elek-tronische Überwachung und Dokumentation des Füll-stands in der Materialschleuse des Rüttlers sichergestelltist, dass ein kontinuierlicher Materialaustritt erfolgt.

6 Ausführungsbeispiel

Für die geplante Umgehung des Orts Luckenwalde südlichvon Berlin waren verschiedene Dammbauwerke geplant.Im Bereich der Dammbauwerke standen Bodenschichtengeringer Tragfähigkeit an, sodass den Baugrund verbes-sernde Maßnahmen erforderlich waren, um die Tragfähig-

64



keit zu erhöhen. Im Einzelnen bestand der Boden aus sehrweichem Ton und darin enthaltenen gering tragfähigenTorf- und Faulschlammschichten mit einer Mächtigkeitvon bis zu 8 m unter Gelände. Die Gründung der Dämmeerfolgte in diesen Bereichen über Geokunststoffbahnenauf pfahlähnlichen Tragelementen, welche die Lasten indie unterhalb der organischen Bodenschichten anstehen-den Sande eintragen sollten. Aufgrund der geringen Scher-festigkeit von im Mittel cu = 9 kN/m² (teilweise geringer)der organischen Bodenschichten in einer Mächtigkeit vonbis zu 8 m war die seitliche Bettung für die Herstellung derFertigmörtel-Stopfsäulen nicht ausreichend.

Der bauseitige Entwurf sah die Herstellung von Kies-stopfsäulen zur Verbesserung des Untergrunds vor. Dabeisollten in einem Raster (2,50 m x 2,50 m) zunächst dieKiesstopfsäulen und im Nachgang – in einem versetz tenRaster – die eigentlichen Tragelemente in Form von Fer-tigmörtel-Stopfsäulen zwischen den Kiesstopfsäulen her-gestellt werden.

Beauftragt wurde das Nebenangebot, bei dem dieFertigmörtel-Stopfsäulen (FSS) nicht in einem versetztenRaster, wie es der Amtsvorschlag vorsah, sondern direktim Kern der vorher hergestellten Kiesstopfsäulen ausge-führt wurden (Bild 5).

Im Rahmen der Qualitätssicherung und der Kalibrie-rung des Systems wurde im Vorfeld ein Probefeld mit ver-schiedenen Einbindetiefen der Säulen in die tragfähigenBodenschichten angelegt und Probebelastungen durchge-führt. Die Ausführungsparameter der einzelnen Säulenwurden anhand von Drucksondierungen (DS 001 bis DS003) festgelegt, die im Vorfeld in unmittelbarer Nähe zuden Probesäulen ausgeführt wurden (Bild 6).Die Gebrauchslast einer Säule betrug gemäß statischer Be-rechnung ca. 260 kN, sodass die Prüflast nach alter DIN1054/Tab. 8 mit einer Sicherheit von η = 2 mit P= 520 kN(axiale Druckbelastung) angesetzt wurde. Da bereits dieProbesäulen mit einer Einbindung der Mörtelstrecke von1,0 m in den tragfähigen Baugrund der Probebelastungstandhielten, wurde auf weitere Probebelastungen mitgröße ren Einbindungen in den tragfähigen Baugrund bau-herrenseitig verzichtet.

Bild 5. Geokunststoffbewehrter Erdkörper über pfahl -ähnlichen TraggliedernFig. 5. Geogrid-reinforced soil on vibro-mortar columns

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

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Literatur

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[8] Raju, V.R., Hoffmann, G.: Treatment of tin mine tailings inKuala Lumpur using vibro replacement. Proc. 12th SEAGC.1996.

AutorenDr.-Ing. Jimmy WehrKeller Holding GmbHKaiserleistraße 4463067 [email protected]

Dipl.-Ing. Katja Maihold Keller Grundbau GmbHBecklinger Straße 2129683 Bad [email protected]


DGGT-Mitteilungen

12th Baltic Sea GeotechnicalConference

Die DGGT führt die 12th Baltic SeaGeotechnical Conference vom 31. Maibis zum 1. Juni 2012 in der StadthalleRostock durch. Diese internationaleKonferenz widmet sich mit folgendenSessions dem Thema „Infrastructure inthe Baltic Sea Region“:– Traffic infrastructure– Research and development projects– Constructions in soft subsoil– Harbour construction– Coast protection– Foundations for offshore wind

energy plants.

Im Anschluss an die Konferenz wird am2. Juni 2012 eine Exkursion zum Thema„Hafenerweiterung im Hafen Rostockdurch Landgewinnung am Beispiel desMaritimen Gewerbegebietes III“ durch-geführt.

KonferenzprogrammDas Programm der 12th Baltic Sea Geo-technical Conference ist weitestgehendfertiggestellt und auf der Konferenz-Website www.12bsgc.de abrufbar. Es erwarten Sie 41 hochkarätige Vorträgeund zwei Keynote lectures von nam -haften Referenten aus den Ostsee-An -rainerstaaten.

Schirmherrin der Konferenz, die inZusammenarbeit mit der UniversitätRostock veranstaltet wird, ist die Inter-national Society for Soil Mechanics andGeotechnical Engineering (ISSMGE).Prof. Dr.-Ing. Jean-Louis Briaud, Präsi-dent der ISSMGE, wird an der Konfe-renz teilnehmen. Er wird ein Grußwortan die Teilnehmer richten und einen

Vortrag zum Thema “Scour at bridges”halten. Seitens der ISSMGE werden au-ßerdem Prof. Dr.-Ing. Ivan Vanícek, Vize-Präsident Europa, und Prof. Dr.-Ing. Askar Zhussupbekov, Vize-Präsi-dent Asien, die Konferenz als Sitzungs-leiter bzw. als Vortragender unterstüt-zen. Die Konferenzsprache ist Englisch.

Mercer LectureAm Vortag der 12th Baltic Sea Geotech-nical Conference, am 30. Mai 2012, fin-det von 16:00 bis 17:00 Uhr in der Stadt-halle Rostock die Mercer Lecture für diePeriode 2012/2013 statt. Hierbei handeltes sich um einen Vortrag zum Themen-bereich „Geokunststoffe in der Geotech-nik“, der alle zwei Jahre in verschiede-nen Ländern gehalten wird, mit demZiel, den Informa tionsaustausch zwi-schen den Geotech nikern und der Geo-kunststoffindustrie zu fördern.

Die Mercer Lecture im Rahmen der12th Baltic Sea Geotechnical Confe-rence wird von Dr.-Ing. Michael Hei-baum, Bundesanstalt für Wasserbau(BAW), Karlsruhe, präsentiert. Das The-ma lautet „Geosynthetics for waterwaysand flood protection structures – con-trolling the interaction of water andsoil.”

Conference Dinner in der Yachthafen residenzHohe DüneDas Conference Dinner der 12th BalticSea Geotechnical Conference findet amAbend des ersten Vortragstags (31. Mai2012) in der Yachthafenresidenz HoheDüne in Rostock-Warnemünde statt.Das Sonnendeck des dortigen Kongress-zentrums, das an der Spitze der Halb -insel Hohe Düne wie ein Schiffsbugin die Ostsee hinausragt, bietet den per-fekten Rahmen für diese Festveran -staltung.

Kongress-Website www.12bsgc.deAuf der Kongress-Website www.12bsgc.deerhalten Sie alle wichtigen Informatio-nen über die Teilnahme an der Konfe-renz und an der begleitenden Fachaus-stellung (als Aussteller). Neben dem aktuellen Programm ist auch noch Bulletin 2 der Konferenz abrufbar, dasim Juli 2011 erschienen ist.

Mit der Organisation und Durchfüh-rung der 12th Baltic Sea GeotechnicalConference hat die DGGT die InterplanCongress, Meeting & Event Manage -ment AG, Hamburg, beauftragt (Ansprechpartnerin: Astrid Enke,Tel.: (040) 32 50 92 31, E-Mail:[email protected]).

Die Fachausstellung wird von der Interplan AG, Hamburg, selbständig or-ganisiert und durchgeführt (An-sprechpartner: Dirk Schmülgen, Tel. (040) 32 50 92-38, E-Mail [email protected]).

32. Baugrundtagung 2012 in Mainz

Die 32. Baugrundtagung, die vom 26. bis28. September 2012 ( Exkursionen am29. September 2012) im Congress Cen-trum Mainz (Rheingoldhalle) stattfindet,zeichnet sich durch ein attraktives undwissenschaftlich hochrangiges Vortrags-programm aus. Von 73 eingereichtenVortragsvorschlägen wurden 39 ausge-wählt und folgenden Themenschwer-punkten zugeordnet:– Nachhaltigkeit und Energieeffizienz– Grundlagen

DGGT-Mitteilungen 12th Baltic Sea Geotechnical Conference – beiAnmeldung bis zum 15. März 2012 bis zu 100 Eurosparen

Teilnehmer der 12th Baltic Sea Geotechnical Con -ference (31. Mai bis 2. Juni in Rostock), die sich biszum 15. März 2012 anmelden, profitieren vom Früh -bucherbonus und erhalten einen Nachlass von 100 €auf die reguläre Teilnehmergebühr; Studierende undBegleitpersonen bekommen einen Rabatt von 50 €.Die Anmeldung erfolgt über die Online-Registrierungauf der Kongress-Website www.12bsgc.de.

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

67geotechnik 35 (2012), Heft 1

DGGT-Mitteilungen

– Innovationen– Infrastruktur– Spezialtiefbau– Ingenieurgeologie, Erdbau, Grundbau

Das Programm der 32. Baugrundtagungwird im Mai 2012 erscheinen.

Nachwuchsförderung Auch diesmal werden wieder die dreibesten Vorträge des „Forums für jungeGeotechnik-Ingenieure“ mit einem Preisgeld von insgesamt 2.000 Euro prämiert. Der erste Preisträger darf da-rüber hinaus seinen Vortrag im Rahmender Eröffnungsveranstaltung der32. Baugrundtagung halten.

Zudem wird diesmal wieder der Trä-ger des ersten Preises des Carl-Rappert-Grundbaupreises die Gelegenheit erhal-ten, in der Eröffnungsveranstaltung seinThema in einem zehnminütigen Kurz-vortrag vorzustellen.

Festabend in der Alten LokhalleDer Festabend der 32. Baugrundtagungwird am 27. September 2012 in der Alten Lokhalle in Mainz stattfinden.Diese im Jahr 1903 errichtete und in -zwischen denkmalgeschützte Halle ver-bindet Eisenbahn-Romantik mit indus-trieller Sachlichkeit und bietet mit ihrerstilvollen Atmosphäre einen ansprechen-den Rahmen für den Festabend der Bau-grundtagung.

Nutzen Sie diese Gelegenheit, in ent-spannter Atmosphäre geschäftliche undpersönliche Kontakte zu knüpfen oderzu vertiefen.

Infos unter www.baugrundtagung.comAuf der Kongress-Website www.baugrundtagung.com erhalten Siealle wichtigen Informationen über dieTeilnahme an der 32. Baugrundtagung

2012 und der begleitenden Fachausstel-lung Geotechnik (als Aussteller).

Mit der Organisation und Durchfüh-rung der 32. Baugrundtagung hat dieDGGT die Interplan Congress, Meeting& Event Management AG, Hamburg, be-auftragt (Ansprechpartnerin: Astrid Enke, Tel.: (040) 32 50 92 31, E-Mail:[email protected]).

Die Fachausstellung wird von der Iinterplan AG, Hamburg, selbständig organisiert und durchgeführt (An -sprechpartner: Dirk Schmülgen,Tel. (040) 32 50 92-38, E-Mail [email protected]).

Online-RegistrierungAb Mai 2012 können Anmeldungen zurTagung und die Buchung von Hotelzim-mern online über die Kongress-Websitewww.baugrundtagung.com vorgenom-men werden.

10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 in Berlin

Bulletin 1 (mit Call for Papers) der 10th International Conference on Geo-synthetics (10.ICG) wird voraussichtlichin der ersten Jahreshälfte 2012 veröffent-licht werden.

Die 10. ICG (21. bis 25. September2014) wird von der Deutschen Gesell-schaft für Geotechnik und dem GermanChapter der IGS International Geosyn-thetics Society zusammen mit der33. Baugrundtagung (23. bis 26. Septem-ber 2014) im Estrel Convention Centerin Berlin durchgeführt.

JadeWeserPort-Konferenz der HTG,DGGT und DVWG am 21. August 2012

Wie bereits in geotechnik-Ausgabe4/2011 berichtet, wird am 5. August2012 der JadeWeserPort in Wilhelms -haven offiziell seinen Betrieb aufneh-men. Unzählige Akteure unterschied-lichster Fachrichtungen haben zum Ge-lingen dieses in vielerlei Hinsicht außer-ordentlichen Projekts beigetragen, sodass sich die Hafentechnische Gesell-schaft (HTG) zusammen mit der Deut-schen Gesellschaft für Geotechnik(DGGT) und der Deutschen Verkehrs-wissenschaftlichen Gesellschaft, Be-zirksvereinigung Niedersachsen-Bremen(DVWG) entschieden hat, dem neuenContainerterminal an der deutschenKüste eine gemeinsame Veranstaltungzu widmen.

Die JadeWeserPort-Konferenz derHTG, DGGT und DVWG wird am21. August 2012 im Pumpwerk in Wil-helmshaven stattfinden. Sie hat sichzum Ziel gesetzt, die wesentlichen Mei-lensteine und Herausforderungen des

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

Congress Centrum Mainz (Rheingoldhalle)


DGGT-Mitteilungen

Projekts in planerischer und technischerHinsicht zu beleuchten und zugleichaufzuzeigen, welche Wirkung der neueTerminal für die BundesrepublikDeutschland und den Hinterlandver-kehr haben wird. Ein spannendes Pro-gramm mit hochkarätigen Referentenbildet den Rahmen für einen die ver-schiedenen Disziplinen und Fachgesell-schaften übergreifenden Erfahrungs-und Meinungsaustausch.

Das Programm der Konferenz glie-dert sich in drei Themenblöcke:– Bau und Betrieb des JadeWeserPorts– Geotechnische Herausforderungen

bei der Umsetzung des Projekts– Bedeutung des JadeWeserPorts im

Verkehrs- und Logistiksystem

Die Teilnahmegebühr beträgt für Mit-glieder der HTG, DGGT und/oder derDVWG 85 €, für Nichtmitglieder 95 €.

Am Vorabend der Konferenz, am20. August 2012, findet ab 18:00 Uhr ei-ne „Come together“-Veranstaltung inden historischen Räumen des Pump-werks statt. Alle bereits anwesendenTeilnehmer sind herzlich eingeladen, aufSelbstzahlerbasis daran teilzunehmen.Um die benötigten Plätze besser kalku-lieren zu können, wäre es hilfreich,wenn Sie bei der Anmeldung zur Kon -ferenz schon angeben könnten, ob Sievoraussichtlich an dem Come togetherteilnehmen werden. Veranstaltungsort:Pumpwerk, Banter Deich 2, 26382 Wil-helmshaven. Weitere Informationen finden Sie unter www.htg-online.de

Anmeldung über das HTG-PortalDie Anmeldung zur JadeWeserPort-Kon-ferenz der HTG, DGGT und DVWGwird über das HTG-Portal erfolgen. Be-suchen Sie hierzu die Internetseitehttp://com.htg-online.de. Sofern Siesich dort noch nie angemeldet haben,wählen Sie als ersten Schritt im rechtenMenü den Punkt „Neuanmeldung“. Ent-scheiden Sie dann, ob Sie sich zu einerHTG-Mitgliedschaft oder kostenfrei als„Nicht-Mitglied“ anmelden möchten.Füllen Sie bitte anschließend das ange-zeigte Formular mit Ihren persönlichenDaten aus und geben Sie dabei unbe-dingt vorhandene Mitgliedschaften inder DGGT und/oder DVWG an. Sie er-halten anschließend Ihre Zugangsdatenper E-Mail.

Im zweiten Schritt haben Sie nun dieMöglichkeit, die Veranstaltung zu bu-chen. Melden Sie sich bitte hierzu zu-nächst unter „Mitglieder-Login“ am Por-tal an. Wählen Sie anschließend unter„Veranstaltungen“ die gewünschte Ver-anstaltung aus. Über den Punkt „jetztonline buchen“ gelangen Sie zu Ihrerpersönlichen Preisübersicht. Ergänzenund prüfen Sie in den weiteren Schrit-

ten Ihre persönlichen Daten. Über „Wei-ter“ gelangen Sie in mehreren Schrittenzur Buchungsbestätigung, die Sie auchals E-Mail erhalten.

ISSMGE International Society for Soil Mechanics and GeotechnicalEngineering

22nd EYGEC 2012 in Göteburg, SchwedenDie 22. European Young GeotechnicalEngineers‘ Conference (EYGEC) findetvom 26. bis 29. August 2012 in Göte-burg, Schweden, statt. Die nationalenGesellschaften der ISSMGE haben dieMöglichkeit, jeweils zwei junge Geotech-nik-Ingenieure bzw. Geotechnik-Inge-nieurinnen (nicht älter als 35 Jahre) zurKonferenz zu entsenden. Vom Vorstandder DGGT wurden Frau Dipl.-Ing.Bozhana Stefanova, TU-Hamburg-Har-burg, und Dr.-Ing. Christian Thienert,vormals Bergische Universität Wupper-tal, jetzt STUVA, Köln, ausgewählt.

18. ICSMGE 2013 in ParisDie 18. International Conference on Soil Mechanics and GeotechnicalEngineering (ICSMGE) findet von 2. bis5. September 2013 in Paris statt. DasThema der Konferenz lautet: „Challen-ges and Innovations in Geotechnics“.Das Call for Papers wurde am 10. Januar2012 von der DGGT-Geschäftsstelle perE-Mail an alle ISSMGE-Mitglieder derDGGT gesendet. Kurzfassungen vonVortragsvorschlägen (1 DIN A 4 Seite inEnglisch) können bis zum 15. März2012 bei der DGGT-Geschäftsstelle ein-gereicht werden. Die Autoren der Abs-tracts müssen Mitglied in der ISSMGEsein. Die nationale Auswahl der einge-reichten Kurzfassungen erfolgt durchein Gremium aus DGGT-Vorstandsmit-gliedern. Die endgültige Auswahl trifftdas Organisationskomitee der Konfe-renz. Einsender von Kurzfassungen wer-den von der Französischen Gesellschaftfür Geotechnik bis Ende Juni 2012 be-nachrichtigt, ob ihr Vortragsvorschlagangenommen wurde. Weitere Informa-tionen: www.paris2013-icsmge.org

Webinars der ISSMGE Das vierte Online-Seminar der ISSMGEwurde am 24. Februar 2012 zum Thema„Risk and Geotechnical Engineering“durchgeführt. Bei Interesse an Informa-tionen über weitere geplante Webinarswenden Sie sich bitte an die Assistentindes Präsidenten der ISSMGE, Mrs. Hanna Prichard([email protected]).

ISSMGE BulletinDie Dezember-Ausgabe 2011 des ISSMGE-Bulletins kann unter

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

ISRM International Society for RockMechanics

ISRM Young Members’ Presidential Group(YMPG)Der Präsident der ISRM, Prof. Xia-TingFeng, hat alle nationalen Gruppen derISRM aufgefordert, jeweils ein jungesMitglied (bis 35 Jahre) in die neu ge-gründete ISRM Young Members’ Presi-dential Group (YMPG) zu entsenden.Seitens der DGGT wurde Herr Dr.-Ing.Martin Wittke, WBI – World Wide Engi-neering Professor Dr.-Ing. W. Wittke Be-ratende Ingenieure für Grundbau undFelsbau GmbH, Aachen, als Mitglied be-nannt.

ISRM NewsletterDie Ausgabe Dezember 2011 des ISRMNewsletters kann unter www.isrm.netaufgerufen werden. Prof. Xia-Ting Feng,seit Oktober 2010 amtierender Präsidentder ISRM, berichtet in dieser Ausgabeunter anderem über das Modernisie-rungsprogramm, das die ISRM fürdie Jahre 2011 bis 2015 aufgelegt hatund welches dazu beitragen soll, dieinter nationale Gesellschaft zu einer zu-kunftsfähigen Gesellschaft zu ent -wickeln.

IGS International GeosyntheticsSociety

IGS News In der Dezember-Ausgabe (Nr. 3/2011)der IGS News berichtet IGS-PräsidentDr. Jorge Zornberg über das Bestrebender IGS, die Zusammenarbeit mit inter-nationalen Schwestergesellschaften wieISSMGE, ISRM, IAEG (InternationalAssociation for Engineering Geologyand the Environment), ICID (Internatio-nal Commission for Irrigation and Drai-nage) und FedIGS (Federation of Inter-national Geo-Engineering Societies) zuverstärken.

Ausgabe 3 der IGS News enthält Informationen zu folgenden Veranstal-tungen:– 10th International Conference on

Geosynthetics – 10ICG (21. bis 25.September 2014) in Berlin(www.10icg-berlin.com – Website inBearbeitung)

– GEOAMERICAS 2012, 2. Pan-Ameri-can Congress on Geosynthetics (1. bis 4. Mai 2012) in Lima, Peru(www.geo.americas2012.com)


DGGT-Mitteilungen/Persönliches

– 5th European Geosynthetics Con -ference (16. bis 19. September 2012)in Valenzia, Spanien(www.eurogeo5.org)

– Geosynthetics Asia 2012/5th Asian Re-gional Conference on Geosynthetics(10. bis 14. Dezember 2012) in Bang-kok, Thailand (www.set.ait.ac.th/acsig/GA2012/

(Download der IGS News: http://www.geosyntheticssociety.org/Resources.aspx?pg=Newsletters)

Online-Zugang zur Zeitschriftgeotechnik

Die Wiley Online Library (WOL) ist eine der größten wissenschaftlichen Datensammlungen weltweit. Sie enthält4 Millionen Beiträge aus mehr als 1.500Fachzeitschriften, etwa 10.000 Bücher(o-books) und Hunderte von Nachschla-gewerken, Laborprotokollen und Daten-banken. Die geotechnik ist ebenfalls inWOL integriert. Von der Journal-Home-page aus kann man einfach auf die In-haltsverzeichnisse der einzelnen Ausga-ben zugreifen, interessante Beiträgedownloaden, bestimmte Artikel suchenund vieles mehr, z. B. Kontakt zum Edi-torial Board herstellen. Die Oberflächeist einfach zu bedienen und erklärt sichfast von allein. DGGT-Mitglieder kön-nen kostenlos auf die geotechnik zugrei-fen. Den direkten Link auf die geotech-nik-Seite finden Sie unter www.ernst-und-sohn.de/geotechnik.

Um alle Funktionen von WOL nut-zen zu können, muss man sich vorab beidem System registrieren. Jedes DGGT-Mitglied mit bekannter E-Mail Adressehat hierzu vor der ersten Ausgabe1/2011 seine Zugangsdaten von Wileyerhalten. Mitglieder, die noch kein Re-gistrationkit bekommen haben oder esverlegt haben, können beim VCH-Customer Service neue Unterlagen anfordern ([email protected], Tel. 0800 1800536 (innerhalb Deutsch-lands), +44 (0)1865476721 (außerhalbDeutschlands).

Verkehrssicherheitspreis 2012 des BMVBS

Der Bundesminister für Verkehr, Bau undStadtentwicklung verleiht einen Ver-kehrssicherheitspreis an Nachwuchs -wissenschaftler. Prämiert wird eine weg-weisende, anwendungsorientierte For-schungs- und Entwicklungsarbeit zur Ver-besserung der Straßenverkehrssicherheit.

Der mit 30.000 Euro dotierte Preiszeichnet Arbeiten aus, die Risiken hin-sichtlich der Beeinträchtigung der Ver-kehrssicherheit aufzeigen, fundierte Lösungen anbieten und sich kritisch mitihrer Verwirklichung auseinandersetzen.Die Arbeiten müssen dem Niveau einerabschließenden Examensarbeit an einerHochschule entsprechen. Der Abschlussder Arbeit darf nicht länger als zwei Jahre– vom Datum der Einsendung gerechnet– zurückliegen. Der Preis kann nur anPersonen oder Personengruppen verge-ben werden, die beim Abschluss der Ar-beit nicht älter als 45 Jahre waren. Mitar-beiter und Mitarbeiterinnen aus dem Ge-schäftsbereich des Bundesministeriumsfür Verkehr, Bau und Stadtentwicklung(BMVBS) sind nicht teilnahmeberechtigt.Eine Teilung des Preises ist möglich.

Über die Vergabe des Preises ent-scheidet ein vom BMVBS berufenesPreisgericht. Die Preisverleihung soll am5. Oktober 2012 in Baden-Baden erfol-gen. Interessenten können entsprechendabgeschlossene Arbeiten bis zum31. März 2012 einreichen bei derBundesanstalt für Straßenwesen, z. Hd. Frau Petra Bauer, Brüderstraße53, 51427 Bergisch Gladbach, Tel.(02204) 43 182. Bewerbungsunterlagenanfordern: [email protected] oder aufder Homepage der BASt (www.bast.de)

Kirsten Laackmann

hard Obermeyer im Alter von 87 Jahrenverstorben. Vor mehr als 50 Jahren, am 1. Juli 1958, hatte er die heutige Unternehmensgruppe Obermeyer als 1-Mann-Firma in Krailling bei München gegründet und über die Jahrzehnte hinweg zu einer weltweitagierenden Planungs gesellschaft ausge-baut.

Zu den wichtigsten Projekten seinesUnternehmens gehören die Generalpla-nung des Verkehrsbauwerks Karlsplatz-Stachus im Zentrum Münchens in den1960er Jahren, die Gesamtplanung gro-ßer Teile der U-Bahn München, die Planung von sieben Brücken über dieDonau, die Planung der DonnersbergerBrücke und der Candid Hangauffahrt inMünchen sowie die Rekonstruktion desPalais am Lenbachplatz in München inden 1980er Jahren.

Leonhard Obermeyer wurde 1924 ineiner kinderreichen Familie im ober-bayerischen Großmehring geboren.Nach der Lehre zum Maurer, der Aus -bildung zum Bauingenieur und dem an-schließenden Studium des Bauinge-nieurwesens an der Technischen Hoch-schule in München, das er 1953 ab-schloss, gründete er am 1. Juli 1958 dasIngenieurbüro Obermeyer in Krailling.Schon Ende 1960 konnte er bereits25 Mitarbeiter beschäftigen.

Infolge der großen Abhängigkeit zuanderen Disziplinen bei der Planung desVerkehrsbauwerks Karlsplatz-Stachussowie anderen Planungsaufgaben be-schloss Leonhard Obermeyer Anfang der1970er Jahre, Fachplanungen in die Ge-samtplanung einzubinden. Anstatt vieleTeilplanungen in einzelnen Fachberei-chen anzubieten, sollten Großprojektefortan aus einer Hand und über alle Gewerke hinweg geplant werden. Dieserforderte eine Erweiterung des Mit -arbeiterstamms. 1973 war das Unterneh-men bereits auf 245 Mitarbeiter ange-wachsen.

Der Mauerfall 1989 läutete eine Phase mit Gründungen weiterer Nieder-lassungen in Deutschland mitsamt enor-mem Mitarbeiteranstieg ein. Das Unter-nehmen, inzwischen in der Gesell-schaftsform „Obermeyer Planen + Bera-ten GmbH“, war bei zahlreichenProjekten im Rahmen des Ausbaus derOst-West-Verkehrsinfrastruktur beteiligt.Gleichzeitig begannen die Expansionins Ausland sowie die weitere Integra -tion von Fachplanern und Architekten,sodass sich die Idee des Gesamtpla-nungsbüros immer mehr durchsetzte.

Nach 48 Berufsjahren übertrug Dr. Leonhard Obermeyer im Dezember2006 die Obermeyer Holding GmbH seinem Neffen Maximilian Grauvogl als Vorsitzenden der Geschäftsfüh-rung.

Dr. Leonhard Obermeyer verstorben

Am 28. Dezember 2011 ist der Firmen-gründer der Obermeyer Planen + Bera-ten GmbH Dr.-Ing., Dr.-Ing. h.c. Leon-

Persönliches


Persönliches/Tagungsberichte

Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz – 70 Jahre

Am 5. Oktober 2011 beging Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz seinen 70. Ge-burtstag. Dieses Jubiläum wurde mit einem in den Räumen der Hochschulefür Technik und Wirtschaft Dresden ver-anstalteten Ehrenkolloquium am04. November 2011 gewürdigt.

Nach dem erfolgreichen Abschlussseines Studiums an der Hochschule fürVerkehrswesen „Friedrich-List“ in Dres-den im Jahr 1966 begann Klaus Liebe-renz seine berufliche Entwicklung beider Deutschen Reichsbahn in der Abtei-lung Brücken der ReichsbahndirektionGreifswald. Im Herbst 1967 zog es ihnwieder nach Dresden. Von 1967 bis1971 war er zunächst Entwicklungsinge-nieur, anschließend AbteilungsleiterTechnologie und stellvertretender Direk-tor für Technologie und Projektierungbeim Verkehrs- und Tiefbaukombinat inDresden. Ende 1971 bestand die Gele-genheit, wieder zur Deutschen Reichs-bahn zu wechseln. Als Mitarbeiter undThemenleiter des Ingenieurbüros für Ra-tionalisierung der Deutschen Reichs-bahn war er maßgeblich an der Entwick-lung neuer Bauverfahren für den Eisen-bahnbau beteiligt. Einen besonderenStellenwert hatten dabei Bauverfahrenunter Anwendung von Geokunststoffen.Im Jahr 1984 erfolgte die Promotion ander Hochschule für VerkehrswesenDresden auf dem Gebiet der Bodenme-chanik zum Thema „Untersuchungenzur Filterstabilität in Entwässerungsan-lagen des Bahnkörpers unter Berück-sichtigung von Geotextilien“. Ab 1991war er in der Zentrale der DeutschenReichsbahn, Zentralstelle Bahnanlagenals Sachgebietsleiter für Erd- undGrundbau beschäftigt.

Von Sommer 1992 bis Sommer 1994leitete er das Büro Dresden der Inge-nieurgemeinschaft Prof. Dr.-Ing. R. Floss & Partner. Im Sommer 1994 grün-

dete er mit Prof. Dr.-Ing. Ulrike Weise-mann und Dipl.-Ing. Steffen Müller dieGEPRO Ingenieurgesellschaft in Dres-den. In dieser Ingenieurgesellschaft istProf. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz bis heuteals beratender Ingenieur tätig.

Im Jahr 1992 wurde die Hochschulefür Technik und Wirtschaft gegründetund Klaus Lieberenz 1993 zum Profes-sor für Eisenbahnbau berufen. In seinemLehrbereich konnte er die Tradition derehemaligen Hochschule für Verkehrs -wesen zum großen Teil weiterführen.

Zur Umsetzung der praxisbezogenenLehre und Forschung baute er an derHochschule für Technik und WirtschaftDresden das Labor Eisenbahnbau auf.In diesem Labor wurden und werdenzahlreiche Forschungsthemen zu denProblemen der konstruktiven Gestaltungvon Eisenbahnverkehrswegen unter Be-achtung des Einflusses der Unterbauver-haltens, zur Anwendung von Geokunst-stoffen sowie zu Oberbauelementen vonSchienenfahrwegen bearbeitet. Besonde-res Augenmerk liegt dabei auf dem kom-plexen Zusammenwirken des Systemsaus Oberbau, Unterbau und Untergrund.

Prof. Dr.-Ing. Klaus Lieberenz kannneben seiner Tätigkeit als Gutachter beiwichtigen Bauvorhaben der DB AGauch auf eine umfangreiche nationaleund internationale Vortrags- und Schu-lungstätigkeit bei Tagungen und Kon-gressen verweisen. Er ist außerdem Mit-autor für grundlegende Bücher im Eisen-bahnbau. Hier sei beispielhaft das Fach-buch „Handbuch Erdbauwerke derBahnen“ zu nennen, das 2004 im Eurail-press Verlag erschienen ist.

Das am 4. November 2011 durchge-führte Ehrenkolloquium wurde vonProf. Dr.-Ing. Ulrike Weisemann mode-riert. Die Glückwünsche der Hochschul-leitung überbrachte Prof. Dr.-Ing. Han-nes Neumann, der über viele Jahre Rek-tor der HTW Dresden war. Eine sehrpersönliche Rückschau auf das gemein-same Arbeitsleben wurde außerdem vonseinem langjährigen Kollegen und Weg-gefährten Prof. Dr.-Ing. habil. Claus Göbel gebracht.

Das Ehrenkolloquium bot neben demfachlichen Teil auch genügend Raumzum Wiedersehen und zum Erfahrungs-austausch.

Wir wünschen Prof. Dr.-Ing. KlausLieberenz weiterhin viel Schaffenskraftbei seinen vielfältigen fachlichen Aktivi-täten, viel Glück und vor allem Gesund-heit.

Prof. Dr.-Ing. Ulrike WeisemannHochschule für Technik und Wirtschaft

Dresden

1. Wiener U-Bahn-Tagung

Es gibt viele Städte, die über ältere undgrößere U-Bahnnetze als Wien verfügen.Wien hat jedoch in einer relativ kurzenZeit das U-Bahnnetz zügig auf rund75 km ausgeweitet, und der weitere Aus-bau ist im Gang. Über die Leistungender beteiligten Fachleute (Bauherr, Planer, Ausführende, Betreiber) wurdebei in- und ausländischen Fachveran-staltungen immer wieder berichtet. Eineeigene Veranstaltung mit dem Schwer-punktthema Wiener U-Bahn gab es je-doch bisher nicht. Diese Lücke wurdenach 43 Jahren mit der 1. Wiener U-Bahn-Tagung geschlossen. Rund160 Teilnehmer konnten die Veranstal-ter am 3. November 2011 im frisch renovierten Festsaal des Österrei-chischen Ingenieur- und Architekten -vereins (ÖIAV) begrüßen. Die 1. WienerU-Bahn-Tagung wurde vom Institut fürinterdisziplinäres Baumanagement derTU Wien und den Wiener Linien GmbH& Co KG initiiert und diente dem Ge-dankenaustausch zwischen Wissen-schaft und Praxis über die Vergangen-heit und die Zukunft des U-Bahnbaus inWien.

In zehn Fachreferaten gaben die Vor-tragenden einen guten Überblick überFragestellungen und Lösungen, die beiPlanung, Bau und Betrieb des Wiener U-Bahnnetzes auftreten. In den ersten Prä-sentationen wurden die Bedeutung derU-Bahn für die Stadt und den öffentli-chen Personennahverkehr, die Finanzie-rung der U-Bahn, die zukünftigen Ver-kehrsplanungen und die nächste Aus-bauphase behandelt. Dabei wurde deut-lich, dass die U-Bahn in Wien nicht nurerheblich zur innerstädtischen Mobilitätbeiträgt, sondern auch für die Stadtent-wicklung wichtige Impulse setzt. Die U-Bahnstrecken sind sozusagen die Le-bensadern der Stadt. Und da die Wiener„ihre U-Bahn lieben“ und häufig nutzen,wird intensiv an der Umsetzung der vier-ten Ausbauphase gearbeitet. Hierzu ge-hört auch die in Bau befindliche Verlän-gerung der U2 nach Aspern, mit denensich die anschließenden Vorträge befass-ten. So wurde über die Architektur derneuen als Hochbahn ausgeführten Stre-cke und die Bauausführung in verschie-denen Abschnitten berichtet. Bei derVerlängerung der Linie 2 wird sichtbar,dass der U-Bahnausbau die Stadtent-wicklung nach sich zieht. Am künftigenEndpunkt der Linie entsteht mit der sogenannten Seestadt ein komplett neuesStadtviertel mit Wohnungen, Büro- undGewerbe flächen.

Tagungsberichte


Tagungsberichte/CBTR-Nachrichten

Nach interessanten Erläuterungenzur Betriebstechnik gab es mit den bei-den letzten Vorträgen noch einen klei-nen geotechnischen Schwerpunkt. EinSchnelldurchgang durch 40 Jahre U-Bahnbau zeigte eindrucksvoll auf, wiesich die Verfahren des Spezialtiefbausund des Tunnelbaus in dieser Zeit ent -wickelt haben. Aber auch in Zukunftwird der innerstädtische Tunnelbau in-novative Lösungen erfordern, und schonbei der anstehenden Verlängerung derU1 werden neue geotechnische Heraus-forderungen zu meistern sein.

Eine Exkursion zur U-BahnstationAspernstraße sowie zu den Bauabschnit-ten der U2-Verlängerung in die Seestadtam Folgetag ergänzte die Vortragsveran-staltung. Am Ende konnte o. Univ.-Prof.Dipl.-Ing. Dr. techn. Hans Georg Jodlauf eine erfolgreiche Tagung zurück -blicken, die von Fachleuten aus Praxisund Wissenschaft gut angenommen wur-de. Der gelungene Auftakt macht Lustauf mehr, und so wird bereits für 2013die zweite Wiener U-Bahn-Tagung ge-plant.

Dr.-Ing. Helmut Richter

– Lehrstuhl für Geotechnik, BergischeUniversität Wuppertal,Prof. Dr.-Ing. Matthias Pulsfort

durchgeführt und findet abwechselndan einem der vier Hochschulstandortestatt. Nach dem erfolgreichen Auftakt2010 fand der 2. RuhrGeo Tag am24. März 2011 in Dortmund statt undwar mit 275 Teilnehmern sehr gut be-sucht.

Der 2. RuhrGeo Tag war der zukünfti-gen Normengeneration in der Geotech-nik mit dem Schwerpunkt Eurocode 7,Teil 1 und Teil 2 gewidmet. Mit demSchreiben vom 25. August 2010 infor-mierte die Fachkommission Bautechnikder Bau ministerkonferenz über die bau-aufsichtliche Einführung der Eurocodes.Das erste Paket, zu dem unter anderemauch der Eurocode 7 gehört, soll zum1. Juli 2012 verbindlich angewendet wer-den. Es wird voraussichtlich eineStichtags lösung geben. Dies zwingt diePraxis, sich rechtzeitig mit den neuenRegelungen auseinanderzusetzen. Zieldes 2. RuhrGeo Tags war, über die zu-künftigen Regelungen und deren An-wendung in Beispielen zu informieren.

In drei Beiträgen stellten die Kolle-gen Kempfert, Stölben sowie Linder dieNormenhandbücher Eurocode 7, Teil 1,Eurocode 7, Teil 2 sowie die europäi-schen Ausführungsnormen im Spezial-tiefbau vor. Ergänzend ging Prof. Rich-ter auf die aus deutscher Sicht wichtigenBerechnungsnormen ein. Die Schnitt-stelle zur Bemessung im Beton- sowieim Stahlbau war Gegenstand von zweiweiteren Beiträgen der Kollegen Pulsfortund Kalle. Die Kollegen Barth, Wehrund Braun von Bilfinger Berger sowieSand von Züblin berichteten aus Sichtder Praxis zum einen über die Anwen-

2. RuhrGeo Tag: Eurocode 7

Der RuhrGeo Tag wird gemeinsam vonden Professuren:– Lehrstuhl für Grundbau, Boden- und

Felsmechanik, Ruhr-Universität Bochum,Prof. Dr.-Ing. habil. Tom Schanz

– Lehrstuhl für Baugrund-Grundbau,Technische Universität Dortmund,Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler

– Lehrstuhl für Geotechnik, UniversitätDuisburg-EssenProf. Dr.-Ing. Eugen Perau

dung des Eurocode 7 bei Pfählen undzum anderen über die Bemessung einerBaugrubenwand. Die in den letzten Jah-ren immer bedeutender gewordenen nu-merischen Berechnungen waren Gegen-stand der Vorträge der Kollegen Perauund Schanz.

Ein Ehrenplatz außerhalb des Haupt-themas war für die Preisträgerin der Jess-berger Medaille, Frau Nina Müthing, re-serviert. Sie erhielt diese Auszeichnungals Anerkennung für ihre Diplomarbeitmit dem Titel „Experimental and nume-rical slope stability analysis consideringinitial and hydraulic boundary conditi-ons”. Mit der Jessberger-Medaille, dievom Förderverein des Lehrstuhls fürGrundbau, Boden- und Felsmechanikder Ruhr-Universität Bochum erstmaligvergeben wurde, sollen besondere wis-senschaftliche Leistungen, die an demLehrstuhl für Grundbau, Boden- undFelsmechanik der Ruhr-Universität Bo-chum erbracht werden, honoriert wer-den.

Alle Beiträge liegen in schriftlicherForm als Heft 30 der Schriftenreihe desLehrstuhls Baugrund-Grundbau derTechnischen Universität Dortmund vor und können am Lehrstuhl (E-Mail:[email protected]) zumPreis von 30,00 Euro bezogen werden.

Die nächste Veranstaltung findet tur-nusgemäß am 29. März 2012 in Wupper-tal statt und widmet sich dem innerstäd-tischen Tunnelbau und dem Spezialtief-bau.

Prof. Dr.-Ing. Achim Hettler

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

CBTR-Nachrichten

CBTR-Kurzmeldungen Februar 2012

Neues Standardwerk auf dem Markt

Ein Standardwerk aus der Feder eines„CBTR-Aktivisten“ ist neu in den Rega-len der Buchhandlungen: Prof. Dr.-Ing.Dr.-Ing. E.h. Rudolf Floss (Foto), wis-senschaftlicher Beirat des CBTR undTräger des CBTR-Tiefbaurechtspreises,hat einen neuen Kommentar und Leit -linien zu den ZTV E-StB herausgegeben.Das neue Buch trägt dem UmstandRechnung, dass das zuständige Bundes-ministerium für Verkehr, Bau und Stadt-entwicklung im Juli 2009 die „Zusätz -lichen Technischen Vertragsbedingun-gen und Richtlinien für Erdarbeiten imStraßenbau“ in einer Neuausgabe be-


CBTR-Nachrichten

kanntgemacht hat. Damit wurde einegrundlegende Überarbeitung des seitüber 30 Jahren in der Praxis etabliertenKommentarhandbuchs zu den ZTV-E-StB nötig. Mit Prof. Dr.-Ing. RudolfFloss hat diese Neubearbeitung eine Ko-ryphäe auf diesem Gebiet übernommen.Die Neuregelungen in der ZTV werdenim gesamtheitlichen Zusammenhang mitder innovativen technischen Weiterent-wicklung und im Einklang mit dem na-tionalen und europäischen technischenNormenwerk sowie den Vertrags- undVergaberegelungen erläutert. Das Buchbegleitet nicht nur Straßenbauer son-dern auch Juristen von der Entwurfspla-nung bis zur Mängelhaftung nach Ab-schluss der Bauausführung als Orientie-rungshilfe bei der Entscheidungsfin-dung. Das „Handbuch ZTV E-StB“ ist inder vierten Auflage erschienen imKirschbaum-Verlag, hat 723 Seiten undkostet 87 Euro.

Neues Standardwerk in Arbeit

Ein weiteres Standardwerk aus der Fe-der des CBTR-Autorenkreises geht in dienächste Auflage: Unter der Federfüh-rung von wissenschaftlichem Beirat undTiefbaurechtspreisträger Prof. Dr. jur.Klaus Englert, der zusammen mit Prof.Dr.-Ing. Rolf Katzenbach und Prof. Dr.jur. Gerd Motzke als Herausgeber fun-giert, sind die Arbeiten für die dritte Auf-lage des „Großkommentars zur VOBTeil C“ angelaufen. Rund 120 Autoren, eine ganze Reihe davon aus dem Mit-gliederkreis des CBTR, werden die Nor-men der VOB/C wieder jeweils aus technischer und rechtlicher Warte fach-kundig kommentieren. Die Redaktion,bestehend aus den Rechtsanwälten Andrea Pflügl, Dr. jur. Bastian Fuchsund Dr. jur. Günther Schalk, ist derzeitmit den Vorarbeiten beschäftigt. Der Er-scheinungstermin hängt letztlich davonab, wann heuer im Jahreslauf die neueAusgabe der VOB/C an sich inhaltlichfeststeht. In einigen Normen zeichnensich bereits umfangreiche Änderungenund Neuerungen an, welche die Neuauf-lage zeitnah aufgreifen und kommentie-ren wird. Der VOB/C-Kommentar er-scheint bei den Verlagen Beck undBeuth und wird voraussichtlich imHerbst 2012 am Markt sein.

RA Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und

Architektenrecht, Schrobenhausen

§ Das aktuelle Urteil §

BGH: Auftraggeber braucht „übliche“ Schadstoffe im Boden nicht auszuschreibenDer Boden – der Baugrund – ist ein Bau-stoff, den regelmäßig der Auftraggeberfür ein Bauvorhaben beistellt. Nicht zu-letzt aus diesem Grund ist der Auftrag-geber auch verantwortlich für das, wasin „seinem“ Boden steckt, er muss ihnerkunden lassen und den Baufirmen, dieden Baugrund bearbeiten sollen, die ent-sprechenden Informationen auch wei-tergeben. Für die öffentlichen Auftrag -geber regelt dies die VOB/A sogar aus-drücklich: Der Auftraggeber muss insbe-sondere die Bodenverhältnisse imRahmen der Vergabe eines Bauauftragsvorgeben, damit die Bieter sicher undohne umfangreiche eigenen Voruntersu-chungen kalkulieren können, ohne einungewöhnliches Risiko übernehmen zumüssen. Auch die Abschnitte 0 in denNormen der VOB/C postulieren dies.Konsequent sagt die Rechtsprechung:Ein Bieter darf die Leistungsbeschrei-bung eines öffentlichen Auftraggebers„VOB-konform“ auslegen – das heißt: Erdarf davon ausgehen, dass der Aus-schreibende seinen Verpflichtungen ausden Teilen A und C der VOB ordnungs-gemäß nachgekommen ist. Damit ist ei-nes für den Bieter klar: Was nicht ausge-schrieben ist im konkreten Fall, gemäßden Vorgaben aus der VOB aber in denVergabeunterlagen anzugeben gewesen wäre, muss der Bieter auch nicht einkal-kulieren. Das gilt grundsätzlich natür-lich auch für Schadstoffe im Baugrund.Schreibt der Auftraggeber nicht aus, dassein Boden belastet ist, darf der Bieter davon ausgehen, dass der Boden schad-stofffrei ist.

Mit einer aktuellen Entscheidung(Urteil vom 22.12.2011, VII ZR 67/11)hat der Bundesgerichtshof (BGH) jetztdiese Systematik durcheinanderge -wirbelt.

Folgender Fall lag zu Grunde: Einöffent licher Auftraggeber ließ eine Orts-durchfahrt neu bauen. Die Ausschrei-bung enthielt keinerlei Angaben zurBoden beschaffenheit, insbesondere fandsich kein Hinweis, dass im Boden Schad -stoffe zu finden wären. Tatsächlich fandder beauftragte Bauunternehmer bei derAusführung einen – wenn auch gering –belasteten Boden vor. Entsprechendmachte er Mehrvergütungsansprüchefür die Deponierung in Höhe von rund100.000 Euro geltend. Zu Recht, meintenoch das OLG Koblenz in der Be -rufungs instanz (Urteil vom 24.02.2011,2 U 777/09). Es hatte unter anderem eine Bieterumfrage gestartet und das Er-gebnis erhalten, dass alle befragten Bie-ter unter den gegebenen Voraussetzun-

gen der Ausschreibung von einem unbelasteten Boden ausgegangen wären.

Der BGH sah dies – überraschend –jedoch anders: Grundsätzlich sei der öffentliche Auftraggeber in der Tat ge-halten, ihm mögliche und zumutbareAngaben zur Kontamination eines zumAushub und zur Weiterverwendung vor-gesehenen Bodens zu machen. Ein Un-terlassen solcher Angaben könne dieAuslegung eines Vertrags dahingehendrechtfertigen, dass eine Bodenkontami-nation nicht gegeben sei. Soweit, so gut.Das entspricht bis hierhin ja auch derbisherigen Rechtsprechungslage. Imzweiten Leitsatz der Entscheidung relati-viert der BGH die Vorgaben allerdingszu Lasten der Bauunternehmen: Einausdrücklicher Hinweis auf die Konta-minierung des Bodens sei „nicht not-wendig, wenn diese sich aus den Umständen klar und eindeutig ergibt,weil der im Leistungsverzeichnis be-schriebene Boden regelmäßig kontami-niert ist“.

Im vorliegenden Fall handelte es sichum einen Boden unterhalb einer teerhal-tigen Asphaltschicht. Nach dem Wort-laut der Leistungsbeschreibung sei derAushub des jeweilig vorgefundenen Bodens geschuldet. Da der Auftraggeberden Boden nicht im Detail beschriebenhabe, komme keine Vollständigkeits-oder Richtigkeitsvermutung in Frage. Es komme daher darauf an, ob sich ausden übrigen Umständen eine Einschrän-kung dahingehend ergebe, dass der Bodenaushub nicht von der Vergütungerfasst sei. Sobald sich aus der Leis-tungsbeschreibung unter Berücksichti-gung aller Umstände klar und eindeutigergebe, dass ein bestimmtes Leistungs -detail Gegenstand der Preisvereinbarungist, müsse es der Auftraggeber nicht aus-drücklich in den Verdingungsunterlagenerwähnen. Im vorliegenden Fall ergebesich die Tatsache, dass der Boden konta-miniert sei, „klar aus den übrigen Um-ständen“. Somit sei die Bewältigungauch des kontaminierten Bodens hierauch im Vertragspreis enthalten, danach der zweifelhaften Feststellung eines Sachverständigen in den Vorin-stanzen Bodenschichten unter einer alten Asphaltdecke „in der Regel“ belas-tet seien.

Für Bauunternehmer bedeutet diesesUrteil eine weitere Warnlampe, die im-mer dann aufblinken sollte, wenn einAuftraggeber den Boden wie hier nichtoder nur ansatzweise ausreichend be-schreibt. In einem solchen Fall ist demBieter dringend zu empfehlen, schon vorder Angebotslegung beim Auftraggebernachzufragen nach den Bodenverhält-nissen – auch wenn das hier vorgestelltedes BGH sicherlich sehr kritisch zu hin-


CBTR-Nachrichten/Dissertationen 2011

terfragen sein wird. Andernfalls läuft dieBaufirma Gefahr, mit Mehrvergütungs-ansprüchen eine Bauchlandung zu er -leiden.

RA Dr. jur. Günther Schalk, Fachanwalt für Bau- und

Architektenrecht, Schrobenhausen

ge der dynamischen Prüfverfahren wur-de ein strukturintegrierbarer Sensorträ-ger entwickelt und experimentell unter-sucht. Die Eignung der faseroptischenMikrodehnungsaufnehmer für diese geo-technischen Anwendungen bei dynami-scher und statischer Beanspruchung undder Nutzen einer erweiterten Pfahlin-strumentierung konnten nachgewiesenwerden.

Die wissenschaftlichen Ergebnisseder Modellversuche wurden bei Unter -suchungen an Fertigpfählen aus Stahl -beton in Feldversuchen verifiziert. Eswurde gezeigt, dass die Einbettung derAufnehmer im Pfahl an geotechnisch re-levanten Stellen eine aussagekräftigereAnalyse ermöglicht. Die zusätzlichenMessinformationen können zukünftigals Eingangsgrößen für Berechnungsmo-delle und zu deren Optimierung dienen.

Heft Nr. 93, Institut für Grundbauund Bodenmechanik, Technische Uni-versität Braunschweig

Univ.-Prof. Dr.-Ing. Joachim Stahlmann,24. Januar 2011

Linard Cantieni, Eidgenössische Technische Hochschule Zürich

Spatial effects in tunnelling throughsqueezing ground

Eine große Problematik beim Tunnelbaubesteht durch große, allseitig auftreten-de und lang anhaltende Verformungendes Hohlraums (druckhaftes Gebirge).Auf den ausgebauten Tunnel wirkt derso genannte echte Gebirgsdruck, der ihnzerstören kann oder aber aufwändigeNachprofilierungsarbeiten zur Folge ha-ben kann. Während des Tunnelvortriebsüberlagern sich im OrtsbrustbereichVorgänge verschiedener Natur. Span-nungsumlagerungen, damit verbundeneKonsolidierungsvorgänge beim Vorhan-densein von Gebirgswasser und rheolo-gisches Materialverhalten, prägen dieentstehenden Verformungen bzw. – beideren Behinderung – die entstehendenDrücke auf den Ausbau. Die Fachlitera-tur beschäftigt sich schon seit Jahrzehn-ten mit dem Schlüsselproblem desdruckhaften Gebirges. Die Interaktionzwischen dem Tunnelausbau und demGebirge wird heutzutage ansatzweiseverstanden als Modellgrundlage des ebe-nen Verformungszustands. Die räum -lichen Vorgänge im Ortsbrustbereichkönnen jedoch naturgemäß damit nichterfasst werden. Dreidimensionale nume-rische Untersuchungen wurden vor allem im Zusammenhang mit der Ent-wicklung einer ebenen Theorie zur Lösung von räumlichen Problemen undzur Beantwortung von projektspezifi-

Matthias Schallert, Technische Universität Braunschweig

Faseroptische Mikrodehnungs -aufnehmer für die Bewertung der Struktur von Betonpfählen

Pfahlschäden und fehlende allgemein-gültige Methoden zur exakten Vorausbe-rechnung des Tragverhaltens erfordernMaßnahmen zur Qualitätssicherung vonBetonpfählen. Zur Strukturanalyse wer-den hauptsächlich die Low-Strain-Inte-gritätsprüfung und zur Tragfähigkeits-analyse das High-Strain-Verfahren sowiedie statische Probebelastung eingesetzt.Die dynamischen Verfahren basierenauf der Theorie der 1D-Wellenausbrei-tung und der Messung der durch Stoß-belastung erzeugten Geschwindigkeitund Dehnung im Pfahlkopfbereich.

Auf Basis hochauflösender extrinsi-scher Fabry-Perot-Interferometer-Senso-ren wurde aufgrund spezieller Vorteilegegenüber konventionellen Dehnungs-sensoren ein faseroptischer Mikrodeh-nungsaufnehmer für die Einbettung inBetonpfähle und die Anforderungen derdynamischen und statischen Pfahlprü-fung entwickelt. Durch experimentelleUntersuchungen an Betonproben undModellpfählen wurden die Grundlagenzur Übertragung der Messinformationvom Beton auf den Sensor geschaffen.Eine neuentwickelte Art der Oberflä-chenapplizierung der Sensoren auf me-tallischen Sensorträgern ermöglicht diezuverlässige Dehnungsübertragung. InAbhängigkeit der Eigenschaften des Be-tons und der Wellenausbreitungsvorgän-

schen, nicht allgemein gültigen Frage-stellungen, durchgeführt. Untersuchun-gen grundlegender Natur zum Einflussauf das Kräftespiel der räumlichenSpannungsumlagerungen im Ortsbrust-bereich sind nur spärlich vorhanden.Die Arbeit analysiert die heute noch we-nig verstandenen räumlichen Vorgängebei Tunnelvortrieben in druckhaftemGebirge, zeigt deren Auswirkung auf dieSicherungsmaßnahmen qualitativ aufund erfasst diese quantitativ.

Prof. Dr. Georgios Anagnostou, 25. Januar 2011

Steffen Kinzler, Technische Universität Hamburg-Harburg

Zur Parameteridentifikation, Entwurfs-und Strukturoptimierung in derGeotechnik mittels numerischerVerfahren

In der Arbeit werden die Grundlagennumerischer Optimierungsverfahrendargestellt. Neben der Definition desOptimierungsproblems und der Darstel-lung von Lösungskonzepten und Opti-malitätsbedingungen werden problem-spezifische Lösungsverfahren einge-führt. Auf dieser Grundlage wird einmultikriterielles Optimierungsverfahrenin Form eines Evolutionären Algorith-mus implementiert und im Weiteren fürdie Optimierung geotechnischer Frage-stellungen eingesetzt.

Die optimale Auffindung von Modell-parametern stellt ein inverses Problemdar. Die Charakteristika werden heraus-gearbeitet und die Parameteridentifika -tion für ein linear elastisches, ein elasto-plastisches und ein hypoplastischesStoffmodell auf Grundlage von Element-versuchen durchgeführt. Anhand der er-zielten Ergebnisse werden Aussagen zurGültigkeit, Sensitivität und Eindeutig-keit der betrachteten Stoffmodelle for-muliert.

Für die Entwurfsoptimierung wirdein Konzept entwickelt, welches auf denEntwurf einer Flachgründung sowie ei-ner kombinierten Pfahl-Plattengründungangewandt wird. Dabei kommen sowohlmono- als auch multikriterielle Lösungs-konzepte unter unterschiedlicher Ziel-setzung zum Tragen. Die erzielten Er-gebnisse stellen fundierte Datengrund -lagen der betrachteten Probleme dar,quantifizieren Potentiale und repräsen-tieren somit Entscheidungskriterien imHinblick auf unterschiedliche Entwurfs-varianten.

Die Adaption der Strukturoptimie-rung auf geotechnische Probleme bildetden Abschluss der Arbeit. Diese erfolgtdabei unter Einsatz der geometrischen

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Dissertationen 2011


Dissertationen 2011

Formoptimierung, der zustandsabhängi-gen elementweisen Materialtransitionund der Topologieoptimierung. Auf die-se Weise wird eine optimale Entwurfs-findung ohne anwenderspezifische Vor-gaben ermöglicht.

Die Anwendung numerischer Opti-mierungsverfahren auf geotechnischeFragestellungen konnte erfolgreichdurchgeführt werden. Der erhöhte Auf-wand, der durch die Parametrisierungund die gesteigerten Anforderungen andie Rechenleistung entsteht, wird durchdie hohe Effizienz der ermittelten Lö-sungen hinsichtlich der definierten Ent-wurfsziele aufgewogen. Die auf Grund-lage einer Optimierung erhaltenen Er-gebnisse können zum Vergleich unter-schiedlicher Konstruktionen unterEinhaltung der Randbedingungen eben-so verwendet werden wie zur Visualisie-rung der Lösungssensitivitäten hinsicht-lich der Parameter oder zur Ableitungvon Entwurfs- bzw. Modellierungs -regeln.

Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 31. Januar 2011

Viktoria Schwarz, Technische Universität Kaiserslautern

Mechanisches Verhalten einesteilgesättigten Tons: ExperimentelleUntersuchungen, Stoffmodell undImplementierung

In der Arbeit wird ein elasto-plastischesStoffmodell für einen ausgeprägt plasti-schen, teilgesättigten Kaolinit-Ton entwi-ckelt. Abweichend von den aus der Lite-ratur bekannten Stoffmodellen solltenÄnderungen von Zustandgrößen unmit-telbar erfassbar sein. Der Einfluss derZustandsgrößen Anfangsporenzahl, -sät-tigungsgrad, Temperatur, Konsolidier-verhältnis sowie des Spannungsniveauswurde anhand einer Reihe aufwändigerVersuche in einem neu entwickeltenTriaxialgerät untersucht. Das Gerät istin der Lage, die Saugspannung währenddes Versuchs sowohl zu messen als auchzu regeln. Zur genaueren Erfassung derVolumendehnung ist die Zelle doppel-wandig konstruiert. Die Versuche dien-ten hauptsächlich der Ermittlung devia-torischer Versagenszustände.

Der Einfluss sämtlicher Zustand -größen auf die Grenzfläche des Stoff -modells wurde für den vorliegendenKaolinit mittels eines Separationsansat-zes berücksichtigt. Das Stoffmodell wirdin Invariantenform aufgestellt. Kohäsionund Anfangssaugspannung gehen unmit-telbar durch eigene Terme ein. Das Ver-halten im elastischen Bereich wirddurch Kompressions- und Schubmodul

gesteuert, die von den Zustandsgrößenabhängen. Das volumetrische Verhaltenist durch eine Kappenfunktion erfasst,die an die deviatorische Grenzfläche an-schließt.

Das entwickelte Stoffmodell wurdemittels der Schnittstelle UMAT in dasFE-Programmsystem Abaqus implemen-tiert. Zur Validierung des Modells wur-den mehrere Laborversuche simuliert.Anschließend wurde eine geotechnischeProblemstellung in Form einer Flach-gründung untersucht, und die maximalaufnehmbare Spannung bei Aufsätti-gung durch Beregnung des Bodens auf-gezeigt.

Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, 1. März 2011

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

Application of Non-probabilistic and Probabilistic Concepts in FiniteElement Analysis of Tunnelling

In dieser Arbeit wird eine Methodik zurBerücksichtigung von Unsicherheitenbzw. Unschärfen von Eingangsparame-tern für numerische Analysen in derGeotechnik vorgestellt. Im Bereich derGeotechnik sind aus Sicht der prakti-schen Ingenieursarbeit vor allem dienon-probabilistischen oder unpräzisenMethoden interessant, deren Theorie inden letzten zwei Jahrzehnten eine rasan-te Entwicklung erfahren hat. Insbeson-dere die Anwendung von Random Setsin Kombination mit der Finite ElementeMethode hat sich für praktische Auf -gabenstellungen als zukunftsträchtig er-wiesen.

Mitteilungsheft der Gruppe Geotech-nik Graz (Hrsg.: M. Dietzel, S. Kieffer,W. Schubert, H.F. Schweiger), Heft 21,Graz 2011

Prof. Helmut F. Schweiger,März 2011

Matthias Beisler, TU Bergakademie Freiberg

Modelling of input data uncertaintybased on random set theory forevaluation of the financial feasibilityfor hydropower projects

The design of hydropower projects requires a comprehensive planningprocess in order to achieve the objectiveto maximise exploitation of the existinghydropower potential as well as futurerevenues of the plant. For this purpose

and to satisfy approval requirements fora complex hydropower development, itis imperative at planning stage, that theconceptual development contemplates awide range of influencing design factorsand ensures appropriate considerationof all related aspects. Since the majorityof technical and economical parametersthat are required for detailed and finaldesign cannot be precisely determinedat early planning stages, crucial designparameters such as design discharge andhydraulic head have to be examinedthrough an extensive optimisationprocess. One disadvantage inherent tocommonly used deterministic analysis isthe lack of objectivity for the selectionof input parameters. Moreover, it cannotbe ensured that the entire existing para-meter ranges and all possible parametercombinations are covered. Probabilisticmethods utilise discrete probability dis-tributions or parameter input ranges tocover the entire range of uncertaintiesresulting from an information deficitduring the planning phase and integratethem into the optimisation by means ofan alternative calculation method. Theinvestigated method assists with themathematical assessment and integra-tion of uncertainties into the rationaleconomic appraisal of complex infra-structure projects. The assessment in-cludes an exemplary verification to whatextent the Random Set Theory can beutilised for the determination of inputparameters that are relevant for the opti-misation of hydropower projects andevaluates possible improvements withrespect to accuracy and suitability of thecalculated results.

Veröffentlichungen des Instituts für Geotechnik der TU BergakademieFreiberg (Heft 2011-3) sowie on-linehttp://nbn-resolving.de/urn:nbn:de:bsz:105-qucosa-71564

Prof. Dr. Herbert Klapperich, 25. Mai 2011

Marx Ferdinand Ahlinhan, Leibniz Universität Hannover

Untersuchungen zur innerenErosionsstabilität nichtbindiger Böden

Die Arbeit befasst sich mit der Bewer-tung der inneren Erosionsstabilitätnichtbindiger Böden. Bei dieser Bewer-tung muss nachgewiesen werden, dassder Erdstoff geometrisch oder ggf. hy-draulisch stabil ist. Zur Bestimmung dergeometrischen Stabilität eines Erdstoffsexistieren zahlreiche Kriterien, die aller-dings die Körnungslinie sowie die Lage-rungsdichte des nichtbindigen Erdstoffsnicht ausreichend berücksichtigen, so


Dissertationen 2011

dass eine allgemeine Anwendung bishernicht als abgesichert gilt. Weiterhin lie-gen bisher keine ausreichend abgesi-cherten Erkenntnisse zur Größe der kri-tischen Gradienten abhängig von ver-schiedenen Parametern vor, insbesonde-re bei fluvialen Sedimenten, die durchweitgestufte und intermittierend gestufteErdstoffe geprägt sind.

Zur Untersuchung des Einflusses derKörnungslinie, der Lagerungsdichte undder Strömungsrichtung auf die Erosions-stabiltät wurden experimentelle Unter-suchungen mit stabilen und mit instabi-len nichtbindigen Böden durchgeführt.Es wurden spezielle Versuchsaufbautenfür die vertikale sowie für die horizonta-le Durchströmung entwickelt, in denendie Erdstoffe unter Wasser eingerieselt,verdichtet und vertikal oder horizontaldurchströmt wurden. Die Erosionser-scheinung wurde visuell beobachtet, be-schrieben und die dazugehörigen kriti-schen Gradienten wurden gemessen.

Die Untersuchungen ergaben, dassdie Körnungslinie, die Lagerungsdichtesowie die Richtung der Durchströmungdie innere Erosionsstabilität beeinflus-sen. Es wurde festgestellt, dass die Un-gleichförmigkeitszahl zur Bewertung derinneren Erosionsstabilität nicht ausrei-chend ist. Deshalb wurde ein Instabili-tätsindex auf Basis der Auftrennung ei-nes Erdstoffs in

Grob- und Feinfraktion eingeführt.Aufgrund der Untersuchungsergebnissewurden Bemessungsdiagramme zur Be-wertung der Instabilität infolge derDurchströmung und zur Bestimmungder kritischen horizontalen und vertika-len Gradienten entwickelt.

Heft 72 der Mitteilungen des Institutsfür Geotechnik der Leibniz UniversitätHannover

Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus, 1. Juni 2011

Peter, Rosner, RWTH Aachen

Der Grubenwasseranstieg im AachenerSüdlimburger Steinkohlenrevier – einehydrogeologisch-bergbauliche Analyse

Im Aachener und Südlimburger Stein-kohlenrevier wurde nach Stilllegung derletzten Grube die bergbauliche Wasser-haltung endgültig eingestellt. Der Gru-benwasseranstieg erstreckt sich über eine Fläche von rd. 490 km² auf deut-schem und niederländischem Staatsge-biet. Der Ablauf des Grubenwasseran-stiegs in einem Steinkohlenrevier wirdvon vielen sich gegenseitig beeinflussen-den bergbaulichen und hydrogeologi-schen Faktoren geprägt. Neben der Aus-dehnung der Grubenbaue und der Ver-

bindung der bergbaulich geschaffenenHohlräume untereinander sind vor al-lem die natürlichen und die durch denBergbau hervorgerufenen Wechselwir-kungen zwischen dem Steinkohlengebir-ge und dem überlagernden Deckgebirgemaßgebliche Faktoren. In dieser Arbeitsind der Verlauf des Grubenwasseran-stiegs im Untersuchungsgebiet doku-mentiert und die bergbaulichen sowiegeologisch-hydrogeologischen Randbe-dingungen dieses Grubenwasseranstiegsin einem Modell des Untergrundaufbauszusammengestellt. Darauf aufbauendwerden einerseits die für den Verlaufdes Grubenwasseranstiegs relevantenbergbaulichen und hydrogeologischenFaktoren und deren Veränderlichkeitaufgezeigt. Andererseits werden die ausden Wechselwirkungen zwischen Stein-kohlen- und Deckgebirge resultierendenEinwirkungen auf die Geschwindigkeitdes Grubenwasseranstiegs, die Entwick-lung des Grubenwasserchemismus, dieAusbildung einer „Süßwasserkappe“, dieAusgasung des Grubengebäudes, dieEntwicklung von Bodenhebungen sowiedie Veränderung von Druckhöhen undWasserqualitäten in Grundwasser füh-renden Deckgebirgsschichten darge-stellt. Die Vorgänge und Erkenntnissesind von grundsätzlicher Natur und sindauch für die Aufstellung eines auf diewesentlichen Einflussfaktoren optimier-ten Monitoringsystems in anderen Stein-kohlenrevieren von Bedeutung.

http://darwin.bth.rwth-aachen.de/opus3/volltexte/2011/3741/

Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Kurt Schetelig,26. Juni 2011

Anastasia Blioumi, Universität Innsbruck

On linear-elastic cross-anisotropicrock

Gesteine, die aus parallelen Schichtenbestehen, sind quer-anisotrope Materia-lien. Die Disseration beschreibt eineneue Näherungslösung zur Bestimmungder Eigenschaften solcher Materialien,basierend auf Hohlraumaufweitungs-Versuchen. Daten aus Radialpressver -suchen dienen der inversen Analyse desProblems. Wenn der innere Druck, derRadius des Hohlraums, die Orientierungder Schieferung und die Verschiebungenbekannt sind, ergibt die Näherungslö-sung Materialparameter-Kombinationen,die die gemessenen Verschiebungen gutabbilden. Die Lösung ist jedoch nichteindeutig. Dreidimensionale Finite Ele-menteModellierung wird in dieser Arbeitverwendet, um Hohlraumaufweitung inlinear-elastischem, quer-anisotropem Ge-

stein zu simulieren. Eine numerischeUntersuchung wird durchgeführt, umdas Modell richtig zu etablieren (Rand-bediengungen, Größe des Diskretisie-rungsbereichs usw.) und die möglichenEinflussgrößen (z. B. Genauigkeit derBestimmung der Schieferungsorientie-rung) zu beurteilen. Die Ergebnisse derFeldmessungen werden dann mit dennumerisch berechneten radialen Ver-schiebungen der Hohlraumwand vergli-chen. Letztere entstehen durch die Im-plementierung von Materialparametern,die aus der genannten Näherungslösungzurückgerechnet werden. Ähnlichkeitenund Unterschiede werden beschriebenund erklärt. Eine alternative Methodezur Ermittlung des Verhaltens von quer-anisotropen Materialien mittels kleine-maßstäblicher Hohlraumaufweitungs-Laborversuche in einem künstlichenqueranisotropen Material ist ebenfallserwogen worden. Der Aufbau und diePrinzipien eines solchen Versuchs wer-den beschrieben und dessen Ausführbar-keit wird untersucht.

Veröffentlichung in Vorbereitung

Univ. Prof. Dipl.-Ing. Dr. Dimitrios Kolymbas, 10. Oktober 2011

Ernst-Dieter Hornig, TU Bergakademie Freiberg

Eindimensionale Kompressionüberkonsolidierter bindiger Böden am Beispiel des Gipskeupers

Die vorliegende Arbeit beschäftigt sichmit einer Methode zur Bestimmung vonrealistischeren Steifemoduln für eine ge-nauere Setzungsprognose von Flach-gründungen in sehr „laborfeindlichen“veränderlich festen Gesteinen. Die ver-gleichenden Laboruntersuchungen anteilverwitterten Keuperböden ergaben,dass die Steifemoduln aus den K0-Triaxi-alversuchen um den Faktor zwei bis dreigrößer sind als die Moduln aus denStandard-Oedometerversuchen. Durch,sowohl analytische wie auch numeri-sche, Nachrechnungen der durchgeführ-ten Feldversuche und der Setzungsmes-sungen konnte nachgewiesen werden,dass mit Moduln aus K0-Triaxialversu-chen deutlich zutreffendere Setzungs-prognosen im Keuper möglich sind, alsmit Moduln aus den Oedometerversu-chen. Es konnte eine deutliche Abhän-gigkeit der Entwicklung des Steifemo-duls von der Belastungsgeschichte, ins-besondere im Übergangsbereich von der„echten“ Wiederbelastung zur Erstbelas-tung, gefunden werden. Aus den Abgelei-teten Parametern: Kompressionsindex,Moduluszahl und Steifeexponent desuntersuchten Spannungs-Verformungs-

Neubau Metrolinie 2 in Ho-Chi-Minh-City, Vietnam

Am 17. Januar 2012 hat ein Konsortiumaus verschiedenen Planungsgesellschaf-ten den Vertrag für die Planung, Aus-schreibung und Bauüberwachung derMetrolinie 2 in Ho-Chi-Minh-Stadt, Vietnam, innerhalb eines Konsortiumsunterzeichnet. Die neue, insgesamt11,1 km lange Strecke wird vom Nord-westen der Stadt ins Zentrum zur Stati-on Ben Thanh führen. Sie ist Teil einesneuen Metronetzes mit insgesamt sechsLinien, das die Metropole in der Zu-kunft vom motorisierten Individualver-kehr entlasten soll.

Neben Obermeyer Planen + BeratenGmbH gehören dem Konsortium dreiweitere Planungsgesellschaften an, dieals so genannte „Durchführungsconsul-tants“ an der Planung und am Bau derStrecke beteiligt sind. Zu ihnen zählendie Pöyry Infra GmbH, ILF BeratendeIngenieure GmbH und das vietnamesi-


Dissertationen 2011/geotechnik aktuell

verhaltens von Böden können, insbeson-dere unter Einbeziehung von Daten ausder internationalen Literatur, Korrela -tionsgleichungen in Abhängigkeit vonAnfangsporenzahl bzw. Anfangsporen-anteil mit guten bis sehr guten Regres-sionen angegeben werden.

Veröffentlichungen des Instituts fürGeotechnik der TU Bergakademie Freiberg (Heft 2011-6), in Vorbereitung

Prof. Dr. Herbert Klapperich, 21. Oktober 2011

Giovanni Spagnoli, RWTH Aachen

Electro-chemo-mechanicalmanipulations of clays regarding theclogging during EPB-tunnel driving

Bei maschinellen Tunnelvortrieben mitTunnelbohrmaschinen (TBM) in tonhal-tigen Boden klebt das abgetragene Ma-terial häufig an den Schneidewerkzeu-gen, Schneideradern oder an der Förder-anlage. Verantwortlich dafür sind haupt-sachlich Adhäsionsprozesse, die an denSchnittstellen und Oberflächen der Ton-mineralien und Werkzeuge stattfinden.Im Rahmen dieser Forschungsarbeitwurden sowohl Quantifizierungsmetho-den als auch geeignete Gegenmaßnah-men untersucht, um dem Problem derKlebrigkeit von Geomaterialien und spä-terer Verklebung zu begegnen. Daherwurde geowissenschaftliches Wissenüber die Grenzflächenprozesse und Ma-nipulationstechniken auf der Micro- undNanoebene übertragen auf das inge-nieurwissenschaftliche Wissen bzw. dieingenieurwissenschaftliche Fragestel-lung auf der Makroebene. Es wurden so-wohl verschiedene geotechnische undmineralogische Laborversuche als auchdie elektrische Charakterisierung derfeinkörnigen Materialien durchgeführt.Die Ergebnisse zeigen, dass die che-misch-mechanischen Eigenschaften derTone nicht nur von der Chemie der Po-renfluiden abhängen, sondern auch vonder mineralogischen Zusammensetzung.Um die Adhäsionskräfte der Tone zu ändern. ?-Potential Messungen wurdennach drei verschiedenen Modellendurchgeführt, um eine Korrelation mitden mechanischen Hafteigenschaftender Tone zu finden. Elektrische Experi-mente zeigen, dass die Anwendung eineselektrischen Feldes die Klebrigkeit derTone an einer Metalloberfläche redu-ziert, aber einige unerwünschte Wirkun-gen verursachen. Allerdings konnten dieErgebnisse dieser Forschung dazu bei-tragen, die Probleme vorherzusagen, diemit reaktiven Geomaterialien aufGrundlage der Voruntersuchungen für

Tunnelprojekte erwartet werden kön-nen.

„Mitteilungen zur Ingenieurgeologieund Hydrogeologie“, ISSN 0341 3853

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

Christian Arnhardt, RWTH Aachen

Monitoring of Surface Movements inLandslide Areas with a self-organizingWireless Sensor Network (WSN)

Monitoring systems in landslide areasare important elements of effective Ear-ly Warning structures. Data acquisitionand data retrieval allow the detection ofmovement processes and thus are essen-tial to generate warnings in time. For themonitoring of mass movements, it is im-portant to know if there is movement,how fast it is and how trustworthy is theinformation. In the context of the pro-ject “A Sensorbased Landslide EarlyWarning System (SLEWS)”, this thesisdeals with the development of a proto-typic monitoring system for differenttypes of landslides and the investigationof its suitability. The developed systemis based on a modern Wireless SensorNetwork (WSN) for data transmission.It is characterized by a self-organizingstructure, with bi-directional communi-cation. For the detection of surface de-formations in landslide areas, small low-cost micro sensors and Position Sen-sors, different industrial applicationsand from other measurement technolo-gies were chosen. In laboratory tests theaccuracy and resolution of the sensorsintegrated in the WSN environmentwere investigated. Furthermore, fieldtests in landslide areas were also per-formed to prove system stability underreal conditions. For this purpose, a mod-el for Multi-Sensor Data Fusion from theJoint Directors of Laboratories (JDL)was adapted on landslide monitoring.

„Mitteilungen zur Ingenieurgeologieund Hydrogeologie“ ISSN 0341 3853

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

Emanuel Birle, Technische Universität München

Geohydraulische Eigenschaftenverdichteter Tone unter besondererBerücksichtigung des ungesättigtenZustands

Zur Beschreibung der Durchsickerungvon Erdbauwerken mit grundwasserrele-vanten Inhaltsstoffen (z. B. Straßendäm-

me, Lärm- und Sichtschutzwälle) müs-sen die hydraulischen Eigenschaften derBöden im ungesättigten Zustand be-schrieben und bestimmt werden. Bei ver-dichteten Tonen ist dabei zu beachten,dass die hydraulischen Eigenschaftenmaßgebend vom Einbauzustand beein-flusst werden, da sich in Abhängigkeitvom Einbauwassergehalt und der Ein-baudichte unterschiedliche Poren- undAggregatstrukturen ergeben. Anhandvon experimentellen Untersuchungenwird der Einfluss des Einbauzustandsauf die Porengrößenverteilung, die Saug-spannungs-Wassergehalts-Beziehung so-wie die Durchlässigkeitseigenschaftenverdichteter Tone studiert und beschrie-ben. Auf Grundlage der Ergebnisse wirdeine Parameterregression dargestellt, mitder die Saugspannungs-Wassergehalts-Beziehung verdichteter Tone in der pa-rametrisierten Form nach van Genuch-ten unter Berücksichtigung der Durch-lässigkeit im gesättigten Zustand abge-schätzt werden kann. Außerdem wirdanhand einer 5 m hohen Versuchsschüt-tung, die aus einem organogenen Tonerrichtet wurde, gezeigt, wie sich unter-schiedliche Einbauwassergehalte aufden Wasserhaushalt und die Sicker -wassermengen auswirken.

http://mediatum2.ub.tum.de/node?id=1084296

Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt,14. Dezember 2011

geotechnik aktuell


geotechnik aktuell

sche Planungsbüro Tedi South. Auftrag-geber ist die Management Authority forUrban Railways of Ho Chi Minh City(MAUR). Die Beratungsleistungen wer-den von der deutschen KfW-Bank finan-ziert.

Die Strecke wird ungefähr 9,3 km imUntergrund und 1,8 km oberirdisch ge-führt. Sie erhält zehn unterirdische so-wie eine aufgeständerte Station. Mitdem Projekt wird im Februar 2012 be-gonnen. Die Planungs- und Ausschrei-bungsphase wird eineinhalb Jahre dau-ern. Daran schließen sich weitere fünfJahre Objektüberwachung sowie einJahr Beratung bei der Systemintegrationund Inbetriebnahme der Linie 2 an.

Wenn der Aufbau des Schienennetz-werks abgeschlossen sein wird, wird sichdie Mobilität für die Einwohner Saigonsdeutlich verbessern. Zudem wird sichdie Sicherheit im öffentlichen Verkehrerhöhen und die Luftverschmutzungdurch den privaten Individualverkehrverringern. Somit wird das neue Metro-netz einen wertvollen Beitrag zur Nach-haltigkeit von Ho-Chi-Minh-Cities Ver-kehrsentwicklung leisten.

Gründungsarbeiten für neue MRT-Liniein Bangkok

Mit der MRT Purple Line entsteht der-zeit eine neue Linie des Schnellbahnnet-zes im Großraum Bangkok, dem außerder thailändischen Hauptstadt auch fünfangrenzende Provinzen angehören. Fürdie 23 km lange Hauptlinie müssen neben den Hochbahnstrecken auch16 Haltestellen neu gebaut werden. Diethailändischen Firma Stecon, die den

zweiten Bauabschnitt ausführt , beauf-tragte Thai Bauer Co. Ltd., ein lokalesTochterunternehmen der Bauer Spezial-tiefbau GmbH, mit den Gründungsar-beiten für die Hochbahnen und Halte-stellen. Die Arbeiten umfassten Bohr-pfähle mit Durchmessern von 1,2 und2 m sowie Schlitzwandelemente ver-schiedener Größen (1 m × 3 m und1,2 m × 3 m).

Eine besondere Herausforderungsind die extrem beengten Verhältnissewährend der Gründungsarbeiten: So-wohl die Pfähle als auch die Schlitz-wandelemente wurden inmitten beste-hender Hauptverkehrsstraßen und Brü-

cken oder zwischen den Vorderseitenvon Geschäftshäusern und Hochstrom-kabeln hergestellt – an manchen Stellenbetrug der maximale Arbeitsraum ledig-lich 4,5 m. Bei den Bodenverhältnissenhandelte es sich um mehrere Schichtenvon Seeton, schluffigem Sand und dich-tem bis sehr dichtem Sand; der Pfahlfußlag zwischen 45 und 57 m tief. Im De-zember 2011 hat Thai Bauer die Grün-dungsarbeiten abgeschlossen. DreiGreiferträger des Typs GB 34 und zweiDrehbohrgeräte BG 24 kamen bei die-sem Projekt zum Einsatz.

Bodensanierung im Wabenverfahren

Auf der Fläche des früheren Schwerma-schinen-Kombinats „Ernst Thälmann“in Magdeburg ist in den vergangenenJahren der SKET Industrie-park entstan-den. Mitten auf dem Gelände liegt derehemalige Ölkeller, von dem aus Schad-stoffe, vor allem Mineralölkohlenwasser-stoffe (MKW) und polycyclische Koh-lenwasserstoffe (PAK), über Jahre hin-weg Boden und Grundwasser stark be-lastet haben. Damit dieser Bereichwieder gewerblich genutzt werden kann,muss zunächst eine Fläche von ca.1.500 m2 umfassend saniert werden.Spiekermann wurde von der MDSE Mitteldeutsche Sanierungs- und Entsor-gungsgesellschaft mbH aus Bitterfeld be-auftragt, die Sanierung des Geländesnach BBodSchG (Gesetz zum Schutzvor schädlichen Bodenveränderungenund zur Sanierung von Altlasten) zu pla-nen. Die beratenden Ingenieure habenbei der Vergabe mitgewirkt und beglei-ten das von der Landesanstalt für Altlas-

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

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

Ingenieurbau in Stahlblau, Betongrau und Umweltgrün: 50 Jahre Ingenieurbüro Böger+Jäckle

Ende 2011 konnte die Böger+Jäckle Be-ratende Ingenieure GmbH in Henstedt-Ulzburg ihr 50jähriges Bestehen feiern.Das Büro wurde Ende 1961 von den Diplom-Ingenieuren Hajo Böger undHermann Jäckle in Ulzburg am nörd -lichen Rand von Hamburg gegründet,und es hat sich aus kleinsten Anfängenzu einem der größten unabhängigen Ingenieurbüros in Schleswig-Holsteinentwickelt. Das mit der Planung vonBauwerken für die öffentliche Infra-struktur – vorzugsweise von Brücken,Tunneln und für den Küstenschutz – be-fasste Ingenieurunternehmen beschäf-tigt 80 Mitarbeiter und wird seit Anfangder 1990er Jahre von Klaus Domröseund Harald-Peter Hartmann geführt. Alsunabhängige Planer, Bauleiter oder alsPrüfingenieure hat das Büro in den ver-gangenen 50 Jahren an fast allen großenverkehrsplanerischen und raumordnen-den Bauprojekten in Schleswig-Holsteinmitgewirkt, beispielsweise an der Ga-blenzbrücke in Kiel, an der westlichenElbquerung und am Rück- und Neubauder Störbrücke in Itzehoe.


geotechnik aktuell/Firmen und Verbände

tenfreistellung finanzierte Projekt vorOrt – vom Abpumpen der von Reststof-fen aus dem Ölvorratsbecken über denAbbruch des Mauerwerks umfangrei-cher unterirdischer Fundamente undAnlagenresten bis hin zum Austauschdes freigelegten Bodens und einer be-gleitenden und nachlaufenden Grund-wasserhaltung. Für den Austausch vonrund 6.000 m3 Erdreich kommt unteranderem das Wabenverfahren zum Ein-satz. Dabei werden rund 430 hexagona-le Metallwaben (Durchmesser etwa 2Meter) dabei mit Hochfrequenztechnikdicht an dicht in den Boden gerammt.Ein Bagger hebt die kontaminierte Erdeaus der Wabe. Anschließend wird derfreigelegte Bereich mit Austauscherdegefüllt. Der Einsatz der Wabentechnikermöglicht einen Bodenaustausch imgrundwassergesättigten Boden undkommt ohne aufwändige Grundwasser-absenkung oder Baugrubenverb aus.Großer Vorteil des Verfahrens ist dasemissionsarme Arbeiten. So kommt eszu einer deutlich geringeren Geruchsbe-lästigung als bei herkömmlichen Verfah-ren.

Emschergenossenschaft vergibt 35 kmAbwasserkanal

Der Bau des Abwasserkanals Emscherauf einer Gesamtlänge von 35 km vonDortmund bis nach Bottrop ist dasgrößte Einzelprojekt im Rahmen desGenerationenprojekts „Emscher-Um-bau“ und die Voraussetzung für die Mo-dernisierung der wasserwirtschaftlichenInfrastruktur im Ruhrgebiet. Den Bau-auftrag für das 420-Millionen-Euro-Pro-jekt hat die Emschergenossenschaft am

18. Januar an die Wayss & Freytag Inge-nieurbau vergeben. Der Kanalbau startetim Frühjahr 2012 gleichzeitig an mehre-ren Stellen entlang der Emscher zwi-schen Dortmund und Bottrop und wirdrund fünf Jahre dauern. Ein kleinererTeilabschnitt im Westabschnitt (Bottrop-Süd) befindet sich bereits seit dem ver-gangenen Herbst im Bau.

Der Emscher-Umbau begann 1992und wird 2020 abgeschlossen sein. In-vestiert werden in dieses wohl größte Infrastruktur-Projekt der Region insge-samt 4,5 Mrd. Euro. In den 1990er-Jah-ren entstanden entlang des Emscher-Hauptflusses bereits drei neue hoch -moderne Groß-kläranlagen.

Die ökologische Umgestaltung derrund 350 km langen Gewässerland-schaften im Emscher-System erfordertrund 400 km neue unterirdische Abwas-serkanäle – knapp 225 km Abwasserka-näle sind bereits fertig gestellt, und etwa90 km ehemalige Schmutzwasserläufesind bis heute zu naturnahen Flussland-schaften umgebaut worden. Der Ober-lauf der Emscher im Raum Dortmundist bereits seit Anfang 2010 abwasserfrei.Dort fließt nun kein Schmutzwassersondern sauberes, glasklares Wasserdurch das Emscherbett.

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

Firmen und Verbände

In einem Reihenhaus haben Hajo Böger und Hermann Jäckle damals ihrIngenieurbüro gegründet. Ihre Start-chancen waren in doppelter Hinsichtgut: Sie hatten nach dem Studium desBauingenieurwesens an den Techni-schen Universitäten in Hannover bezie-hungsweise Karlsruhe erste beruflichepraktische Erfahrungen im Ingenieur -büro von Dr.-Ing. Hellmut Homberg ge-sammelt, einem der damals renommier-testen Ingenieurbüros in Deutschland,und sie starteten ihre selbstständige Tä-tigkeit als freiberufliche Beratende Inge-nieure in einem Bundesland, das damalszu jenen Regionen in Deutschland ge-hörte, die wegen des stark anschwellen-den West-Ost-Transitverkehrs unmittel-baren verkehrstechnischen Handlungs-bedarf aufwiesen. Nach eigenen An -gaben waren Böger+Jäckle wohl allengroßen Verkehrsprojekten der letzten50 Jahre in Schleswig-Holstein beteiligt.Gleichzeitig wurden ihre reichen Erfah-rungen als Ingenieure und Bauleiter fürdie Planung und Errichtung zahlloserBauwerke des Küstenschutzes genutzt.Zurzeit wirkt das Büro bei den großenKüstenschutzmaßnahmen an der Unte-relbe und in Dahme an der Ostsee mit.

Neben den zahllosen Bauten für dieInfrastruktur Schleswig-Holsteins habenBöger+Jäckle aber auch bundesweit –beispielsweise für die Brücken derRhönautobahn nach Fulda oder für die4. Röhre des Elbtunnels in Hamburg –und für große Projekte im Ausland ge-plant – zum Beispiel im Iran, noch zuZeiten des Schahs, eine Reparaturwerftund einen Hafen, oder Brücken für Ni-geria (die aber nie gebaut wurden, weilpolitische Unruhen ausbrachen), oderfür die Erweiterung der U-Bahn in Sin-gapur. In jüngerer Zeit kamen dannnoch bedeutende Planungs- und Bau -leitungsaufgaben für den Industriebauoder für Kernkraftwerke hinzu, vor al-lem für die Ertüchtigung des Kernkraft-werks Brunsbüttel.

Dass die Ingenieure aber nicht nur inBetongrau und Stahlblau, sondern auchin Grün planen können, das haben sieschließlich noch in den vergangenenzwanzig Jahren bei zahlreichen Projek-ten des Landschaftsschutzes, der Land-schaftspflege, der Rekultivierung undder Pflege öffentlichen Grüns in Parksund Schlossgärten bewiesen, auch imOsten Deutschlands, wo das Unterneh-men nach der Wende in Leipzig, Wis-mar, Dessau und Chemnitz Zweigbüroseröffnet hat.


Termine

Messen im Bauwesen –„Problemangepasste Messkonzepte“Berlin, 6. März 2012

Bei der Konzeption von Messmaßnah-men an Bauwerken und Bauwerksteilenist dafür zu sorgen, dass sowohl diemess technischen als auch die bauspezi-fischen Problemstellungen hinreichendberücksichtigt werden. Dies gehört zuden Grundlagen für erfolgreiche mess-technische Untersuchungen. Die Vor -träge sind konzipiert für Bau- und Vermessungsingenieure in der Planung,Ausführung und Verwaltung.

Bundesanstalt für Materialforschungund -prüfung: www.bam.de

20. Symposium für Felsmechanik und TunnelbauStuttgart, 6. und 7. März 2012

Themen– Felsmechanik. Felsbau– Tunnelbau– Sanierung alter Bauwerke– Nachhaltigkeit

www.dggt.de

Geotechnik-Tag in MünchenMünchen, 9. März 2012

Themen– Geotechnik und Energie

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

acqua alta alpinaSalzburg, 8. bis 10. März

Themen– Verkehrs- und Wegebau– Sperrwerke und Dämme, Wasserkraft– Klimawandel und seine Folgen– Risiko- und Katastrophenschutz– Alpine Naturgefahren

www.acqua-alta-alpina.at

2012 DFI Middle East ConferenceDubai, United Arab Emirates14. bis 15. März 2012

Topics– Foundation engineering

http://engr.aud.edu/conferences

Termine19. Darmstädter Geotechnik-KolloquiumDarmstadt, 15. März 2012

Themen– Erneuerbare Energien – Erde, Wind

und Wasser– Forschung, Entwicklung und Innova-

tion– Internationale Projekte– Quo vadis Normung?– Sicherheit und Rechtsfragen in der

Geotechnik

www.geotechnik.tu-darmstadt.de

3. RuhrGeotagWuppertal, 29. März 2012

Themen– Innerstädtischer Tunnelbau – Spezialtiefbau

Bergische Universität Wuppertal, Lehr- und Forschungsgebiet Geotechnik,Frau Dipl.-Ing. FierenkothenPauluskirchstr. 742285 WuppertalTel.: 0202/439-4132

27. Christian Veder KolloquiumGraz, 12. und 13. April 2012

Themen– Abdichtungsmaßnahmen

in der Geotechnik

www.cvk.tugraz.at

Under City – Using underground spacein urban areasDubrovnik, Croatia, 12. bis 14. April 2012

Topics– Planning, design and geological

baseline– Urban traffic development using

under ground– Underground structures for storage,

energy, water supply and sewer– Construction methods and technolo-

gies, maintenance and rehabilitation– Fire protection, safety, equipment of

underground structures– Contractual development and project

preparation in using urban under-ground space

www.undercity2012.com

Bauschäden erkennen, vermeiden undsanierenLeipzig, 19. April 2012

Themen– Tragfähigkeitserhöhung von Funda-

menten– Dichtigkeit von Bauwerken gegen

Wasser

www.uretek.de/aktuell/fachseminare

3. Münchener Tunnelbau-SymposiumMünchen, 11. Mai 2012

Themen– Innerstädtische Schwerpunkte– Bauverfahren und Vertragsmodelle im

Tunnelbau– Betrieb von Tunneln

[email protected]

WTC 2012Bangkok, Thailand, 18. bis 23. Mai 2012

Topics– Urban tunnelling– Use of underground spaces– Natural disaster mitigation and man-

agement through underground spaceuse

– Underground structure resistanceagainst seismic loads

– Advance and innovation in mecha-nised tunnelling

– Conventional tunnelling– Long and deep tunnelling– Contract practices, commercial

aspects and risk assessment– Tunnelling nearby sensitive structures– Tunnel rehabilitation and restoration– Safety in tunnels– Micro tunnelling– Deep excavations

www.wtc2012.com

2nd International Conference onPerformance-Based Design (PBD) inEarthquake Geotechnical EngineeringTaormino, Italy, 28. bis 30. Mai 2012

Topics– Case histories on ground motion and

site effects– Soil investigation with field and

laboratory testing– Dynamic Characterisation and

modeling– Methodologies for PBD– Numerical analyses for PBD


Termine

– Physical modelling by shaking tabletest and centrifuge test

– Recent developments in PBD andcodes

www.associazionegeotecnica.it/novita

Rockbolting and Rock Mechanics in MiningAachen, 30. und 31. Mai 2012

Topics– Rockbolting and support systems– Injection technology– Rock mechanics– Monitoring– Operational experiences– Machinery and equipment

www.aims.rwth-aachen.de

TC 211 – IS-GI Brussels 2012 Symposium & Short CoursesBrüssel, Belgien, 30. Mai bis 1. Juni 2012

Topics– Recent R&D activities and advances

with regard to ground improvementmethods

www.bbri.be/go/IS-GI-2012

63. Berg- und Hüttenmännischer Tag Freiberger ForschungsforumFreiberg, 13. bis 15. Juni 2012

Thema– Bodenverflüssigung bei Kippen des

Lausitzer Braunkohlebergbaus

http://tu-freiberg.de/forschungsforum/2012/

Shaking the Foundations of Geo-engineering EducationGalway, Ireland, 4. bis 6. Juli 2012

Topics– Essential course content in geo-

engineering– Basic concepts and how best to rein-

force them– Advanced concepts: how and when

they should be introduced – Bridging the gap between geotechni-

cal engineering, geology and hydro-geology

– Field trips and laboratory exercisesvalu able learning experiences

– Reusable learning objects in geo- engineering instruction

– Learning from past mistakes - the roleof case histories and forensics in geo-engineering education

– Student-centered learning in geo- engineering

– The role of computing and analysissoftware at undergraduate level

www.sfge2012.com

Baltic Piling Days 2012Tallinn (Estland), 3. bis 5. September 2012

Themen– Loaded piles behaviour in soil and

bearing capacity of piles– Reinforcement of deep pit and slopes– Technologies of piles. Appliance,

materials, manufacturing

www.balticpiling.com

EuroGeo5Valencia, Spanien16. bis 19. September 2012

Topics– Transport

(roads, railways, tunnels and airports)– Hydraulic structures

(dams, reservoirs, canals)– Erosion control and coastal works – Building construction – Soil improvement and reinforcement – Mining – Environmental applications

(waste landfills and soil remediationtechnologies)

– Agriculture and aquaculture

www.eurogeo5.org

2. Symposium Baugrundverbesserungin der GeotechnikWien, 13. und 14. September 2012

Themen– Neu- und Weiterentwicklungen von

Bodenverbesserungsverfahren– Dynamische Bodenverbesserung– Impulsverdichtung, Verdichtung mit

dynamischen Walzen– Berechnungs- und Bemessungsgrund-

lagen– Neubau- und Sanierungsmaßnahmen– Prüfungen und Qualitätssicherung

www.tuwien.ac.at

Interdisziplinäre Messaufgaben imBauwesenWeimar, 25. und 26. September 2012

Themen– Tunnelbau– Brückenbau– Bestandsdokumentation– Bauwerksüberwachung– Auswertetechnik

www.uni-weimar.de

32. Baugrundtagung 2012Mainz, 26. bis 28. September 2012

Themen– Bodenmechanische Grundlagen– Spezialtiefbau– Erdbau– Beiträge zur Nachhaltigkeit und

Energie effizienz– Herausforderungen zur Gebrauchs-

tauglichkeit– Nationale und Internationale Infra-

strukturprojekte– Innovationen– Ingenieurtechnologie und Grundbau

www.dggt.dewww.baugrundtagung.com

61. Geomechanik Kolloquium 50 jahre NATMSalzburg, Österreich, 11. bis 12. Oktober 2012

Themen– Entwicklung der NOT– Wasserkraftausbau –

Felsmechanische Aspekte– Penetrations-, Verklebungs-

und Verschleißmodelle– Was darf Sicherheit kosten?

Dem Kolloquium vorgelagert wird der 8. Österreichische Tunneltag 2012 am10. Oktober 2012

www.oegg.at

41. Geomechanik KolloquiumFreiberg, 16. November 2012

Themen– Theoretische und angewandte

Gebirgsmechanik– Salzmechanik– Gesteinsmechanische Laborversuche

/ In-Situ-Versuche– Geotechnische Großprojekte aus dem

Berg- und Tunnelbau

www.tu-freiberg.de/fakult3/gt


Impressum„geotechnik“ – Fachzeitschrift für Bodenmechanik, Erd- und Grund-bau, Felsmechanik, Ingenieurgeologie, Geokunststoffe und Umwelt-geotechnik.

Organ:Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V. (DGGT), Gutenberg straße43, 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-VorsitzenderDr. rer. nat. Kirsten Laackmann, DGGT-Geschäftsführerin

Editorial Board:• Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, TU Hamburg-Harburg

(Head of Editorial Board), [email protected]• Prof. Dr.-Ing. habil. Achim Hettler, TU Dortmund,

[email protected]• Dipl.-Ing. Roland Jörger, Bilfinger Berger Ingenieurbau GmbH,

Wiesbaden, [email protected]• Prof. Dr.-Ing. Thomas Richter, GuD Consult GmbH, Berlin,

[email protected]• Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, TU Kaiserslautern,

[email protected]

Scientific Advisory Board:• Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt (TU München)• Dr.-Ing. Claus Erichsen (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende

Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen)• Prof. Dr. rer. nat. Dr. h.c. Rafig Azzam (RWTH Aachen)• Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler (RWTH Aachen)• Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach (TU Darmstadt)• Dipl.-Ing. Christof Sänger (Ed. Züblin AG, Stuttgart)• Dipl.-Ing. Heinz Kaltenecker (Bauer AG, Schrobenhausen)• Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann (Keller Holding GmbH,

Offenbach)• Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger Linder (Brückner Grundbau GmbH, Essen)• Prof. Dr.-Ing. Dietmar Placzek (ELE Beratende Ingenieure

GmbH, Essen)• Dr.-Ing. Peter Ruland (IMS Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg)• Prof. Dr.-Ing. habil. Peter-Andreas von Wolffersdorff (Baugrund

Dresden Ingenieurgesellschaft mbH, Dresden)• Dr.-Ing. Michael Heibaum (Bundesanstalt für Wasserbau BAW,

Karlsruhe)• Dipl.-Ing. Wolfgang Feldwisch (DB Netz AG, Frankfurt am Main)• Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou (ETH Zürich)• Prof. Dr.-Ing. habil. Dimitrios Kolymbas (Universität Innsbruck) • Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus (Universität Hannover)• Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle (TU Dresden)• Prof. Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing.E.h. Walter Wittke (Prof. Dr.-Ing. W.

Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH(WBI), Aachen)

• Prof. Dr.-Ing. E.h. Manfred Nußbaumer MSc., München

Verlag:Wilhelm Ernst & SohnVerlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KGRotherstraße 21, D-12045 BerlinTel. +49 (0)30/47031-200, Fax +49 (0)30/[email protected], www.ernst-und-sohn.de

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Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn; Fred Doischer, Tel.: 030/47031-234

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Aktuelle BezugspreiseDie Zeitschrift „geotechnik“ erscheint mit vier Ausgaben pro Jahr.Neben „geotechnik print“ steht „geotechnik online“ im PDF-Formatüber den Online-Dienst Wiley Online Library im Abonnement zurVerfügung.

Jahresabonnement Jahresabonnement Einzelheft(print) (print + online)

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Gedruckt auf säurefreiem Papier.

© 2012 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG, Berlin

Beilagenhinweis:Diese Ausgabe enthält folgende Beilage(n):Wayss & Freytag Ingenieurbau AG, 60489 Frankfurt; Verlag Ernst & Sohn, 10245 Berlin

Vorschau

Themen Heft 2/2012

Georgios Anagnostou, Erich PimentelZu den Klassifikationssystemen undden empirischen Methoden der Fels-mechanik

Michael Heibaum, Wilfried WarneckeVersuche zum Abriebverhalten von Gesteinen bei hydraulischen Einwirkungen

Johannes Feuerbach, Manuel LauterbachAnwendung von Rasengitterplattenauf geneigten Flächen als Erosions-schutzsystem im Zuge der Böschungs-sicherung an der Steilküste von Lohme auf Rügen

Katharina Wendl, Marcus Scholz, Kurosch ThuroCharakterisierung der ingenieur -geologischen Vortriebsdokumentationvon Hydroschildvortrieben an Bei -spielen aus der Praxis

(Änderungen vorbehalten)

n Ja, wir möchten geotechnik regelmäßig lesen.

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

n Bitte senden Sie eine kostenlose Leseprobe/ 1 Heft der Fachzeitschrift

n Bauphysik n Bautechnik n Beton- u. Stahlbetonbau n DIBt Mitteilungen n Geomechanics & Tunnelling

n Mauerwerk n Steel Construction n Unternehmerbrief Bauwirtschaft n Stahlbau n Structural Concrete

Rechnungs- und Lieferanschrift:n Privat n Geschäftlich KD-NR n Ich bin Student/in. Studienbescheinigung anbei.

Firma USt-ID-Nr./VAT-No.

Titel, Vorname, Name Straße/Postfach

Funktion/Postion/Abt. Land/PLZ/Ort

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Fax +49 (0)30 47031 240

Oberflächennahe Rutschung im Bereich der Hafentreppe in Lohme/Rügen und Zustand nach Stabilisierung und Verlegung von Rasengittern

…und aktuell an anderer Stelle

(Änderungen vorbehalten)

Heft 3/2012Designaspekte bei Gründungen für OffshoreWindenergieanlagen

Tragverhalten von hohen Stahlbetontürmen für Aufwindkraftwerke

Solare Aufwindkraftwerke: Ein Beitrag der Bautechnik zur nachhaltigen und wirtschaftlichen Energieerzeugung

Untersuchungen zur Effizienz von thermo-aktivenAbdichtungselementen zur thermischen Nutzung des Untergrunds

Geplante 50 MW Rinnenkraftwerke in Spanien

Drei Brücken, drei Techniken – Zeugen dreier Bauepochen in der Surselva

Die Scherzer-Rollklappenbrücke über die Peene in Anklam

Heft 3/2012Nachträgliche Verankerung von Querspanngliedern

Stahlklemmkonstruktionen zum halbseitigen Rückbau derDeelbögebrücke

Ausführungsqualität von Stahlbeton- und Spannbetonbrückenan Bundesfernstraßen

Aktualisierte Vergleichstafeln für militärische Lastenklassenbei Straßenbrücken

Die Rollbrücken der neuen Landebahn Nordwest am FlughafenFrankfurt/ Main

Integrale Großbrücken mit flexiblen WiderlagernErfahrungen beim Bau der Rollbrücke Ost 1 am FrankfurterFlughafen

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

Funktional–Skulptural–IntegralDie Seitenhafenbrücke in Wien

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

Heft 2/2012Behavior of grouted dowel used in precast concrete connections

Analysis of the Subgrade Stiffness Effect on the Behaviour of Ground Supported Concrete Slabs

Quantitative fracture characteristics in shear load

Dynamic response of concrete footbridges

Deterioration model and input parameters for reinforcementcorrosion

Development of the design model for reinforcement corrosion

Design procedure and simplified equations for the flexuralcapacity of FRP RC sections

Heft 3/2012Zerstörungsfreie Prüfung nach EN 1090 unterBerücksichtigung der technischen Möglichkeiten und Verfahrensgrenzen

Zähigkeitsdargebote kaltgefertigter Hohlprofile bei tiefen Temperaturen

Einsatz von gebogenem Glas im Bauwesen

Aktuelle Untersuchungen zum Verhalten von Verbundglasunter Schneelasteinwirkung

Prüfungen im großen Massstab

Risikoorientierte Bemessung von Tragstrukturen –Bedeutungsbeiwerte bei der Differenzierung derZuverlässigkeit für unterschiedliche Schadens- bzw. Versagensfolgeklassen

Deformations- und Bruchdynamik von Sicherheitsglas

Qualitätskontrolle von ESG und TVG – Einsatz der Spannungsoptik

Der Bau eiserner Brücken im Südwesten Deutschlands 1844–1889, Teil 3: Vom Gitterträger zum Fachwerk

Heft 1/2012Modern pre-injection in underground construction with rapidsetting microcements and colloidal silica – application inconventional and TBM-tunneling

Vorauserkundungseinrichtungen und Einrichtungen zurGebirgs-Vorausbehandlung auf einer TBM – State of the art

Vertragsmodelle für TBM Vortriebe im Festgestein

Automatisierte Felsdehnungsmessungen mit der „TIWAG-Radialpresse“ für das geplante Speicherkraftwerk in Kühtei

Zweischalige Auskleidung bei Tunnelbauprojekten der ÖBB mit kontinuierlichem Vortrieb

Das AT – Hüllrohrsystem

Palomino HRT – investigation drillings in two differentgeological formations

Documents

Geotechnik 01-2012 (sample copy)