Geotechnik 2013/01

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

136. JahrgangMärz 2013ISSN 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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36. JahrgangMärz 2013, 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 Christos Vrettos Wer schreibt, der bleibt

Fachthemen

3 Oswald Klingmüller Vorgaben des EC7 für dynamische Pfahlprobebelastungen und Regelungen

im deutschen Normenhandbuch – Vorschlag zur Vereinfachung

10 Christian Koepke, Fokke Saathoff Charakteristische Bodenkennwerte der Torfe und Mudden Mecklenburg-

Vorpommerns zur Berechnung von Primärsetzungen

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

30 Jochen Fillibeck Möglichkeiten der Prognose von Oberflächensetzungen beim Tunnelvortrieb

im Lockergestein Teil 1: Empirisches Prognoseverfahren

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

Bericht

51 AK 2.11 der Fachsektion „Erd- und Grundbau“ EASV Sachverständige für Geotechnik:

Anforderungen an Sachkunde und Erfahrung Empfehlung des Arbeitskreises AK 2.11 der Fachsektion Erd- und Grundbau

der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V.

Rubriken

58 DGGT-Mitteilungen61 Persönliches62 Tagungsberichte65 CBTR-Nachrichten67 Dissertationen 201271 Aus den Hochschulen72 Forschung und Entwicklung73 geotechnik aktuell73 Termine

Produkte und Objekte

A5 AktuellA17 Stellenmarkt

Fortrac® Geogitter ermöglichen Brückenanrampung in Bindlach, BayernAusbau der Staatsstraße 2183 nördlich von Bindlach/Bayern mit Brückenanram-pung unter Verwendung von Fortrac® R 650/50-30T Geogittern der Fa. HUESKERSynthetic, Gescher Das erhöhte Gefährdungspotenzial des Verkehrsknotenpunktes von Straße undBahn sollte durch eine neue Brücke entschärft werden. Aufgrund der geringenTragfähigkeit des Untergrundes wurde die Brückenanrampung auf einem geo-kunststoffbewehrten Gründungspolster über vertikalen Traggliedern (Fertigbeton-Rammpfählen) errichtet. Rasterförmig angeordnete Pfähle wurden dabei bis zu12 m tief bis auf eine tragfähige Buntsandsteinschicht eingerammt. Nach Auf -bringung einer Ausgleichsschicht wurden die einaxialen Geogitter Typ Fortrac®

verlegt und mittels Rückumschlag verankert. Mehr zum Projekt finden Sie ab Seite A5 sowie im aktuellen Anwendungsvideo, s. QR-Code.

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

Wer schriftliche Zeugnisse hinterlässt, wird nicht vergessen, ist die gän-gige Deutung dieses Sprichwortes. Übertragen auf die Veröffentlichungwissenschaftlicher Texte stellt der Satz die Aufforderung dar, Qualitätnicht nur zu produzieren, sondern auch zu dokumentieren. Und genauin dieser Hinsicht leidet unsere Disziplin. Wissenschaftler in den Hoch-schulen bringen oft nicht die notwendige Motivation auf, ihre Arbeitenzu publizieren. Ingenieuren in der Praxis fehlt infolge des Termin-drucks die notwendige Zeit. Die Überwindung der eigenen Trägheitstellt die größte Hürde dar, oft aber begleitet von einer gewissen Gleich-gültigkeit, das gewonnene Wissen auszubreiten.

Ingenieure in der Praxis bevorzugen heute die Teilnahme an natio-nalen Tagungen und Kolloquien; die Beiträge werden auf die Schnelleverfasst und in den seltensten Fällen begutachtet. Das darin enthaltene,oft wertvolle Wissen bleibt jedoch in den Tagungsbänden verborgen, diein Bibliotheken archiviert werden, oft ohne genauen bibliographischenNachweis oder ein Inhaltsverzeichnis.

Doktorandinnen und Doktoranden hätten die Zeit und den Frei-raum während ihrer Tätigkeit an den Universitäten, neben der Disser -tation auch weitere Arbeiten zu verfassen. Hierzu fehlt meistens derMut, der oft durch die in dieser Phase wiederkehrenden Selbstzweifelzur Qualität der eigenen Forschung bedingt ist. Endlich ist dann das Rigorosum bestanden, die Arbeit erscheint als Heft in der Institutsreiheund der Fall ist abgeschlossen. Geht aus der Dissertation keine Veröf-fentlichung hervor und macht sich niemand die Mühe, die Quintessenzherauszufiltern und diese zu verwerten, bleibt das Wissen größtenteilsverborgen.

Somit dient die Veröffentlichung in einer angesehenen Zeitschriftnicht nur der Reputation des Verfassers, sondern hauptsächlich der Verbreitung des Wissens. Die manchmal als überflüssig erachtete Begutachtung (peer-review) von Beiträgen stellt kein absichtlich er -richtetes Hindernis dar, sondern sie gewährleistet die Einhaltung eines Qualitätsstandards und wertet somit die Aufsätze maßgeblich auf.

Bedingt durch die Natur unserer Disziplin, gehören wir nicht zu denen, die ihre Forschungsergebnisse in kleinen, wohlüberlegten Häpp-chen in Autorengemeinschaften publizieren können. Das Problem derVeröffentlichungsflut mit der einher gehenden Schwierigkeit, die tat-sächliche Qualität eines Wissenschaftlers beurteilen zu können, habenwir ja nicht. Aber wir veröffentlichen zu wenig.

Seit nun zwei Jahren werden in der geotechnik die eingereichtenManuskripte nach den international geltenden Regeln betreut. Nebenden begutachteten Beiträgen, von denen eine stärkere wissenschaftlichePrägung erwartet wird, werden kürzere technische Berichte aus an-spruchsvollen Projekten publiziert. Beide sind für die Weiterentwick-lung unseres Berufsstands von Bedeutung. Meines Wissens war die geotechnik die erste Fachzeitschrift des klassischen Bauingenieur -wesens, die ein elektronisch basiertes Manuskript-Einreichungssystem

Wer schreibt, der bleibt

Editorial

1© 2013 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 36 (2013), Heft 1

2 geotechnik 36 (2013), Heft 1

Editorial

mit einer konstruktiven und nachweisbaren Begutachtung der Aufsätzeeingeführt hat.

Ich hoffe, dass der Nachwuchs in Wissenschaft und Praxis die geotechnik verstärkt nutzen wird, um voller Selbstvertrauen die neu gewonnenen Erkenntnisse der Fachwelt zu präsentieren; und dass dieErfahreneren unter uns sowohl als Autoren als auch als Mentoren ihreUnterstützung anbieten werden.

Ihr

Christos VrettosVorsitzender der Schriftleitung

Das höchste Gebäude Österreichs, der220 m hohe Donau-City-Tower-1, istbeinahe fertiggestellt. Ihn verbindet mitanderen Hochhausprojekten weltweitdie Art der Gründung. Trotz relativgünstiger Untergrund verhältnisse sinddie Lasten derartiger Bauwerke nurüber Tiefgründungselemente, in die-sem speziellen Fall als Schlitzwandele-mente ausgeführt, in den Baugrund ab-zutragen. Dem Thema Tiefgründungenwidmet sich das 28. Christian VederKolloquium am 4. und 5. April 2013 ander TU Graz unter dem Untertitel„Vom Mikropfahl zum Großbohr-pfahl“. Damit deckt das Kolloquiumdas gesamte Spektrum von Tiefgrün-dungsvarianten ab.

Der Entwurf einer wirtschaftlichenGründung auf wenig trag fähigem Bau-grund ist eine komplexe Aufgabenstel-lung dar, da neben den Untergrundver-hältnissen weitere Randbedingungen,wie Art und Nutzung des zu gründendenBauwerks die Auswahl des optimalenGründungskonzeptes beeinflussen. Dem-entsprechend breit gefächert sind dieThemen, die in den Beiträgen des dies-jährigen Kolloquiums aufgegriffen wer-den. Neben der Präsentation von ausge-führten oder in Bau befindlichen Hoch-hausprojekten, Kraftwerksbauten, Kai -anlagen und Baumaßnahmen inZusammenhang mit Infrastrukturmaß-

nahmen widmen sich einige Beiträge derBemessung und den unterschiedlichenMöglichkeiten der Durchführung vonPfahlprobebelastungen. Neben konven-tionellen Versuchsanordnungen werdenauch die Vor- und Nachteile von Oster-bergzellen aufgezeigt sowie eine innova-tive Alternative vorgestellt. Weit gestreutist auch die geographische Lage der vor-gestellten Projekte, von Nigeria über dieTürkei nach London und Berlin. DerGründung des Donau-City-Tower-1, sindzwei Beiträge gewidmet. Ein weitererBeitrag aus Österreich widmet sich denspeziellen Anforderungen, die sich fürGründungen im Hochgebirge stellen.

Seit seiner Gründung im Jahre 1985hat sich das Christian Veder Kolloquiumzum jährlichen Fixtermin für Geotechni-ker im deutschsprachigen Raum etab-liert. „Die Veranstaltung dient in ersterLinie dem Erfahrungsaustausch und daher ist im Tagungsprogramm ausrei-chend Zeit für die Diskussion reserviert.Veranstaltet wird das Christian VederKolloquium vom Institut für Boden -mechanik und Grundbau der TU Grazin Zusammenarbeit mit dem Institut für Felsmechanik und Tunnelbau sowiedem Institut für Angewandte Geowissen-schaften.

Weitere Informationen:TU Graz, Petersgasse 16, Hörsaal P1,Ao.Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Helmut Schweiger, MSc, Institut für Bodenmechanik und Grundbau, Tel. +43 (0)316 – 873 62 34, [email protected], www.cvk.tugraz.at

Naturgefahrenabsicherung und Geokunststoffe

TIEF GEGRÜNDET – 28. Christian Veder Kolloquium

Dammgründung auf geokunststoff bewehrtemGründungspolsterZur Verbesserung des Verkehrsflusseswurde 2012 damit begonnen, die Staats-straße 2183 nördlich von Bindlach wei-ter auszubauen. Ziel ist es unter ande-rem, die Gefährdungssituation durch einen höhengleichen Bahnübergang zuentschärfen. Zu diesem Zweck wurdeein auf Ortbetonpfählen ge gründetesBrückenbauwerk errichtet. Um diebeidseitigen Anrampungen innerhalbbegrenzter Bauzeit ebenfalls nahezu set-zungsfrei ausführen zu können, mussteein Gründungs system gewählt werden,dass nicht nur den wirtschaftlichen undstatisch-konstruktiven Anforderungengenügte, sondern zusätzlich im Einklangmit den Schutzzielen für das angrenzen-de Wasserschutzgebiet lag.

Zur Ausführung kam die seitens der TUMünchen empfohlene Variante einer

Dammgründung auf geokunststoffbe-wehrtem Gründungspolster über vertika-len Traggliedern.

Stabile Gewölbeausbildung durchGeokunststoff bewehrungenDie hohen Anforderungen zur Erhaltungdes Schutzgebietes konnten unter Ver-wendung von umweltunbedenklichenGeogittern nachweislich erfüllt werden.Die Geokunststoffbewehrungen bewir-ken eine stabile Gewölbeausbildung undsomit eine Spannungsumlagerung ober-halb der Verlege-Ebene und leiten gleich-zeitig die Lasten aus dem Eigengewichtdes Dammes unterhalb der Gewölbe mit-tels Membranwirkung an die Pfähle wei-ter. Der wenig tragfähige Untergrundkann so in Abhängigkeit der Steifigkeits-verhältnisse zwischen demselben, denGeokunststoffbewehrungen sowie den

Pfählen, stark entlastet werden. Konsolidationssetzungen wer-den somit konstruktionsbedingt vermieden.

Die rasterförmig angeordneten Betonfertigpfähle wurdenim Rahmen dieser Baumaßnahme bis auf die ca. 12 m tiefere,tragfähige Buntsandsteinschicht eingerammt und ca. 20 cmoberhalb des Planums abgelängt. Zur Verringerung von Lastkon-zentrationen wurden runde Pfahlkopfplatten aufgesetzt undschubfest mit den Pfählen verbunden. Nach dem Herstellen der

vertikalen Tragglieder wurde eine Ausgleichsschicht aus verdich-tetem nichtbindigen Boden eingebracht. Auf diesem Planumwurden die einaxialen hochzugfesten Geokunststoffbewehrun-gen (Typ Fortrac® R 650/50-30T von HUESKER) quer zurLängsachse des Dammes verlegt und seitlich mittels Rückum-schlag verankert.

Nahezu keine weiteren Setzungen nach Erreichen derendgültigen DammhöheBereits während des schichtweisen Einbaus des Bodens werdendie Geokunststoffbewehrungen bei dieser Bauweise vorgedehnt.Dadurch entstehen leichte Setzungsmulden zwischen den Pfäh-len. Mit Fortschreiten des Dammbaus werden diese jedoch aus-geglichen, so dass nach Erreichen der endgültigen Dammhöhenahezu keine weiteren Setzungen zu erwarten sind. Insgesamtwurden ca. 1.700 Fertigbeton-Rammpfähle sowie 27.000 m²Geokunststoffbewehrung eingebaut. Die Fertigstellung der Ge-samtmaßnahme ist für 2013 geplant.

Weitere Informationen:HUESKER Synthetic GmbH, Fabrikstraße 13–15, 48712 Gescher, Tel. +49 (0)25 42 – 701-0, Fax +49 (0)25 42 – 701-499, [email protected], www.HUESKER.com

A6 geotechnik 36 (2013), Heft 1


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

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

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

Ertüchtigung Staudamm Visegradin Bosnien-HerzegowinaEine Arge STRABAG AG – ZÜBLIN Spezialtiefbau GmbHerhielt den Auftrag für die Ertüchtigung des Staudamms amWasserkraftwerk Višegrad. Die Arge und „ElektroprivredaRepublike Srpske“ (Elektroversorgungsgesellschaft der Serbi-schen Republik) unterzeich neten am 5. Oktober 2012 denVertrag im Wert von 10,226 Mio. €. Der Ausführungszeitraumbeträgt 18 Monate.

Die vertragliche Leistungs umfasst die Ausführung folgender Arbeiten:– Herstellung einer Baustellenerschließungsstraße und Be-

festigung der Arbeitsebenen usw. (Vorarbeiten),– Verpressung von Inertbaustoffen und Verdämmung der

Undichtigkeiten im Damm, einschließlich Unterhalt der Arbeitsebenen und des benötigten schwimmenden Geräts und aller erforderlichen Nebenarbeiten,

– Lieferung und Einrichtung der Messausrüstung zur bau-be gleitenden Überwachung es Einpresserfolgs,

– verschiedene Hilfsarbeiten zum Zweck der Planungsoptimie-rung und der Forschung.

Die Projektfinanzierung durch „Elektroprivreda RepublikeSrpske“ erfolgt aus einem von der Europäischen Investitions-bank gesicherten Kredit.

Das Wasserkraftwerk „Višegrad“ liegt am Fluss Drina und ging 1989 in Betrieb. Die drei Kaplanturbinen leisten je105 MW und geben so über drei Einphasentransformatoren jähr-lich 1010 GWh elektrische Leistung ab.

Versuche ergaben, dass pro Sekunde 14,5 m3 Wasser durchUndichtigkeiten verloren gehen – und mit ihnen eine beträcht -liche Leistung. Im Rahmen dieses Bauvertrags soll dieser Verlustunterbunden und die Leistung so um 5 % gesteigert werden,gleichzeitig wird die Betriebssicherheit der Anlage erhöht.

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

Hangsicherung und Baugrubensicherung für das LKH-Universitätsklinikum GrazDas Projekt LKH 2000 sieht vorrangig eine völlige Neugestal-tung der logistischen Prozesse im LKH-UniversitätsklinikumGraz vor. Die von außen kommenden LKWs, welche Güter an-liefern, sollen unmittelbar im Bereich der Haupteinfahrt (Ein-fahrt Halmich) in den unterirdisch gelegenen Anlieferhof ab -tauchen.

Die drei wesentlichen baulichen Komponenten zur Umsetzung die-ses Logistikkonzeptes sind die beiden bereits errichteten BauteileLogistiktunnel und die Tunneleinfahrt, sowie das noch zu errich-tende Versorgungszentrum. Das Versorgungszentrum sieht die Er-richtung einer 3-geschoßigen Tiefgarage (5. bis 3. UG) mit insge-samt ca. 560 Stellplätzen sowie eines Zentral lagers, einer Küche, eines Speisesaals, einem Gästecasino, einer Apotheke, einer Be -kleidungsausgabe, einer Poststelle und einer medizinischen Koordi-nationsstelle in den restlichen Geschoßen (2. UG, 1. UG, EG und 1. OG) vor.

Die Baugrubensicherung zur Errichtung des Versorgungszen-trums sieht zwei wesentliche Bereiche vor: einerseits die Hangsiche-rung für die Feuerwehrzufahrt und andererseits eine aus zwei Ebe-nen bestehende Baugrubensicherung für das Versorgungszentrum.Im gegenständlichen Areal wurden grundsätzlich folgende Boden-schichten angetroffen: 0–2 m Anschüttung; 2–9 m Schluff, tonig,halbfeste bis feste Konsistenz; 9–25 m Ton, schluffig; feste Konsis-tenz; kein Grundwasser.

Hangsicherung:Im nördlichen Bereich des Versorgungszentrums wurde die Hang-sicherung (Feuerwehrzufahrt) errichtet. Diese wurde mittels eineraufgelösten SOB-Pfahlwand (∅ = 630 mm; mittlere Länge ∼ 8 m)

sowie mit einer Spritzbetonausfachung (d = 20 cm; 2-lagig bewehrt)hergestellt.

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

A7geotechnik 36 (2013), Heft 1


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

Ein wesentlicher Unterschied der beiden Ebenen ist jener, dassdie „Obere Pfahlebene“ mittels eines in Ortbeton hergestellten An-kerriegels mit 2- bis 4-litzigen Dauerankern (20 bis 25 m) in 2 bis3 Lagen zwischen den Pfählen permanent rückverankert wurde. Inder „Unteren Ebene“ wurden die Pfähle mittels Kernbohrungendurchörtert und mittels 2- bis 4-litzigen Bauzeitankern (15 bis20 m) wiederum in 2 bis 3 Lagen temporär direkt verankert. Ausge-nommen davon waren die einspringenden Baugrubenecken. DieseKnotenpunkte konnten ohne eine Vergurtung (Stahl bzw. Stahl -beton) nicht gelöst werden.

Die Begründung für den Versatz der Pfahlebenen bzw. für dieVerwendung von Dauerankern in der oberen und Bauzeitankern inder unteren Ebene liegt darin, dass das Gebäude im Bereich deroberen Pfahlebene um das angesprochene Versatzmaß von derBaugrubensicherung entfernt ist und somit für keine ausreichendeAussteifung sorgt. Hier soll dieser Lichtraum einerseits Platz für dieerforderlichen Lüftungsbauwerke bieten und andererseits für zu-sätzliche Belichtung im Gebäude sorgen.

Eine besondere Herausforderung dieser Baugrubensicherungwaren die Ankerschnittpunkte im Bereich der einspringendenEcken. Aufgrund der Tatsache, dass 6 Ankerhorizonte hergestelltwerden mussten und die horizontalen Ankerabstände nur ca. 1,20bis 1,50 m betragen haben, kam es zu einer Vielzahl an theore -tischen Schnittpunkten. Zur Vermeidung des gegenseitigen Abboh-rens der Anker wurden alle betroffenen Bohrungen mittels dem„MAXI-Bohrsystem“ vermessen und die Neigungen der nachfolgen-den Bohrungen gegebenenfalls angepasst.

Roman WeidacherBautafel: LKH-Universitätsklinikum GrazBauherr: KAGes Steiermark, GrazAuftraggeber: Kostmann GesmbH, St. AndräGutachter: Dipl.-Ing. Dr. Techn. Walter Prodinger, GrazLeistungen:– SOB-Pfähle (∅ = 630 mm): ∼ 4.025 m– KELLY- Pfähle (∅ = 630 mm): ∼ 710 m– Spritzbeton (d = 20 cm; 2-lagig bewehrt): ∼ 3.200 m²– Reinigen Pfähle: ∼ 3.700 m²– Daueranker (2- bis 4-litzig): ∼ 6.450 m– Bauzeitanker (2- bis 4-litzig): ∼ 7.750 mZeitraum: Februar bis August 2012

Weitere Informationen:Kellergrundbau Ges.mbH, Mariahilfer Straße 127a, 1150 Wien, Tel. +43 (1) 8923526, [email protected], www.kellergrundbau.at



Einbau eines Dammbalkens in einenRegenüberlaufkanal von 1893

Das Land Berlin und die Berliner Wasserbetriebe haben einGewässergüteprogramm vereinbart, das vorsieht, bis 2020 inder Mischwasserkanalisation der Innenstadtbezirke insgesamt306.000 m³ Stauraumvolumen zu schaffen, um Überläufe beiStarkregen deutlich zu vermindern.

Als Teil dieser Maßnahme wird unter der Oberbaumbrücke aufder Friedrichshainer Seite ein Dammbalken in einen Regenüber-laufkanal aus dem Jahr 1893 eingebaut. Damit lässt sich dieser amAbwasserpumpwerk an der Rudolfstraße beginnende Überlauf -kanal gegen die Spree absperren.

Die PST Grundbau GmbH erhielt von der Sonntag Bauge-sellschaft mbH, die das Ingenieurbauwerk errichtet, den Auftragzur Herstellung der HDI-Sohle als untere Absperrung des Bau -troges und zur Herstellung der Dichtsäulen zwischen UK Spund-wand und HDI-Sohle. Die Arbeiten erfolgen unter beengten Ver-hältnissen auf der halbseitig gesperrten Brücke und gleichzeitigemWeiterbetrieb des Kanals neben einem DN 1600 Provisorium.

Weitere Informationen:PST Grundbau GmbH, Kanalstrasse 103–115, 12357 Berlin, Tel. +49 (0)30 – 66 06 72-0, Fax +49 (0)30 – 66 06 72-99, [email protected], www.pst-grundbau.de

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

Der Lake Cumberland in Kentucky zähltzu den größten Binnenseen der USA.Sein Einzugsgebiet gilt als Naturschutz -reservat und beliebtes Erholungsgebiet.Darüber hinaus wird er mit dem angren-zenden Wolf Creek Dam zur Erzeugungvon Energie genutzt. Massive Erosionenan der Basis der Staumauer führten imLaufe der Jahre zu immer größeren Un-dichtigkeiten, die schließlich die Stabi-lität des Dammes gefährdeten. Versuche,die Leckagen durch Injektionsbohrungenzu stoppen, waren nicht erfolgreich, da-her war eine andere Lösung gefragt, umdas kritische Bauwerk zu sichern.

Seit 2010 wird der Damm mit einem Bohr-verfahren abgedichtet, das Aker Wirth ge-meinsam mit seinem Kunden Treviicos(Trevi) – dem federführenden Unterneh-men im Joint Venture (JV), das für die Sanierung des Wolf Creek Damms verant-wortlich ist – speziell für dieses Projekt ent-wickelte. Auftraggeber ist das US ArmyCorps of Engineers, der alle Dämme in denUSA unter stehen.

Die Staumauer ist eine Kombinationaus Erdanschüttung und Betonkonstruk -tion. Sie ist 1,7 km lang und bis zu 79 mhoch. Für die Abdichtung sind mehr als1.000 Bohrungen erforderlich, die bis zu95 m tief vertikal in die Damm-Mauer bisin das Grundgestein abgeteuft werden. DieBohrungen werden mit bis zu fünf AkerWirth Pfahlbohranlagen ausgeführt, derenBohrdurchmesser 1,25 m beträgt.

Innovatives Bohrverfahren mit hoher Präzision Die Bohrungen erfolgen in einer speziellenAnordnung: zuerst die Bohrungen 1, 3, 5,die dann mit Beton verfüllt werden. Nachdem Abbinden erfolgen die Bohrungen 2und 4. Nach dem Verfüllen mit Beton ent-steht so eine durchgehende Betonwand inder Staumauer.

Um die Dichtigkeit des Dammes lang-fristig zu gewährleisten, müssen die Boh-rungen auf der gesamten Länge einen aus-reichenden Überschnitt aufweisen. Umdies zu erreichen, setzte der Auftraggebersehr enge Toleranzen für die Geradheit derBohrungen. Um diese – bis dato einzigarti-ge – Präzision zu erreichen, entwickelteAker Wirth einen speziellen Bohrstrangmit dreifach stabilisierten Schwerstangensowie einen Bohrmeißel mit Stringer (Zen-trierspitze). Ergänzt wurde dieses Systemdurch eine vom Kunden beigesteuerteMesseinrichtung, die eine Kontrolle derVertikalität bei jeder beliebigen Bohrteufeermöglichte. Damit wurde die vom Auf-tragsgeber geforderte Qualitätsdokumenta-tion der Richtungsgenauigkeit erfüllt.

„Wir haben mit Aker Wirth in der Be-schaffung und kundenspezifischen Anpas-sung der RCD-Anlage zusammengearbeitet,so wie es die speziellen Bedingungen die-ses Projektstand ortes erforderten“, erläu-tert Fabio Santillan Project Manager fürdas JV. „Während des gesamten Prozesseshaben wir die weitere Entwicklung dieserspeziellen Ausrüstung fortgesetzt.“

Willi Schmitz, Product Sales ManagerDrilling & Area Sales Manager NorthAmerica bei Aker Wirth erläutert, man habe für dieses Projekt Erfahrungen ausvorangegangenen Projekten genutzt undseine Pfahlbohranlagen für die spezifischenProjektanforderungen weiterentwickelt.„Dass unsere Anlagen, die seit über dreiJahren im Dauereinsatz sind, kontinuier-lich zuverlässig und sehr präzise bohren,unterstreicht unseren Anspruch als An -bieter für hocheffiziente Bohrtechnik.“

Das Bohren selbst erfolgt mit demLufthebeverfahren. Dabei wird Druckluftunmittelbar oberhalb des Bohrkopfes indas Bohrgestänge injiziert. Das dadurchentstehende Luft-Wasser gemisch besitzt eine spezifisch leichtere Dichte. DerDruckunterschied zwischen dem Umge-bungsdruck und dem geringeren Druck im Gestänge setzt den Fördervorgang inGang. Dieses energieeffiziente und robusteVerfahren erfolgt mit reinem Wasser ohnechemische Zusätze und ist daher sehr gutfür den Einsatz in ökologisch sensiblen Gebieten geeignet.

Mehr als 90 % der insgesamt über1.000 Bohrungen am Wolf Creek Dammhaben die Aker Wirth Pfahlbohranlagenbereits erfolgreich gemeistert.

Weitere Informationen:Aker Wirth GmbH, Kölner Straße 71–73, 41812 Erkelenz, Tel. +49 (0)2431 – 83-0, Fax +49 (0)2431 – 83-267, [email protected],www.akersolutions.com



Dammsicherung mit neuartigem Bohrverfahren am Lake Cumberland, USA

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

Dichtwandherstellung in Geröll

Die Firma Beiselen GmbH errichtete im Jahr 2012 eine Ge-treidesiloanlage am Hansehafen in Magdeburg. Den Zuschlagfür die Tiefgründungsmaßnahmen sowie die Baugruben -umschließung erhielt die Jacbo Pfahlgründungen GmbH, NL Berlin nach Abgabe eines Sondervorschlages.

Der Baugrund zeichnet sich durch eine hohe Heterogenität aus.Anthropologische Auffüllungen werden von bindigen und rolli-gen Schichten unterschiedlicher Mächtigkeit unterlagert. Ab ei-ner Tiefe von 12 bis 14 m steht Rupelton an. Die größte Aushub-tiefe betrug 6,5 m und lag somit ca. 2 m unter dem Grundwas-serspiegel.

Zur Minderung der Setzungen waren ursprünglich Bau-grundverbesserungsmaßnahmen und zur Minimierung der Was-serhaltung eine Spundwandumschließung vorgesehen.

6.500 m2 Dichtwand:Statt der Umschließung der Baugrube mit Spundwänden wurdeeine Zement-Bentonit-Suspension mittels tiefreichender Boden-vermörtelung in Form einer bis zu 14,5 m tiefen überschnittenenDichtwand (Bild 1) eingebaut. Die speziellen Rührwerkzeugesorgten bei der Herstellung der Sekundärsäulen für eine Selbst-justierung bzgl. der Lage. Gemäß Baugrundgutachten war überdem Rupelton mit vereinzelten Findlingen zu rechnen. Tatsäch-lich wurde eine bis zu 2 m mächtige Geröllschicht mit entspre-chend hoher Durchlässigkeit angetroffen. Nach entsprechendenAnpassungen des Rührwerkzeuges konnte diese Schicht durch-drungen werden. Nur vereinzelt wurde die Solltiefe nicht er-

reicht, weshalb dort zusätzlich Suspension verpresst wurde. DasEinbringen von Spundwänden wäre ohne aufwendige Zusatz-maßnahmen nicht möglich gewesen.

24.500 m SOB Pfahlgründung:Last und Geometrie des Bauwerks führen zu setzungsrelevantenSpannungen bis zu einer Tiefe von 40 m unter GOK. Zusätzlichdurchgeführte Ödometerversuche ergaben Steifemodule von10 bis 20 MN/m2 für den Rupelton. Eine reine Baugrundverbes-serung der oberen Schichten hätte zu unzulässig großen Setzun-gen im Rupelton geführt. Auch bei einer Pfahlgründung ist indiesem Fall die Gruppenwirkung zu berücksichtigen. Durch dieEinbindung der ca. 20 m langen Pfähle in den Ton wurde dieEntwässerungsstrecke zur Konsolidierung derart vergrößert,dass die maximal zu erwartenden Setzungen von 20 cm erst lange nach der Nutzungsdauer des Bauwerks erreicht würden.

Die von der Jacbo Pfahlgründungen GmbH eingesetztenSchneckenortbetonpfähle werden mit gesteuertem Betonüber-druck hergestellt. Dies führt im Allgemeinen zu höheren Trag -fähigkeiten als bei verrohrter Pfahlherstellung. Die vom Herstel-ler vorgeschlagenen Probebelastungen ergaben ca. 80 % höhereTragfähigkeiten, wodurch sich für den Bauherrn eine Kostensen-kung von ca. 35 % ergab und das Gesamtbudget trotz der erhöh-ten Aufwendungen bei der Dichtwandherstellung unterschrittenwerden konnte.

Der partnerschaftliche Umgang zwischen Bauherrn, Pro-jektsteuerer und Spezialtiefbauer führte zu einem optimalen Ergebnis.

Dr. Ingo Hylla, JACBO Pfahlgründungen GmbH, Forschung & Entwicklung

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



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

Bild 1. Statt der Umschließung der Baugrube mit Spundwänden wurde eine Zement-Bentonit-Suspension mittels tiefreichender Bodenvermörtelung in Form einer bis zu14,5 m tiefen überschnittenen Dichtwand eingebaut.

25 Jahre duktile Gussrammpfähle

Die Zahl von 5 Mio. eingebauten duktilen Gussrahmpfählenhätten sich Bertil Schmidt und Pentti Kosonen, die schwedi-schen Erfinder des duktilen Pfahls bei der Firma AB Gustavs-berg, in den frühen 80er Jahren nicht träumen lassen. Dukti-les Gusseisen im Spezialtiefbau war gänzlich unbekannt undman gab dem Werkstoff auch kaum Chancen. Der „G-Påle“wurde zu Beginn unterschätzt und er hatte nur bei Unterfan-gungen innerhalb von Gebäuden seine Berechtigung.

Durch den Technologietransfer (Lizenzvereinbarung) zwischenden Firmen Tiroler Röhren- und Metallwerke AG und AB Gustavsberg im Jahr 1986 kam der duktile Pfahl nach Österreichund wurde dadurch als vielseitiges Gründungskonzept bekannt,welches für Zuverlässigkeit und Schnelligkeit steht. Die Erfolgs-geschichte begann. 5 Mio. Laufmeter wurden in 25 Jahren pro-duziert und fanden weltweit Verwendung.

Waren am Anfang dieser Entwicklung im Bereich derRammtechnik noch Skepsis und Unverständnis die Wegbeglei-ter, so ist das System heute in Österreich nicht mehr wegzuden-ken. Gusseisen mit Kugelgraphit, auch duktiles Gusseisen ge-nannt, war und ist der Schlüssel zu diesem Erfolg. Der in denfrühen 50er Jahren industrialisierte Werkstoff bietet gleichzeitigalles was ein Rammpfahlsystem braucht: Duktilität, Schlagfestig-keit und Korrosionsbeständigkeit.

Dazu kommt noch eine hervorragende Gießbarkeit. Diekonische Steckmuffen-Verbindung als wichtigstes Verbindungs-element wird zusammen mit dem Rohrschaft in einem Guss her -gestellt; eine enorme Erleichterung für die Baustelle. Die pro -duzierten 5 m langen, einfach zu handhabenden Pfahlschüsse

können ohne Schweißarbeit und Spezialwerkzeug direkt aufder Baustelle rasch verbunden werden und ermöglichen eine va-riable Pfahllänge.

Bohrpfähle mit Durchmessern ≥ 500 mm oder gebohrteMikro pfähle * mit Durchmessern ≤ 300 mm werden in Öster-reich mit duktilen Pfählen wirtschaftlich ersetzt, weil das duktileGuss eisen hohe Lasten mit schlankem Design bestmöglich ver-einbart. Auch gegenüber anderen Fertigteilrammpfählen kannder Gussrammpfahl aufgrund seines modernen Werkstoffs invielerlei Hinsicht punkten.


Geotechnik, Spezialtiefbau

Bild 1. Schliffbild von duktilem Gusseisen unter dem Rasterelektronen mikroskop. DieBildung vom Kugelgraphit verleiht dem Gusseisen hohe mechanische Festigkeiten,wie z.B. eine hohe Schlagfestigkeit.

Vorteile von FertigteilrammpfählenBohrpfähle haben überwiegend Vorteile, wenn große Lastenund hohe Biegemomente aufgenommen werden müssen. DerNachteil ist aber das dafür benötigte schwere und teure Equip-ment. Daher werden traditionell gebohrte Mikropfähle in großerZahl dort verwendet, wo der Einsatz mit schwerem Gerät nichtmöglich ist. Beide Systeme, Bohrpfähle und gebohrte Mikro -pfähle, haben aber eine geringe Tagesleistung und das geförderteBohrgut muss entsorgt werden.

In den letzten Jahren haben sich die Deponiekosten ver-vielfacht. Bei kontaminierten Böden kostet die Bohrgutentsor-gung ein Vielfaches der eigentlichen Gründung und daher wirdimmer öfter die Frage gestellt, warum den Boden nicht dort be-lassen, wo er ist. Für die gefragten, hohen Produktionsleistungenhaben sich bei Bohrpfählen neue Verfahren wie die SOB-Pfähle(Schnecken-Ortbeton-Pfähle) entwickelt. Dieses System reagiertaber nur gering auf den tatsächlichen anstehenden Baugrund.Schwankungen bei der Traglast durch wechselnde Mächtigkeitder tragenden Bodenschichten und Lagerungsdichte sind einProblem. Betonieren unter Wasser, Ausspülen von Bewehrungs-eisen, Einschnürungen der frischen Betonsäule durch expandie-renden Boden, alle diese Schwierigkeiten müssen zusätzlich beider Dimensionierung einkalkuliert werden.

So wird, wo immer es geht, auf Fertigteilrammpfähle zu-rückgegriffen. Diese werden in der Regel industriell gefertigt, be-sitzen eine durchgängige Qualitätskontrolle und durch den ho-hen maschinellen Fertigungsgrad werden menschliche Fehlerauf der Baustelle reduziert.

Der duktile Gussrammpfahl als Vertreter derFertigteilramm pfähle erzielt durch sein hohes Festigkeit-Masse-Verhältnis den Vorteil hoher Traglasten bei kleinem und leich-tem Gerät. Eine Nachbearbeitung der Pfahlköpfe ist nicht not-wendig und auf Integritätsprüfungen kann verzichtet werden.

Überlegenheit des duktilen GusseisensDie wichtigsten Baustoffe für Fertigteilrammpfähle sind Stahl -beton, Stahl, Holz und Gusseisen, wobei der Holzpfahl sichheutzutage sehr stark auf dem Rückmarsch befindet, da zum einem die begrenzte Länge aber vor allem die bedingte gleich -mäßige Qualität zu Problemen führen kann. Holz rostet zwarnicht, ist aber durch Sauerstoff im Grundwasserschwankungs -bereich einer unkontrollierbaren Verrottung unterworfen.

Stahlbeton und Stahl sind mengenmäßig die Nummer einsbei den Fertigteilrammpfählen, jedoch wird bei größeren Lasten

und größeren Abmessungen des Rammgutes das einzusetzendeGerät sehr schnell sehr groß und die Vorteile gegenüber denBohrpfahlgeräten ist nicht mehr gegeben. Beide Baustoffe erfor-dern hohen Arbeitsaufwand bei der Abtrennung des Pfahlüber-standes aufgrund des vorzeitigen Erreichens des Abbruchkrite -riums. Ebenfalls benötigt die Verlängerung der einzelnen Pfahl-schüsse zusätzlichen Arbeitsaufwand.

Der Gussrammpfahl besitzt zudem den Materialvorteil inForm von DUKTEC, einem speziell modulierten Gusseisen derDuktus S.A., welches die Duktilität, Schlagfestigkeit und Korro-sionsbeständigkeit für den Gussrammpfahl optimiert.

Duktiles Gusseisen ist auch der einzige Werkstoff welcheres ermöglicht, eine Steckmuffen-Verbindung direkt bei der Her-stellung des Pfahles mit dem Schaft zu erzeugen. Die PLUG &DRIVE Verbindung ist biegesteif und kraftschlüssig. ZusätzlicheArbeitsschritte auf der Baustelle entfallen. Ein aus mehrerenPfahlsegmenten hergestellter, duktiler Gussrammpfahl ist statisch gleich wie ein durchgehender monolithischer Pfahl.Pfahllängen von 50 m und mehr sind kein Problem und könnenmit dem gleichen kleinem Equipment hergestellt werden.

Die nachstehende Tabelle vergleicht die wichtigsten Werk-stoffe im Bereich der Fertigteilrammtechnik nach folgenden Kriterien:– Umweltverträglichkeit: Rohstoffe aus der Recyclingindustrie,

lokale Ressourcen, geringe Belastung durch fossile Brenn -stoffe und CO2-Ausstoß

– Rammbarkeit: Benötigtes Equipment, hohe Schlagfestigkeitund geringe Bruchgefahr

– Handhabung/Transport: Modulbauweise, Einzelbaulängen, rationeller Transport, Lagerung, Gefahrenpotential bei Ent -ladung, Materialverhalten bei Überbeanspruchung

– Längenanpassung: Zeitaufwand für Verbindungen (Steck -muffen-, Schweiß-, Schraubverbindungen), Pfahlkopfbear -beitung

– Langlebigkeit: Gebrauchstauglichkeit, Korrosion– Erschütterungen/Lärm: Frequenz im Boden, Einfluss auf

Mensch und Natur



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

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

Tab. 1. Einsatzkriterien verschiedener Werkstoffe im Bereich der Fertigteilramm -technik

Duktiles Holz Stahl Stahl-Gusseisen beton

Umweltverträglichkeit ++ +++ + +Rammbarkeit +++ – ++ –Handhabung/Transport +++ + + –Längenanpassung +++ –– – –Langlebigkeit ++ –– + ++Erschütterungen/Lärm + – – –––

Duktiles Gusseisen kann bei allen Kriterien überzeugen, beson-ders sollte der Recyclinggedanke unterstrichen werden. In einerGesellschaft, die Mülltrennung als wichtig erachtet, muss derGedanke des Recyclings auch für Baustoffe im Spezialtiefbaugelten. Zusammenfassend gilt, dass duktiles Gusseisen alle zuvorgenannten Kriterien positiv entspricht und dadurch ein wichti-ger Beitrag zur Nachhaltigkeit geleistet wird.

Jerome Coulon/Erich Steinlechner

Literatur: * EN 14199 Ausführung von besonderen geotech nischen Arbeiten(Spezialtiefbau) – Pfähle mit kleinen Durch messern (Mikropfähle)2005

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



Dauer-Selbstbohranker sichernVoreinschnitt beim Bau des Semmering-Basistunnel NeuEines der zurzeit größten Bauprojekte der ÖBB-InfrastrukturAG ist der Semmering-Basistunnel Neu, der sich seit April2012 im Bau befindet. Voraussichtlich ab dem Jahr 2024 wirddie neue Südbahn den Semmering zwischen Niederösterreichund der Steiermark auf einer Strecke von 27,3 km durch-queren.

Bevor der Portal- und der anschließende Tunnelvortrieb begin-nen kann, muss der Portalvoreinschnitt in den Freistreckenbe-reichen hergestellt werden. Dazu trägt die Baubeteiligungsgesell-schaft m.b.H., BBG-GRAZ, zurzeit den Hang ab und sichert die-sen mittels bewehrtem Spritzbeton und Dauer-Selbstbohrankern(SDA) von der Firma Minova MAI. Diese Ankerlösung ist beson-ders für Lockerböden wirtschaftlich und empfehlenswert. Nachder Beendigung der Bauarbeiten Übertage, soll ab 2015 das auszwei Röhren bestehende, einspurige Tunnelsystem sowohl kon-ventionell als auch kontinuierlich vorgetrieben werden.

Wichtige transeuropäische VerbindungDer Semmering-Basistunnel Neu wird nach seiner Fertigstellungeiner der längsten Eisenbahntunnels Österreichs sein und einewichtige Verbindung auf der transeuropäischen Strecke vonNorddeutschland nach Italien bilden. Zurzeit läuft der Eisen-bahnverkehr über die als Weltkulturerbe ausgezeichnete Berg-strecke zwischen den Orten Gloggnitz und Mürzzuschlag. DieseStrecke ist für schwere Gütertransporte jedoch nur einge-schränkt befahrbar. Personenzüge können sie lediglich mit einerGeschwindigkeit von etwa 50 km/h nutzen. Der Semmering-Ba-sistunnel Neu entlastet zukünftig die Bergstrecke und verkürzt

die Fahrzeit für Personenfernzüge zwischen Graz und Wien umetwa 30 Minuten. Besonders der Güterverkehr wird von der neu-en Verbindung profitieren, da selbst schwere Güterzüge denTunnel dank einer geringen Neigung von 8,4 % uneingeschränktbefahren können.

Herstellung des PortalvoreinschnittsDer Baubeginn wurde im Frühjahr 2012 mit den Vorarbeiten imBereich Gloggnitz eingeleitet. Die Hangsicherungsarbeiten werden von der Firma Baubeteiligungsgesellschaft, BBG-GRAZ,hergestellt. Für die Sicherung der Einschnittsböschung setzt dieBBG-GRAZ auf SDA Dauer-Selbstbohranker der Minova MAIGmbH. Man habe, so Geschäftsführer Franz Schweighofer,schon mehrmals mit der Firma Minova zusammengearbeitetund sei nicht nur vom Produkt sondern auch von der sehr gutenBetreuung und Flexibilität der Firma Minova überzeugt. Bei derHerstellung des Voreinschnitts wird in sogenannten Pilgerschrit-ten vorgegangen, d.h. die horizontalen Öffnungsbreiten liegenbei ca. 6 bis 10 m, vertikal bei etwa 2 m, wobei immer ein gleichgroßer Zwischenstock stehen bleibt. Anschließend werden diesemittels bewehrtem Spritzbeton und Selbstbohrankern stabili-siert. Die CE-zertifizierten Dauer-Selbstbohranker SDA von Minova MAI eigenen sich besonders für die Ankerung in wei-chem oder sandigem Gestein.

Ankerung sichert HaltUm die Effizienz des Ankerprozesses zu steigern, setzt die FirmaBBG-GRAZ auf die halbautomatische Installation mit Hilfe eines integrierten Bohr-Injektions-Adapters (IRIA). Der Dauer-Hohlstab-Anker mit verlorener Bohrkrone dient dabei gleichzei-tig als Bohrstange. Im gleichen Arbeitsschritt wie die Bohrungerfolgt je nach Beschaffenheit des Bodens eine gleichzeitige In-jektion mit Mörtel oder Spülung mit Luft. Ist die vorgeseheneBohrtiefe erreicht, wird nochmals mittels Ankermörtel durchden Hohlstabanker injiziert. Dieser härtet innerhalb von ca.3 Tagen zu einer Betonfestigkeit aus, welche dann die entspre-chenden Spannkräfte aufzunehmen vermag. Die Wahl der pas-senden Bohrkrone hängt von der geologischen Beschaffenheitdes Bodens ab, in den der Anker gebohrt wird. Aufgrund derwechselhaften Geologie des Geländes, kam das komplette Bohr-kronen-Sortiment der Firma Minova MAI zum Einsatz. Auf derGesamtstrecke des Voreinschnitts von etwa 500 m und einerEinschnittshöhe von ca. 10 m werden etwa 1.600 Dauer-Selbst-bohranker eingesetzt. Die 8 bis 12 m langen Anker werden in ei-nem Ankerraster von ca. 1,5 × 1,5 m gebohrt. Insgesamt werdenetwa 5.000 m² Spritzbeton verbaut.

Tunnelvortrieb ab 2015Zwei parallel geführte Röhren mit einem Durchmesser von ca.10 m werden zukünftig den Semmering Basistunnel Neu bilden.Sie liegen in einem Abstand von 40 bis 70 m zueinander undsind alle 500 m durch Querschläge miteinander verbunden, umim Notfall eine Selbstrettung zu gewährleisten. Um den geologi-schen Verhältnissen über die komplette Strecke gerecht zu wer-den, werden ab 2015 zwei unterschiedliche Vortriebsmethodeneingesetzt. Zum einen erfolgt ein konventioneller Vortrieb mitBaggern und Sprengungen nach der Neuen ÖsterreichischenTunnelbaumethode (NÖT). Andererseits gräbt sich der Bohrkopfder Tunnelvortriebsmaschine (TVM) durch das Gestein. DerSemmering Basistunnel Neu entsteht aufgrund seiner Länge vonknapp 28 km in mehreren Bauabschnitten. Bis zum Zusammen-schluss mit dem Gegenvortrieb wird der Tunnel in beide Rich-tungen vorgetrieben.

Es ist geplant, die Vortriebsarbeiten bis 2020 abzuschlie-ßen und die Tunnelröhren im Rohbau fertigzustellen. Nach demEinbau der Tunnelausrüstung sollen Personen- und Güterzügeden Semmering-Basistunnel neu Ende 2024 mit einer Geschwin-digkeit von bis zu 230 km/h befahren.

Weitere Informationen:Minova CarboTech GmbH, Am Technologiepark 1, 45307 Essen, Tel. +49 (0)201 – 80 983-500, Fax +49 (0)201 – 80 983-9500, www.minova.de



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

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

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

Tauchpumpenschulung für SONNTAG-Mitarbeiter zahlt sich aus

Durch die Fokussierung auf einen Tauchpumpenlieferantenmit Komplettsortiment und Mitarbeiterschulung hat die Bau-unternehmung SONNTAG gute Erfahrungen gemacht.

Für den Disponenten Thomas Stoffel war nach einem Jahr derzurück gegangene Aufwand für Ersatzteile und Reparaturendeutlich feststellbar. Damit habe sich die Schulung der mitSchmutz- und Abwasserpumpen arbeitenden Mitarbeiter auchfinanziell gelohnt. Der Hersteller Tsurumi bietet diesen Know -how-Transfer seinen Kunden kostenlos an. Zwar gelten die japa-nischen Pumpen bauartbedingt als wartungsarm. Doch bei an-spruchsvollen Bauprojekten ist Zeit ein wichtiger Faktor undselbst seltene Kleinreparaturen sind dann Störfaktoren.

Mit dem extra Wissen können die Poliere und Vorarbeiternun Verschleißteile wie das Laufrad am Ansaugstutzen sofortvor Ort in Eigenregie wechseln. Tsurumis Modulbauweise, diebei Wartungen nur wenige Handgriffe und Standardwerkzeug er-fordert, bildet dafür die konstruktive Voraussetzung. GrößereArbeiten werden in der hauseigenen Werkstatt erledigt. EinePumpe zum Hersteller zu schicken, kommt kaum noch vor.

Ebenfalls von Vorteil sind die erweiterten Kenntnisse zum Ein-satzspektrum der Pumpen, mit denen die geschulten Mitarbeiternun die Wasserhaltung angehen. Nur, wer den Bedarf für einProjekt qualifiziert bestimmen kann, kann schließlich das pas-sende Arbeitsgerät auswählen.

140 Tauchpumpen am LagerDie an drei Standorten vertretene Unternehmensgruppe mit etwa 400 Mitarbeitern und Hauptsitz im rheinland-pfälzischenDörth bietet ihren kommunalen und gewerblichen Kunden einbreites Leistungsportfolio. Mircrotunnelling, Teilschnitt, Spezial-tiefbau, offener Kanalbau und Ingenieurbau sind die Hauptspar-ten des mittelständischen Familienunternehmens mit 79 Mio. €Jahresumsatz, das von Bernd Sonntag und Marion Sonntag inder dritten Generation geführt wird. Für dieses umfangreicheLeistungsspektrum setzt man rund 140 Pumpen ein.

Seit 2006 kommen diese ausschließlich von Tsurumi. EinKriterium: Nur wenige Pumpenhersteller decken praktisch alleAnwendungen im Bausektor ab. Der japanische Hersteller lieferthierzulande über 250 verschiedene Modelle mit Fördermengenbis 50 m3/min und Förderhöhen bis 170 m. Die umfangreicheErfahrung spiegelt sich in vielen Konstruktionsdetails der Pum-pen des – laut Unternehmensangaben – weltgrößten Baupum-penherstellers wider.



Bild 1. Bei der Wasserhaltung setzt man ausschließlich Tsurumi-Pumpen ein Bild 2. Der japanische Pumpenlieferant schult seine Kunden kostenlos vor Ort (Fotos: 1 Sonntag, 2 Tsurumi)

D C - S O F T WA R E

DC-Software Doster & Christmann GmbHHannah-Arendt-Weg 3 · D-80997 MünchenTel.: +49 (89) 89 60 48-33 · Fax: -18 [email protected] · www.dc-software.de

� Einstellungen bereits fertig vordefiniert für dieNationalen Anhänge der Länder: Deutschland,Österreich, Frankreich, Großbritannien, Italien

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� Für jede Art von Nachweis, z.B. Wandlänge,Schnittgrößen, Gleiten, Grundbruch, Geländebruch,Gleichgewicht/Kippen, hydraulischer Grundbruch

� Stahlbeton: Einstellungen für Bemessung auf Biegung,Querkraft, Durchstanzen, Mindest- undMaximalbewehrung

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Die Software für den GrundbauBerechnung nach EUROCODE 7 / DIN EN 1997-1 / ÖN/BS/NF/...und Bemessung nach EUROCODE 2 und 3 / DIN / ÖN usw.

Alles aus einer HandUniverselle Schmutzwasserpumpen bilden die Grundausstat-tung für die Tiefbaupoliere. Im Kanalbau setzt man vornehm-lich auf Abwasserpumpen, in der Baugrubenherstellung aufGrundwasserpumpen sowie auf Hochdruckpumpen und Rühr-werkspumpen für den Rohrvortrieb und die Förderung vonSchlamm, Sand und Betonit. In den Projekten werden technolo-gisch alle Register gezogen: Auch Schwimmer-Anlagen und auto-matische Steuerungen inklusive GPS-Melder stehen bereit. Jenach Aufgabe musste früher auf diverse Hersteller zurückgegrif-fen werden. Sich auf nur einen Lieferanten festzulegen, hat Vor-teile: Ein Produktsystem, ein Ansprechpartner und nicht zuletztder Einkaufspreis.

Als typisches Szenario schildert Stoffel den Rohrvortriebfür den „Südostsammler“ in Nürnberg. Ein Düker, der für dieAbleitung von Abwasser und als Stauraumkanal zur Reduktionvon Notüberläufen in natürliche Vorfluter zu errichten war.Hier wurden acht Pumpen der Serie LH23.0W mit Elektroden-steuerung und GPS-Melder zur Wasserhaltung über eine Höhen-distanz von 30 Metern eingesetzt. Im selben Projekt mit 660 mMicrotunnelling (DN 2500 SB), 25 m offener Bauweise sowiesieben Bohrpfahlgruben und acht Ortbetonbauwerken kamennoch zwei Pumpen des Typs NKZ3-80H mit Rührwerk zum Ein-satz, die sandigen Schlamm aus einer 18 m tiefen Pressgrubenach oben holten. Positive Bilanz dieses Großeinsatzes: DiePumpen liefen über ein Jahr nonstop bis zum Schluss ohne Stö-rung. Und hätte es eine gegeben – man hätte sie sofort behoben.

Weitere Informationen:TSURUMI (Europe) GmbH, Herr Ulrich Tempel, Heltorfer Str. 14, 40472 Düsseldorf, Tel. +49 (0)211 – 41 79 37-450, Fax +49 (0)211 – 41 79 37-460, [email protected], www.tsurumi.de

sowie:SONNTAG Unternehmensgruppe, Herr Thomas Stoffel, Trinkbornstraße 21, 56281 Dörth, Tel. +49 (0)6747 – 93 09-0, Fax +49 (0)6747 – 93 09-30, [email protected], www.sonntag-bau.de

Neugestaltung Anschlussstelle Landstraßer Gürtel in Wien

Der Baubereich des Gesamtprojektes erstreckt sich über dieKleistgasse bis hin zur Anschlussstelle A 23 und von der Kreu-zung Landstraßer Hauptstraße bis hin zum Rennweg und istgänzlich im 3. Wiener Gemeindebezirk gelegen. Mit der Bau-maßnahme wird die Kreuzung Landsstraßer Gürtel/Land-straßer Hauptstraße niveaufrei umgestaltet.

Dazu wird einerseits die Tieferlegung der Hauptstraße 8221 (Unter-tunnelung auf eine Länge von ca. 140 m), sowie ein Lärmschutz -tunnel, welcher auf derzeitigem Niveau errichtet wird, geplant.

Durch die sehr beengten Platzverhältnisse im Bereich der Un-terführung sowie der angeschlossenen Wannen ist eine aufgelöstePfahlwand mit d = 90 cm und Spritzbetonausfachung projektiertin deren Schutz die Baugrube ausgehoben wird. Bauablaufbedingtsind die Pfahlarbeiten in mehreren Bauphasen auszu führen.

Die Herstellung der Unterführung ist sowohl in Deckelbau-weise als auch teilweise als offenen Baugruben vorgesehen. AusLärmschutzgründen wird die Rampe 6 auf 211 m komplett einge-haust (geschlossener Stahlbetonrahmen – Bodenplatte 80 cm,Wände 40 cm, Decke 80 cm). Die Einhausung schlieft schiefwin-kelig über die Unterführung (Blöcke E 01 bis E 4 direkt auf derEinhausung). Aufgrund der schlechten Bodenverhältnisse (geringtragfähige antropogene Verfüllungen bis 6 m Tiefe) müssen dierestlichen Blöcke E 05 bis E 10 ebenfalls tieffundiert werden (d = 90 cm Großbohrpfähle, e = ca. 2,5 m). Das Abteufen der Bohr-pfähle erfolgt vom Arbeitsplanum aus. D¡eses wird von der Fa. Steinerbau laut Plan ausgeführt.

Bedingt durch die große Längserstreckung des BaubereichesA 23 -,,Ast. Landstrasse“ wird an den jeweiligen Einsatzstellen einWerkstätten- und Materialcontainer sowie die für die Bohrpfahl -arbeiten unbedingt erforderliche Gerätschaften und Ausrüstungengelagert und aufgebaut.

Das Projekt wird als Gemeinschaftsprojekt der Asfinag undder Stadt Wien realisiert. Die gegenständliche Ausschreibung be-schränkt sich auf den Leistungsteil der Asfinag.

Die gegenwärtige Baumaßnahme umfasst im Wesentlichendie Herstellung einer Unterführung als Weiße Wanne und den Aus-bau des Landstraßer Gürtels. Zur Verbesserung des Lärmschutzeswerden zusätzlich eine Einhausung und eine Lärmschutzwand er-richtet. Der Anschluss an die A 23 wird verbreitert, die bestehendeFahrbahn abgetragen und neu her gestellt.



Zur Sicherung von Geländesprüngen sind Stützmauern ge-plant. Die Bauteile sind entlang des Sportplatzes ,,Dirmoserstra-ße“, entlang der Rampe 7 angrenzend an das Kasernengelände Arsenal und südseitig (Seite Lutz) entlang des Gürtels geplant.

Die Herstellung der Unterführung ist teils in Deckelbau weiseund teils in offener Baugrube vorgesehen. Die Baugrube wird imSchutz von Bohrpfählen und Spundwänden ausge hoben. lm Aus-hub ist mit dem Auffinden von Kriegsmitteln zu rechnen. Weitersind in der grundlegenden Charakterisierung gem. DVO 2008 ver-schieden Deponietypen ausgewiesen.

Die Fahrbahnen werden als Betondecke in unterschiedlichenStärken ausgebildet. Geh- und Radwege werden asphaltiert.

Die E&M Ausrüstung gehört ebenfalls zum Bauumfang. Weitere Bestandteile der Ausschreibung sind unter anderem Lärm-schutzmaßnahmen, Bodenmarkierungen, Verkehrszeichen undBeschilderungen für Provisorien und Definitivum. Arbeiten (Kabelschutzrohre, Schächte und Fundamente) für die Wechsel-textanzeige (WTA) und Beleuchtung (MA 33 und Asfinag) sindebenso enthalten.

Der Baubereich des Gesamtprojektes erstreckt sich ca. überdie Kleistgasse bis hin zur Anschlussstelte A 23 und von der Kreu-zung Landstraßer Hauptstraße bis hin zum Rennweg. Bei der Tren-nung der Bauleistungen zwischen Asfinag und MA 28 besteht beider Stützmauer ,,Gürtel“ eine Überschneidung der Baufelder.

Sämtliche Bauarbeiten werden unter Aufrechterhaltung desSchienen- und Straßenverkehrs so wie der Geh- und Radwegedurchgeführt. Start der Hauptphase war Mitte April 2011, dieGesamtfertig stellung ist für Ende 2013 vorgesehen.

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


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

Der Eurocode 7 (EC7) enthält in seinen Entwürfen seit 1994 die dynamische Pfahlprobebelastung als zulässigen Nachweis fürdie Tragfähigkeit von Pfählen. Die Definitionen der verschiedenendynamischen Pfahlprobelastungen und der verschiedenen Aus-wertungsverfahren in den Textabschnitten und auch die erforder-lichen Nachweise zur Herstellung einer Vergleichbarkeit von statischen und dynamischen Pfahlprobebelastungen erforderteneine Klarstellung, die in der Neufassung der DIN 1054 vorgenom-men wurde und dann in das Normenhandbuch, die deutsche Anwendungsnorm für den EC7, übertragen wurde. Im Beitragwird die Beziehung von EC7 und Normenhandbuch erläutert undanhand des Wortlauts des EC7 dargestellt, warum eine Klarstel-lung im Normenhandbuch erforderlich wurde. Es wird auch einVorschlag formuliert, der zur Vereinfachung der Regelung führenkann.

Regulations of EC7 for Dynamic Pile Load Tests and Specifica-tions of the German National Application Document – Proposalfor a Simplified Concept. In 2011 the German Institute of Stan-dards (DIN) published the “Handbook Eurocode 7 – Geotechnicaldesign – Part 1: General rules” which combines DIN EN 1997-1:2009, DIN EN 1997-1/NA:2010 (national appendix) and DIN1054:2010 (additional national rules to DIN EN 1997-1) to one workof German rules in geotechnical design. The paper presents thecurrent situation and the problems of application of the codespecifications with respect to the current practice of dynamictesting. A simplification of specifications and also a basis for aconsistent safety concept is proposed.

1 Einführung – statische und dynamischePfahlprobebelastungen

Bei Probebelastungen wird ein Mehrfaches der Ge-brauchslast als Prüfkraft aufgebracht. Bei statischen Pro-bebelastungen wird diese Prüfkraft in mehreren Laststu-fen nach einer definierten Belastungsgeschichte durch hy-draulische Pressen aufgebracht (siehe EA-Pfähle 2012,[1]). Die Pressen werden entweder gegen eine Totlast ge-stützt oder gegen eine Umlenkkonstruktion. Je nach derGröße der Prüfkraft kann der Aufwand erheblich sein.

Bei der dynamischen Probebelastung wird die Prüf-kraft über ein schweres Fallgewicht aufgebracht (wie beimRammen von Pfählen). Da beim Rammen von Pfählen dieWirkung der Kraftaufbringung durch ein fallendes Ge-wicht für das Einbringen genutzt wird, wurden auch zuerstbei Rammpfählen Verfahren entwickelt, den Bodenwider-stand aus der Beobachtung des Rammvorganges zu be-

stimmen. In Rammformeln wird aus der bleibenden Set-zung und der Rammenergie der Widerstand des Pfahleserrechnet. Die wesentliche Eingangsgröße, Rammenergie,ergibt sich einfach als potenzielle Energie aus Fallmasseund Fallhöhe. Energieverluste, z. B. in einem Rammfutteroder einer Rammhaube, werden über empirische Faktorenabgeschätzt.

Eine Verbesserung der Berechnung ergab sich, als1960 durch den Vorschlag von Smith [2] eine Simulationdes Rammvorganges im Computer möglich wurde. Auchbei dieser Verbesserung des Verfahrens besteht die größteUnsicherheit in der tatsächlich eingeleiteten Energie. Fort-geschrittene Messtechnik ermöglichte dann gegen Endeder 60er Jahre die Bestimmung der Energie durch Mes-sungen der Dehnungen und Beschleunigungen am Pfahl-kopf.

Durch die Messungen ergab sich dann auch dieMöglichkeit der direkten Auswertung. Vereinfacht wirddabei angenommen, dass ein Pfahlbodenwiderstand Rtot(oder Rult oder RU) ermittelt werden kann, der aus einemstatischen Anteil Rs und einem dynamischen Anteil Rd be-steht:

Rtot = Rs + Rd (1)

Der statische Anteil Rs ist dann der gesuchte und für dieBemessung maßgebliche Pfahlwiderstand.

Die Größe des dynamischen Widerstandes Rd istnicht nur abhängig vom Boden und von den Pfahleigen-schaften, sondern auch von der Art der Lastaufbringung –Größe der Fallmasse, Fallhöhe, Rammfutter, gegebenen-falls Abfangung. In einem vereinfachten Modell wird der dynamische Anteil des Widerstandes als geschwindig-keitsproportional angenommen, mit j als Dämpfungskon-stante:

Rd = j · v (2)

Zuerst wurde die Bestimmung des Widerstandes aus derdynamischen Lastverschiebungskurve am UnloadingPoint entwickelt. Der Unloading Point ist der Punkt dermaximalen Verschiebung, an dem eine Bewegungsumkehrdes als starr angenommenen Pfahls unter dem Ramm-schlag erfolgt. In diesem Punkt ist die Geschwindigkeitv = 0 und eine geschwindigkeitsproportionale Dämpfungs-kraft verschwindet [3].

Fachthemen

Vorgaben des EC7 für dynamische Pfahlprobe -belastungen und Regelungen im DeutschenNormenhandbuch – Vorschlag zur Vereinfachung

Oswald Klingmüller DOI: 10.1002/gete.201200020


Beim Unloading Point-Verfahren wird der Pfahl alsMassepunkt angenommen. Deswegen ist das Verfahrennicht in der Lage, das Verhalten von Pfählen unter dynamischer Belastung ausreichend zuverlässig zu be-schreiben. Als Verbesserung wurde ein Verfahren auf der Grundlage der eindimensionalen Wellentheorie ent -wickelt [4] [5]. Für die Bestimmung der DämpfungskraftRd = j · v werden bei diesem Verfahren empirische Dämp-fungskonstanten j eingesetzt. Die empirischen Dämp-fungsfaktoren wurden durch Vergleiche mit statischenVersuchen bestimmt (siehe [1], Abschnitt 10.5.2).

Anstatt die Dämpfungskraft unter Verwendung vonempirischen Dämpfungsfaktoren zu berechnen, ist esmöglich, die Dämpfungskraft bzw. die dynamischen Antei-le am Widerstand zu berechnen, wenn mit einem numeri-schen Verfahren das Verhalten des Pfahls unter dynami-scher Belastung bestimmt wird.

Bei der sogenannten vollständigen Modellbildungwerden die gemessenen Dehnungen und Beschleunigun-gen mit der Berechnung an einem Computermodell desPfahls im Boden verknüpft. Das ursprüngliche Feder-Mas-se-Modell [2] wurde hierfür weiterentwickelt [6]. In vielenVergleichen statischer und dynamischer Probebelastungenwurde nachgewiesen, dass diese Widerstände nur wenigvoneinander abweichen (siehe Bild 1).

Zusammenfassend können also folgende dynami-sche Verfahren zur Tragfähigkeitsbestimmung unterschie-den werden:– Rammformeln (vor 1960, siehe z. B. [13]),– Pfahlberechnung durch Computermodell (1960 [2]),– Unloading Point-Methode (1970 [3]),– direkte Auswertung von Messungen am Pfahlkopf mit

eindimensionaler Wellentheorie (z. B. CASE-Formel1975 [4]),

– Auswertung von Messungen am Pfahlkopf mit vollstän-diger Modellbildung (z. B. CAPWAP, 1979 [5] [6]).

Die Durchführung von dynamischen Probebelastungenwurde seit den 80er Jahren zu einem wichtigen und welt-weit eingesetzten Verfahren der Tragfähigkeitsbestim-mung von Pfählen. Diese Praxis fand dann auch ihrenNiederschlag in Regelungen und Empfehlungen (ASTM

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

4945 [16], DGEG-Empfehlungen 1986 [9], 1998 [14], EC71997 [7], EA-Pfähle 2007 und 2012 [1], Handbuch EC7 [8]).

Die Ausführung dynamischer Probebelastungen wur-de Standard bei Rammpfählen vor allem Offshore. Auchauf Ortbetonpfähle wird das Verfahren seit nunmehr überdreißig Jahren angewendet. Bei Ortbetonpfählen werdenzur Einleitung der Prüfkraft Freifallgewichte eingesetzt,deren Gewichtskraft in der Regel 1 bis 2 % der nachzu -weisenden Prüflast betragen. Mit einem 10-t-Gewichtkann z. B. je nach Bodenverhältnissen eine Tragfähigkeitvon 500 bis 1.000 t (5 bis 10 MN) nachgewiesen werden.

Die Verwendung schwererer Fallmassen kann beiOrtbetonpfählen vorteilhaft sein. Durch Abfangung oderweiche Rammfutter kann die Kontaktzeit verlängert unddie Stoßkraft bei gleicher Energie verringert werden. Fürsolche Belastungen wird zwar auch die Bezeichnung Ra-pid Load-Test (auch unter den Bezeichnungen Hybridna-mic, Statnamic, Statrapid) verwendet, ein eigenständigesVerfahren ist dieses Vorgehen aber nicht [12].

2 Vorgaben des EC7

Die Anwendung dynamischer Probebelastungen für dieBestimmung der axialen statischen Tragfähigkeit vonPfählen wird im EC7 [8] in den Abschnitten 7.4.1, 7.5.3 so-wie in mehreren Abschnitten in Kapitel 7.2.6 angespro-chen. Während die Abschnitte 7.4.1 und 7.5.3 als Einfüh-rungen in das Nachweiskonzept für axiale Tragfähigkeiteher allgemeine Festlegungen treffen, bezieht sich der Ab-schnitt 7.6.2.4 ausdrücklich auf die Verfahren, bei denenam Pfahlkopf die Dehnung und die Beschleunigung bzw.die Kraft und die Geschwindigkeit als zeitabhängige Grö-ßen gemessen werden. Der Zeitbereich der Messung istkleiner als 1 s.

Im Abschnitt 7.6.2.4 wird noch in einer Anmerkungdarauf hingewiesen, dass durch die Verwendung der voll-ständigen Modellbildung Mantelreibung und Spitzen-druck ermittelt werden können und dass das Modell imComputer die Simulation der statischen Probebelastungmit der Bestimmung einer Lastsetzungskurve ermöglicht.Abschnitt 7.6.2.5 enthält Vorgaben für die Anwendungvon Rammformeln. Insbesondere wird festgelegt, dass da-


40.000 40.000

30.000 30.000

20.000 20.000

10.000 10.000

0 00 10.000 20.000 30.000 40.000 0 10.000 20.000 30.000 40.000

SLT [kN] SLT [kN]

CW

[kN

]

CW

[kN

]

CW vs SLT - all driven piles CW vs SLT - drilled and augercast piles

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

5


geotechnik 36 (2013), Heft 1

bei mindestens 5 Pfähle pro Pfahl-Boden-Profil zu prüfensind. In Abschnitt 7.6.2.7 wird die dynamische Pfahlprobe-belastung beim Nachrammen behandelt.

Im Abschnitt 7.6.2.6 wird auf die Bestimmung deraxialen Tragfähigkeit mit Anwendung des Wellenglei-chungsverfahrens eingegangen. Die Anforderungen an dasVerfahren werden allerdings nicht behandelt. Ebenso wirdnicht angegeben, welche Eingangsdaten aus dem Ramm-vorgang verwendet werden sollen, da die Berechnung ent-weder mit der Eindringung pro Schlag bei Erreichen derEndtiefe durchgeführt oder das komplette Rammprotokollnachgerechnet werden kann.

Im Sicherheitskonzept des EC7 wird ein charakteris-tischer Wert des Pfahlwiderstandes gebildet aus

Rc,k = Rm/γR = Rm/γt · (ξ5 oder ξ6) (3)

mitRm Messwert der Grenztragfähigkeit,γR Teilsicherheitsbeiwert,γt Widerstandsfaktor,ξ5 oder ξ6 Korrelationsfaktoren, ξ5 für den Mittelwert, ξ6

für den Mindestwert.

Die Korrelationsfaktoren werden durch Modellfaktorenabgemindert oder vergrößert. Aus den zusätzlichen Anga-ben zur Wahl der Modellfaktoren in der Zusammenstel-lung der empfohlenen Korrelationsbeiwerte in der TabelleA11 wird ersichtlich, dass die Autoren des EC7 eine Hie-rarchie der Zuverlässigkeit der Verfahren durch dieDurchführung und die Auswertung sehen:– Rammformel: Modellfaktor ηD = 1,2,– Rammformel mit Messung der elastischen Verformun-

gen: Modellfaktor ηD = 1,1,– Auswertung mit einer geschlossenen Formel auf der

Grundlage der eindimensionalen Wellentheorie (z. B.CASE) und empirischen Dämpfungsfaktoren: Modell-faktor ηD = 1,0,

– Auswertung mit vollständiger Modellbildung (signalmatching, z. B. CAPWAP): Modellfaktor ηD = 0,85.

Die Zusammenstellung der Modellfaktoren in Tabelle A11bezieht sich nicht direkt auf die Erläuterungen in den Ab-schnitten 7.6.2.4 bis 7.6.2.7. Im Abschnitt 7.6.2.5 ist nichterwähnt, dass die Messung der elastischen Verformungwährend des Rammens zu einer Erhöhung der Sicherheit(und damit zu einer Reduktion des Modellfaktors) führenkann. Für die in Abschnitt 7.6.2.6 erwähnte Berechnungmit der Wellengleichungsmethode ist kein Modellfaktorangegeben.

3 Regelungen im Normenhandbuch

Der EC7 soll gewährleisten, dass im europäischen Wirt-schaftsraum einheitliche technische Regelungen angewen-det werden. Es ist deswegen nicht möglich, die Vorgabendes EC7 bei der Einführung in den einzelnen Teilnehmer-ländern zu ändern.

Durch nationale Anwendungsdokumente werden dieVorgaben den speziellen Gegebenheiten in den einzelnenLändern angepasst. Diese Anwendungsdokumente kön-nen aber lediglich Widerstandsfaktoren oder Korrelations-

faktoren entsprechend nationalen Sicherheitsstandardsfestlegen oder durch spezielle Erläuterungen und Anwen-dungshinweise die Rahmenvorgaben des EC7 der nationa-len Praxis anpassen. Im Deutschen Normenhandbuch –Handbuch EC7 [8] – wird durch Erläuterungen versucht,die Vorgaben des EC7 etwas zu strukturieren. Ausgehendvon der implizit angegebenen Hierarchie in der Durch -führung und der Auswertung gibt das Normenhandbuch[8] in einer Anmerkung zu Abschnitt 7.6.1.4 eine Eintei-lung in Stoßversuche und dynamische Probebelastungenvor:

Stoßversuch:mit1) Rammformeln,2) verbesserte Rammformeln mit gemessener maximaler

elastischer Verformung,3) Wellengleichungsverfahren.

Dynamische Pfahlprobebelastung:mit4) dynamische Pfahlprobebelastungen mit Auswertungen

nach dem direkten Verfahren,5) dynamische Pfahlprobebelastungen mit Auswertungen

nach dem erweiterten Verfahren mit vollständiger Modellbildung.

Weitere Hinweise zu den verschiedenen Verfahren, derenAnwendungsgrenzen und Anwendungsbedingungen sieheEA-Pfähle 2012, 5.3 und 10 [1].

Gegenüber der Tabelle A11 des EC7 wurde die Tabel-le A7.2 im Normenhandbuch zur Vervollständigung um ei-nen Modellfaktor für die Auswertung mit der Wellenglei-chung erweitert: – Rammformel: Modellfaktor ηD = 1,2,– Rammformel mit Messung der elastischen Verformun-

gen: Modellfaktor ηD = 1,1,– Auswertung mit der Wellengleichungsmethode: Modell-

faktor ηD = 1,05,– Auswertung mit einer geschlossenen Formel auf der

Grundlage der eindimensionalen Wellentheorie (z. B.CASE) und empirischen Dämpfungsfaktoren: Modell-faktor ηD = 1,0,

– Auswertung mit vollständiger Modellbildung (signalmatching, z. B. CAPWAP): Modellfaktor ηD = 0,85.

Während der EC7 allgemein verlangt, dass nachgewiesenwird, dass die statischen Widerstände aus dynamischenPrüfungen den statischen Widerständen aus statischenPrüfungen entsprechen, wird im Normenhandbuch einspezieller Zuschlag zu den Korrelationsfaktoren (sieheauch Abschnitt 2) durch

ξi = (ξo,i + Δξ) · ηD (4)

vorgegeben. Der Erhöhungswert Δξ ist in Abhängigkeitvon der Zuverlässigkeit, mit der Tragfähigkeiten aus dyna-mischen Versuchen den Tragfähigkeiten aus statischenVersuchen gleichgesetzt werden können, zu wählen:– Δξ = 0: für die Kalibrierung dynamischer Auswertever-

fahren an statischen Pfahlprobebelastungsergebnissenauf dem gleichen Baufeld;

– Δξ = 0,10: für die Kalibrierung dynamischer Auswerte-verfahren an statischen Pfahlprobebelastungsergebnis-sen an einer vergleichbaren Baumaßnahme;

– Δξ = 0,40: für die Kalibrierung dynamischer Auswerte-verfahren aufgrund belegbarer oder allgemeiner Erfah-rungswerte für Pfahlwiderstände, z. B. aus [6] [1]. DieAnwendung des direkten Verfahrens, wie z. B. CASE-oder TNO-Verfahren, ist nicht zulässig.

Gegenüber den Vorgaben des EC7 ermöglicht diese Rege-lung, dynamische Pfahlprobebelastungen auch danndurchzuführen, wenn es keine direkten statischen Probe-belastungen auf demselben Baufeld gibt.

4 Sicherheitskonzept – partielle und äquivalente globale Sicherheitsfaktoren

Ohne auf die Regelungen im Einzelnen einzugehen, wer-den im Folgenden die Sicherheitsfaktoren und das grund-legende Sicherheitskonzept erläutert.

In Tabelle A3 des EC7 werden Lastfaktoren für stän-dige Belastung mit 1,35 und für veränderliche Belastungmit 1,5 angegeben. Wenn für die Bestimmung eines globa-len Sicherheitsfaktors für die Pfahlbemessung der Anteilder ständigen Belastung zu 70 % angenommen wird, ergibtsich ein zusammengefasster Lastfaktor zu 1,395. Als Wi-derstandsfaktor wird in Tabelle A2.3 zu γR = 1,1 festgelegt.Für die Bestimmung der Korrelationsfaktoren sind die An-zahl der geprüften Pfähle und auch der Modellfaktor zubeachten.

Der größte Korrelationsfaktor wird für die dynami-sche Prüfung von 2 Pfählen zu 1,6 angegeben. Wird einevollständige Modellbildung durchgeführt, ist der Korrelati-onsfaktor mit dem zugehörigen Modellfaktor zu multipli-zieren: 1,6 · 0,85 = 1,36. Der kleinste Korrelationsfaktor er-gibt sich für die Prüfung von 20 Pfählen und Auswertungmit vollständiger Modellbildung zu 1,25 · 0,85 = 1,0625.Für Auswertung mit vollständiger Modellbildung liegt deräquivalente Sicherheitsfaktor zwischen 1,395 · 1,1 · 1,25 ·0,85 = 1,63 und 2,09.Wenn aufgrund der Art der Kalibrierung (bei vergleichba-rer Baumaßnahme aus Erfahrungswerten) ein Zuschlagvorgenommen werden muss, ergibt sich für Δξ = 0,40 einmaximaler äquivalenter globaler Sicherheitsfaktor von2,61.

Aus vorstehenden Ausführungen wird ersichtlich,dass das Sicherheitsniveau sich an dem früher verwende-ten Sicherheitsfaktor 2 orientiert, aber aufgrund des Kon-zeptes der partiellen Sicherheitsfaktoren eine erheblichdifferenziertere Berücksichtigung der unterschiedlichenGegebenheiten ermöglicht.

5 Kalibrierung – Äquivalenz von statischen und dynamischen Probebelastungen

Das Vorgehen bei der dynamischen Pfahlprüfung erfor-dert einen sehr viel geringeren Aufwand als die statischeProbebelastung. Aber die schnellen Bewegungen und Deh-nungsänderungen des Pfahlkopfes beim Auftreffen derFallmasse definieren ein dynamisches Problem und müs-sen bei der Auswertung der Messungen in einem mechani-schen Modell berücksichtigt werden.

6



Die Normung [7] [8] verlangt für Nachweise auf-grund von dynamischen Probebelastungen, dass die Ver-gleichbarkeit mit statischen Probebelastungen nachgewie-sen wird. In den verschiedenen Abschnitten des EC7(7.4.1, 7.5.3, 7.6.2.4) werden jeweils unterschiedliche For-mulierungen für diese Anforderung gewählt.

Vereinfacht wird die Darstellung des Zusammen-hangs statischer und dynamischer Prüfungen als Kalibrie-rung bezeichnet. Es ist anzunehmen, dass die Fachleute,die in den Komitees die Anforderung formuliert haben, si-cher sind, dass von den Anwendern der Normen verstan-den wird, wie zu verfahren ist.

Anscheinend wurde bei der Formulierung des EC7davon ausgegangen, dass dynamische Probebelastungenimmer einen zu hohen Widerstand oder eine zu hoheTragfähigkeit liefern und dass es durch die statische Pro-bebelastung möglich ist, einen Abminderungsfaktor zu be-stimmen. Wie Likins u. a. [10] [11] ausführlich dargestellt haben, sindbeim Vergleich statischer und dynamischer Probebelastun-gen immer auch die Randbedingungen der statischen undder dynamischen Probebelastungen zu beachten.

Das Erfordernis und die Problemstellung der Kali-brierung ist in den Lastsetzungskurven (Bild 2) für Ort -betonpfähle in weichem Seeton und in Bild 3 für Ort -betonpfähle im Mergel zu erkennen. Im Seeton zeigensich bei statischer Belastung Kriechsetzungen bei denLaststufen über 600 kN. Im Mergel zeigt sich, dass dieLastsetzungskurve des statischen Versuchs schon ab1 MN ein weicheres Verhalten gegenüber den beiden aufunterschiedliche Weise durchgeführten dynamischen Pro-bebelastungen zeigt.

In beiden Fällen ist aber die Kalibrierung nicht inForm einer Bestimmung eines Skalierungsfaktors direktausführbar: – Im Seeton wurde die statische Prüfung an einer 15 m

langen Säule durchgeführt, die dynamischen Prüfungenan einer 18 m und einer 19 m langen Säule.

– Die statische Prüfung im Mergel war auf die zweifacheGebrauchslast ausgelegt, ein Tragfähigkeitszuwachs beihöheren Setzungen bis zur Grenzsetzung d/10 (hier60 mm) wurde nicht bestimmt. Im gemessenen Belas-

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

7



tungsbereich war das Kriechkriterium eingehalten. Inso-fern kann es möglich sein, die im dynamischen Versuchbestimmten Bodenwiderstände von 4 MN für Nachwei-se zu verwenden, allerdings wäre es erforderlich, hierzuweitere Untersuchungen durchzuführen oder bei der sta-tischen Probebelastung die Last zu erhöhen.

Die Lastsetzungskurve in Bild 4 zeigt das Ergebnis einerPrüfung eines Fertigbetonpfahls in mitteldichten bis sehrdichten Sanden. Die statische Prüfung wurde mehrere Wo-chen nach den dynamischen Prüfungen durchgeführt undzeigt demnach durch das Festwachsen ein etwas steiferesVerhalten als das Ergebnis der dynamischen Prüfung.

Die Lastsetzungskurve in Bild 5 zeigt, dass die dyna-mischen Probebelastungen häufig weniger Tragfähigkeitnachweisen als die statischen. Während Pressenkräfte fürdie statischen Probebelastungen auf die doppelte Ge-brauchslast ausgelegt wurden, wurden die dynamischenProbebelastungen im Tonstein mit einer verfügbaren Be-lastungseinrichtung (hier ein 10-t-Fallgewicht) durchge-führt. Der nachweisbare statische Anteil des Bodenwider-standes ist jedoch auch abhängig von der Größe des Fall-gewichtes und den Bodeneigenschaften und kann im Vor-

feld nur abgeschätzt werden. Deswegen wird meist die Be-zeichnung „aktivierter statischer Bodenwiderstand“ ge-wählt. Das 10-t-Freifallgewicht konnte nur nahezu 9 MNstatischen Bodenwiderstand aktivieren gegenüber einemWiderstand von 15 MN im statischen Versuch.

Die Kalibrierung dynamischer Probebelastungser-gebnisse an den Ergebnissen statischer Probebelastungenentsprechend Normenhandbuch [8] ist eigentlich nurdann möglich, wenn das Nachweiskonzept mit Streuungs-faktoren und Zuschlägen vorher aufgestellt wird und dieProbebelastungen dementsprechend ausgelegt werden.

6 Stand der Technik bei dynamischen Pfahlprobe -belastungen und Probleme mit der Anwendung des EC7

6.1 Auswertungsverfahren

Während sich die Anwendung der dynamischen Probe -belastung in den vergangenen 30 Jahren entwickelt hat –allerdings in den verschiedenen europäischen Ländernsehr unterschiedlich –, sind die Regelungen des EC7 seitder ersten Ausgabe 1994 unverändert. Auch die Anmer-kungen und Erläuterungen im deutschen Normenhand-buch [8] können die grundlegenden Schwierigkeiten beider Anwendung des EC7 nicht aufheben. In Bezug auf die zugelassenen Verfahren ist festzustellen:– die Verschärfung der Rammformel durch die Messung

der elastischen Stauchung am Pfahlkopf hat als Verfah-ren ausschließlich historischen Charakter,

– die Bestimmung von Widerständen durch die Anwen-dung der Wellengleichungsmethode auf der Grundlagevon Angaben aus dem Rammprotokoll ist ein Verfahren,welches höchstens in Ausnahmefällen zum Einsatzkommt (bei einer normativen Festlegung sollte zudemgenau definiert sein, wie und mit welchen Eingangsda-ten die Berechnung durchgeführt wird).

Es wäre also sinnvoll und möglich, beide Verfahren nichtmehr aufzuführen.

Durch die Entwicklung der Computertechnologie inden letzten 30 Jahren hat sich das Verfahren der vollstän-

Bild 3. Ortbetonpfähle im MergelFig. 3. Cast-in-place piles in till

Bild 4. Fertigbetonpfähle im dichtgelagerten SandFig. 4. Driven precast concrete piles in dense sand

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

digen Modellbildung als Standard herausgebildet. Ledig-lich durch die Größe der Modellfaktoren wird deutlich,dass das Verfahren der vollständigen Modellbildung be-vorzugt wird. Der tatsächlichen Praxis, nach der aus-schließlich das Verfahren der vollständigen Modellbil-dung herangezogen wird und die Auswertung mit Ramm-formeln oder nach dem direkten Verfahren (z. B. CASE-Formel) nur in Verbindung mit der vollständigenModellbildung eingesetzt wird, wird diese versteckte Be-vorzugung nicht gerecht. Die Auswertung mit der vollstän-digen Modellbildung sollte besser eindeutig als alleinigesVerfahren für Tragfähigkeitsnachweise mit dynamischerProbebelastung zugelassen werden.

6.2 Sicherheitskonzept – Korrelationsfaktoren

Das Sicherheitskonzept, d. h. die Festlegung von Korrelati-ons- und Modellfaktoren, basiert auf der Angabe zweier ge-trennter Tabellen für statische und dynamische Probebelas-tungen [8]. Auch die im Normenhandbuch vorgenommeneKlarstellung, dass bei einer Kombination von statischenund dynamischen Ergebnissen nach geotechnischer Prü-fung der jeweils höchste zulässige Widerstand gelten kann,löst das Problem der Kombination nicht wirklich.– Wenn statische Probebelastungen durch eine Anzahl dy-

namischer Probebelastungen ergänzt werden, ermög-licht das „entweder/oder“-Schema nicht, die tatsächli-che Verbesserung der Sicherheit zu bewerten.

– Bei großen Rammpfahlgründungen ist es üblich, durcheine Anzahl statischer und dynamischer Probebelastun-gen das Rammkriterium festzulegen. Da dann bei jedemPfahl die Einhaltung des Rammkriteriums überprüftwird, ergibt sich eine zusätzliche Sicherheit, die im Kon-zept der getrennten Korrelationsfaktoren nicht berück-sichtigt werden kann.

– Durch Kalibrieren soll erreicht werden, dass der stati-sche Widerstand aus einer dynamischen Prüfung demaus einer statischen Prüfung gleichgesetzt werden kann.Dass dann aber andere Korrelationsfaktoren vorgese-hen sind, widerspricht dieser Intention.

– Das jetzige Konzept der Korrelationsfaktoren berück-sichtigt nicht, dass es einen sehr großen Erfahrungs-schatz für Rammpfähle gibt, der auch eine homogeneDatenbasis für statistische bzw. wahrscheinlichkeits-theoretische Auswertungen bietet, wohingegen für Ort-betonpfähle weniger Ergebnisse vorliegen und diese auf-grund der Vielzahl von Varianten (verrohrt, bentonitge-stützt, Schneckenbohrpfähle ohne und mit Verdrän-gung, Ortbetonrammpfähle, Beton-Rüttelstopfsäulenusw.) nur sehr eingeschränkt einer statistischen Auswer-tung zugänglich sind.

– Das jetzige Konzept der Korrelationsfaktoren berück-sichtigt auch nicht, dass der statische Widerstand aus ei-ner dynamischen Prüfung im tragfähigen, mitteldicht bissehr dicht gelagertem Sand oder Kies ausreichend genaubestimmt werden kann, während bei der Einbindung inbindigen Boden immer die Zeitabhängigkeit der Setzun-gen unter konstanter Belastung berücksichtigt werdenmuss.

Da also einige Vorgaben des EC7 nicht auf die tatsäch -liche Praxis der dynamischen Pfahlprüfung anwendbar

8



sind, ist aus Sicht des Verfassers eine Neufassung erfor-derlich. Im Zuge einer Überarbeitung des EC7 sollten dieRegelungen vereinfacht und auf die tatsächliche Praxisangepasst werden. Bei dieser Erneuerung könnte auchversucht werden, die Regelungen in ein konsistentes Si-cherheitskonzept einzubetten.

7 Vorschlag zur Vereinfachung

Konsistente Regelungen für dynamische Pfahlprobebelas-tungen sollten dem Umstand Rechnung tragen, dass dievollständige Modellbildung sich als Auswertungsstandarddurchgesetzt hat und dass dieses Verfahren auf einer ge-schlossenen mechanisch-mathematischen Theorie basiert.

Insofern sollte die Regelung folgende Vorgaben ent-halten:

ADie Tragfähigkeit von Pfählen kann mit der DynamischenPfahlprobebelastung (Messung der zeitabhängigen Kraftund Geschwindigkeit am Pfahlkopf bei Stoßbelastung) be-stimmt werden, wenn die Auswertung mit vollständigerModellbildung erfolgt und die Vergleichbarkeit zur Tragfä-higkeit aus einer statischen Probebelastung nachgewiesenist. a) Die vollständige Modellbildung ist das einzige Verfah-

ren, das in der Lage ist, das Verhalten des Pfahls im Bo-den richtig zu beschreiben und die Messungen auszu-werten. Vor allem ist es mit dem Verfahren möglich,Pfähle im geschichteten Baugrund genau zu beschrei-ben. Bei Pfählen mit veränderlichem Querschnitt undinsbesondere bei Bohrpfählen lässt sich mit geeignetenProgrammen eine ausreichend genaue Beschreibungdes Pfahls im Boden erzielen. Da bei den anderen mög-lichen Verfahren, Rammformeln und direktes Verfah-ren, empirische Faktoren benötigt werden, sollten dieseAuswertungen immer durch statische Probebelastun-gen oder Auswertungen mit der vollständigen Modell-bildung abgesichert werden. Bei Rammpfahlgründungen ergibt sich durch die Aus-wertung einer Anzahl Pfähle mit der vollständigen Mo-dellbildung eine sinnvolle Kombination der Verfahren. Bei Bohrpfählen muss die Anwendung ausschließlichmit der vollständigen Modellbildung ausgeführt wer-den, da es erforderlich ist, das Querschnitts-Profil unddie Beton-Eigenschaften zu modellieren.

b) Der Unterschied zwischen einer statischen Belastungund einer dynamischen Belastung sollte bei der Festle-gung von Widerständen und insbesondere von Ver-schiebungsgrenzen immer beachtet werden. Hierbei istder Unterschied zwischen bindigen und nichtbindigenBöden besonders zu beachten. Während es bei nicht-bindigen Böden in der Regel eine sehr gute Überein-stimmung zwischen den errechneten und den tatsäch -lichen Setzungen gibt, kann das Kriechverhalten unterkonstanter Belastung bei bindigen Böden bei der dyna-mischen Belastung nicht zufriedenstellend bestimmtwerden. Wie in Abschnitt 4 gezeigt wurde, ist die Be-stimmung der Vergleichbarkeit in Bezug auf die Ver-schiebungen nur dann herzustellen, wenn ein Ver-suchsprogramm unter Einbeziehung statischer und dy-namischer Prüfungen gemeinsam geplant wird.

9



BDas Sicherheitskonzept sollte dem ingenieurmäßigenGrundsatz folgen, dass in situ-Prüfungen die Sicherheit er-höhen. Je mehr Pfahlprobebelastungen (statisch oder dy-namisch) also durchgeführt werden, umso kleiner sollteder äquivalente globale Sicherheitsfaktor sein.

Ein Sicherheitskonzept, bei dem die Durchführungvon in situ-Prüfungen durch eine Reduzierung der Sicher-heitsfaktoren belohnt wird, wurde in einem Regelwerk derAmerican Association of State Highway and TransportOrganisations realisiert. Je nach der Anzahl der Bodenun-tersuchungen sowie der statischen und dynamischen Pro-bebelastungen verschiedener Auswertungsverfahren wirdder Sicherheitsfaktor von 3,5 bis 1,9 vermindert. Das jetzi-ge Sicherheitskonzept enthält getrennte Korrelationsfak-toren für statische und Korrelationsfaktoren für dynami-sche Prüfung.

In einem konsistenten Sicherheitskonzept sollten dieverschiedenen Aspekte der Prüfung berücksichtigt werdenkönnen: – wenn statische Probebelastungen durch dynamische er-

gänzt werden, sollte es möglich sein, ausgehend von denKorrelationsfaktoren für statische Prüfungen, eine Re-duktion des Widerstandsfaktors zu bestimmen;

– wenn zusätzlich bei Rammpfahlgründungen eine durchdie vollständige Modellbildung bestimmte Rammformelfür die Überprüfung aller Pfähle eingesetzt wird, ist diesein Sicherheitsgewinn, der zu einer Reduktion der Kor-relationsfaktoren führen sollte;

– wenn die Pfähle, wie es üblich ist, in sehr tragfähigemnichtbindigen Boden (z. B. dichtgelagerten Sanden) ab-gesetzt werden, ist die Äquivalenz von statischen unddynamischen Probebelastungen durch so viele Verglei-che nachgewiesen, dass die Ergebnisse als statischeTragfähigkeiten verwendet werden können,

– bei Pfählen mit bindigen Böden im Pfahlfußbereich istimmer zu festzustellen, wie zeitabhängige Setzungen un-ter konstanter Belastung (Kriechen) das Tragverhaltenbeeinflussen;

– bei Ortbetonpfählen sollte auch die Zuverlässigkeit desHerstellungsverfahrens (verrohrt hergestellte Pfähle,Schneckenbohrpfähle mit oder ohne Verdrängung, Ort-betonrammpfähle, Atlaspfähle usw.) und die Möglich-keit der Qualitätssicherung im Sicherheitskonzept be-rücksichtigt werden können, da diese auch Einfluss aufdie Zuverlässigkeit der Ergebnisse einer dynamischenProbebelastung haben können.

Da es nicht möglich sein wird, alle Punkte in einem Si-cherheitskonzept abzudecken und auch nicht sinnvoll ist,den geotechnischen Sachverständigen vollständig von sei-ner Verantwortung zu entlasten, sollte durch eine Grund-satzformulierung das ingenieurmäßige Prinzip als Grund-lage der Wahl von Sicherheitsfaktoren (Korrelationsfakto-ren, Modellfaktoren, Widerstandsfaktoren) eingeführtwerden.

Bei der Komplexität des Sicherheitskonzeptes istauch weiterhin von einem Ineinandergreifen von Nor-mung, Anmerkungen und Erläuterungen sowie Empfeh-lungen für Ausführung und Auswertung auszugehen.

Literatur

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Berlin: Beuth Verlag, 2011.[9] Franke, E., Seitz, J. M.: Empfehlungen des Arbeitskreises 5

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[11] Likins, G., Piscalko, G., Roppel, S., Rausche, F.: PDA Test-ing 2008 – A state of the Art. Proceedings 8th InternationalConference on the Application of Stresswave Theory to Piles.Lisbon, pp. 395–402, 2008.

[12] Stahlmann, J., Middendorp, P., Fischer, J.: Rapid-Load-Testsund dynamische Pfahlprobebelastungen – ein Vergleich. 32.Baugrundtagung Mainz, Deutsche Gesellschaft für Geotech-nik, S. 67–74, 2012.

[13] Klingmüller, O.: Dynamische Pfahlprüfung als Optimie-rungsproblem. In: Pfahlsymposium, Mitteilungen des Institutsfür Grundbau und Bodenmechanik, TU Braunschweig, H. 38,S. 149–176, 1991.

[14] Deutsche Gesellschaft für Erd- und Grundbau: Empfehlun-gen des AK 2.1 für statische und dynamische Pfahlprüfungen.Braunschweig, 1998.

[15] Rollberg, D.: Zur Anwendung von Rammformeln. Bautech-nik 57 (1980), H. 10, S. 337–343.

[16] ASTM 4945 Standard Test Method for High Strain Dyna-mic Testing of Piles, 2000.

Autor Dr.-Ing. Oswald Klingmüller GSP Gesellschaft für Schwingungsuntersuchungen und dynamische Prüfmethoden mbHSteubenstraße 4668163 Mannheim

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

10 © 2013 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co. KG, Berlin · geotechnik 36 (2013), Heft 1

Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201100015

Die Festlegung charakteristischer Bodenkennwerte organischerBöden ist nach wie vor mit großen Unsicherheiten behaftet, dadabei u. a. auch der erhebliche Einfluss des veränderlichen äu-ßeren Spannungszustandes berücksichtigt werden muss. AufGrundlage durchgeführter eindimensionaler Kompressionsversu-che und Durchströmungsversuche an Torfen und Mudden Meck-lenburg-Vorpommerns wurden daher Korrelationen der für analy-tische Berechnungen notwendigen Bodenkennwerte zu den rela-tiv einfach zu bestimmenden Bezugsparametern Wassergehaltund Porenzahl ermittelt. Dabei fand die spannungsabhängige For-mulierung des Steifemoduls nach OHDE Berücksichtigung. Fürdie Ermittlung des spannungsabhängigen Wasserdurchlässig-keitsbeiwerts wurde durch die Verfasser ein analoger Ansatz for-muliert. Die ermittelten Korrelationen wurden mit vorliegenden Li-teraturangaben verglichen und anhand baubegleitend durchge-führter Messungen validiert. Zum jetzigen Kenntnisstand könnendie Korrelationen als plausibel und für bautechnische Zweckehinreichend genau eingestuft werden. Eine Anwendung undÜberprüfung der Ergebnisse im Rahmen künftiger Bauvorhabenwäre aus Sicht der Verfasser wünschenswert.

Characteristic soil parameters of peat and mud of Mecklenburg-Western Pomerania for the calculation of primary settlements.The specification of characteristic soil parameters for organicsoils is still tainted with uncertainties because among otherthings the influence of the changing stress level of the surround-ing soil has to be taken into account. Therefore one-dimensionalcompression tests and flow tests were carried out for the peatsand muds of Mecklenburg-Western Pomerania. Based on the testresults correlations for the characteristic soil parameters for thecalculation of primary settlements were formulated that refer tothe water content and the void ratio. In regard of the stress-de-pendency of the oedometric modulus the formulation of OHDEwas used. For the coefficient of water permeability a similar for-mulation was determined by the authors. The correlations werecompared to literature and validated by field measurements. Ac-cording to the current state of knowledge the correlations can beconsidered plausible and accurate for geotechnical design. Theresults should be used and revised within upcoming projects.

1 Einleitung

Dem Bauen auf organischen Böden kommt in Mecklen-burg-Vorpommern aufgrund des hohen Anteils an Moor-standorten eine besondere Bedeutung zu. In bautechni-

scher Hinsicht sind organische Böden als besonders an-spruchsvoll einzustufen, da diese im Vergleich zu minera-lischen Böden eine sehr hohe Kompressibilität aufweisenund die Verformungsvorgänge aufgrund der geringen Was-serdurchlässigkeit und des ausgeprägten Kriechverhaltensorganischer Böden große Zeiträume in Anspruch nehmen.Darüber hinaus ändern sich sowohl die Bodensteifigkeitals auch die Wasserdurchlässigkeit in Abhängigkeit desäußeren Spannungszustandes sehr deutlich. Ziel derdurchgeführten Untersuchungen war es daher, geeigneteKorrelationen zu ermitteln, die eine verlässliche Ermitt-lung der für die Berechnung von Primärsetzungen not-wendigen charakteristischen Bodenkennwerte anhandeinfach zu bestimmender Bodenparameter erlauben.

2 Untersuchungsgegenstand

In Mecklenburg-Vorpommern treten sowohl Mudden alsauch Torfe auf. Bei Mudden handelt es sich um organischdurchsetzte Sedimente, die im Bereich von stehenden bislangsam fließenden Süß- und Brackwassern unter Wasserabgelagert wurden. Bodenkundlich entsprechen die Mud-den den subhydrischen Böden und werden entsprechendderen Genese und deren Eigenschaften als Dy, Sapropeloder Gyttja bezeichnet. Die Mudden lassen sich nach [8]entsprechend des enthaltenen Anteils an organischer Sub-stanz sowie des Kalkgehaltes weiter in– Kalkmudde (Kalkgehalt ≥ 30 %),– Silikatmudde (Kalkgehalt < 30 %, Glühverlust ≤ 30 %),– Organomudde (Kalkgehalt < 30 %, Glühverlust > 30 %)

unterteilen. Ca. 75 % der untersuchten Muddeproben ausMecklenburg-Vorpommern sind den Silikatmudden zuzu-rechnen, der Anteil der Kalkmudden beträgt ca. 20 % undder Anteil der Organomudden ca. 5 %. Bei Torfen handeltes sich im Gegensatz zu Mudden nicht um Sedimente,sondern um an Ort und Stelle aufgewachsene Substrateaus abgestorbenen Pflanzenresten. Bodenkundlich bildendie Torfe eine eigene Klasse, die sogenannten Moorböden.Moorböden mit Gehalten an org. Substanz < 30 % werdennach [8] als Moorerden oder als Anmoor bzw. Antorf bezeichnet. Bei den durchgeführten Untersuchungen wur-den auch Antorfe einbezogen. Torfe enthalten im Gegen-satz zu Mudden einen wesentlich höheren Anteil an ver-holzten Gerüststoffen (Lignin). In Abhängigkeit des Li-gningehaltes der Pflanzenausgangsstoffe sowie in Abhän-

Charakteristische Bodenkennwerte der Torfe und Mudden Mecklenburg-Vorpommerns zur Berechnung von Primärsetzungen

Christian KoepkeFokke Saathoff

11

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


gigkeit von temporär oder dauerhaft auftretenden aerobenVerhältnissen weisen Torfe unterschiedliche Zersetzungs-grade auf. Bei unzersetzten Torfen ist eine deutlicheStrukturierung der abgestorbenen Pflanzenfasern vorhan-den. Die Strukturierung geht bei zunehmender Zerset-zung der Pflanzenfasern verloren. Die Torfe werden ent-sprechend des Zersetzungsgrades nach DIN 19682-12 infolgenden Stufen weiter klassifiziert:– gering zersetzte, faserige Torfe (H1–4), – mäßig zersetzte Torfe (H5-7) und – stark bis sehr stark zersetzte Torfe (H8–10/amorphe

Torfe).

In Mecklenburg-Vorpommern weist der überwiegende Teilder Torfe mittlere Zersetzungsgrade (H5–8) auf.

3 Steifemodul/Steifebeiwerte bei Erstbelastung

Der Steifemodul stellt eine veränderliche, weil spannungs-abhängige Bodenkenngröße dar und lässt sich aus derDruck-Setzungslinie des eindimensionalen Kompressions-versuchs nach DIN 18135 als Tangentenmodul entspre-chend Gl. 1 ermitteln.

Eoed = dσ′z/dεz (1)

dσ′z ist hierbei die Spannungsänderung und dε’z die zuge-hörige, bezogene Verformung. Bei mineralischen Erdstof-fen mit geringer Viskosität werden die Steifemoduln übli-cherweise bei einer Belastungsdauer von 24 h je Laststufeermittelt. Bei den üblichen Probenhöhen von 20–30 mmsind die Primärsetzungen in dieser Zeitspanne in fast allenFällen abgeklungen und es ist bereits ein Teil der Sekun-därsetzungen eingetreten. Aufgrund der meist vernachläs-sigbar geringen Sekundärsetzungsbeträge bei minerali-schen Böden können diese Verformungen näherungswei-se ausschließlich den Primärsetzungen zugeordnet wer-den, eine getrennte Berechnung der Sekundärsetzungenwird dann nicht durchgeführt. Organische Böden weisenhingegen eine hohe Viskosität auf, sodass die Sekundär-setzungen bautechnisch relevante Beträge erreichen unddiese gesondert berechnet werden müssen. Die folgendenAngaben für Steifemoduln bzw. Steifebeiwerte basierendaher auf den Verformungsbeträgen, die sich jeweils biszum Abschluss der Primärsetzungsphase einstellten. ZurErmittlung dieser anteiligen Setzungsbeträge wurden dieeinzelnen Laststufen entsprechend deren zeitlichem Set-zungsverhalten ausgewertet und es wurden der Zeitpunktdes Abschlusses der Primärsetzungen (teoc) sowie die zuge-hörige Verformung (εz,eoc) bzw. die zugehörige Porenzahl(eeoc) bestimmt.

Der spannungsabhängige Steifemodul lässt sich überden Ansatz nach [15] ausdrücken zu:

(2)

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

=σ′

E v · p ·

poed,i e

ref iref

we

Spannungs-Verformungsdiagramm lässt sich der lineareZusammenhang zwischen der Spannung und der Verfor-mung in einer Funktion folgender Form darstellen:

f(σ′z) = εz = A · lg σ′z + B (3)

Die Parameter A und B lassen sich über eine lineare Re-gression ermitteln. Die Ableitung der o. g. Funktion lautet:

(4)

Aus der Definition des Steifemoduls ergibt sich

(5)

Mit σ′z = pref ergibt sich hieraus ve zu

(6)

Der Steifeexponent beträgt wegen des logarithmischenZusammenhangs dabei immer we = 1,0. Dass dieser Wertfür organische Erdstoffe zutreffend ist, wurde bereits in[15] berichtet und wurde durch zahlreiche Nachuntersu-chungen bestätigt. Im Rahmen der hier durchgeführtenUntersuchungen wurde bei insgesamt 98 Auswertungeneindimensionaler Kompressionsversuche ein durch-schnittlicher Korrelationskoeffizient von r = 0,999 bei An-nahme eines Steifeexponenten von we = 1,0 ermittelt, so-dass dieser Steifeexponent sowohl für Mudden als auchfür Torfe hier nochmals bestätigt werden kann.

Die Steifigkeit eines Erdstoffs wird maßgeblichdurch die Größe des Porenraums bestimmt. Dieser wirdbei organischen Erdstoffen insbesondere vom Anteil undder Zusammensetzung der organischen Bodensubstanz,d. h. deren Ausgangsstoffen und deren Zersetzungsgrad,sowie vom äußeren Spannungszustand beeinflusst. Dadiese Einflüsse bei organischen Böden aufgrund der Bo-dengenese und der anthropogenen Beeinflussung an je-dem Standort unterschiedlich ausgeprägt sind, ergebensich auch für jeden Standort spezielle Steifebeiwerte. Wieim Rahmen der durchgeführten Untersuchungen auchnachgewiesen wurde, stellen der Wassergehalt und die Po-renzahl geeignete Bezugsparameter dar, mit denen sichdie vorgenannten Einflüsse ausdrücken lassen. Die häufigals Bezugsparameter verwendete Fließgrenze oder derPlastizitätsindex wurden bei den vorliegenden Untersu-chungen nicht genutzt, da die Bestimmung der Fließ- undAusrollgrenze bei Torfen aufgrund deren faseriger Be-standteile nicht anwendbar ist. Zudem findet bei Sauer-stoffzutritt und/oder Austrocknung eine irreversible Ver-änderung der organischen Bodensubstanz statt, die dieVersuchsergebnisse beeinflusst.

Wegen der oben beschriebenen Zusammenhängewar zu erwarten, dass sich zwischen dem Wassergehaltbzw. der Porenzahl und dem Steifebeiwert weitestgehendunabhängig von der Bodenart straffe korrelative Zu -sammenhänge ergeben werden. Eine Unterscheidungnach Bodenarten wurde daher im Folgenden nicht durchgeführt. Die im Rahmen dieser Untersuchungen er-

′ (σ′ =σ′

f ) A ·1

· ln(10)zz

= ′ (σ′ =σ′

E f )· ln(10)

Aoed–1

zz

=Vln(10)

Ae

12



mittelten Korrelationen sind in den Bildern 1 und 2 darge-stellt.

Die ermittelten Steifebeiwerte liegen mit Ausnahmeeiniger Einzelwerte im Bereich von ve = 4 bis 15 und ent-sprechen damit den Angaben für Mudden, die in [5] und[7] enthalten sind. Für Torfe wird die Spannbreite in denvorgenannten Unterlagen mit 3 bis 8 angegeben. Dies trifftauch für die meisten der im Rahmen dieser Arbeit unter-suchten Torfe zu, jedoch wurden insbesondere bei starkzersetzten Torfen auch höhere Steifebeiwerte festgestellt.In den in der DDR verwendeten Anwendungsvorschriftendes VEB Baugrund Berlin sind korrelative Zusammen-hänge dargestellt. Aus [18] lassen sich für Torfe mit Poren-zahlen zwischen e = 1,0 und e = 12,0 Steifebeiwerte zwi-schen ve = 5,9 und ve = 9,4 ableiten. Für Mudden lassensich aus [19] in Abhängigkeit der Fließgrenze sehr hoheBandbreiten der Steifebeiwerte ermitteln, diese liegen zwi-

schen ve = 1,8 und ve = 34,0. Insgesamt liegen die in denBildern 1 und 2 dargestellten Versuchsergebnisse somit imVergleich zu vorliegenden Literaturangaben innerhalbplausibler Spannbreiten.

Neben der vergleichenden Auswertung von Litera-turangaben wurden die Ergebnisse baubegleitend durch-geführter Setzungs- und Porenwasserdruckmessungen aninsgesamt 6 in den Jahren 2000–2009 im Überschüttver-fahren errichteten Erdbauwerken zur Validierung der er-mittelten Korrelationen genutzt. Hierfür wurden die not-wendigen Steifebeiwerte aus den gemittelten Laborergeb-nissen der durchgeführten Baugrunderkundungen an-hand der vorgenannten Korrelationen abgeleitet. DieMessungen wurden im Zeitraum bis maximal etwa 2 Jahrenach Bauende durchgeführt. Daher mussten die Endset-zungsbeträge durch Extrapolation des gemessenen Set-zungsverlaufs ermittelt werden. Hierfür wurde das soge-

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

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

13



nannte „hyperbolische Verfahren“ nach Sherif, enthaltenin [7], angewendet. Die hierbei festgestellten Abweichun-gen zwischen den extrapolierten Messergebnissen undden anhand der vorgenannten mittleren Korrelationen be-rechneten Primärsetzungen betrugen im Endzustandüberwiegend weniger als ±20 %. Die gemessenen Set-zungsbeträge lagen in jedem Fall innerhalb der Spannbrei-te der berechneten Setzungen, die sich unter Ansatz derSteifebeiwerte der ermittelten oberen und unteren 95 %-Vertrauensbereiche ergaben. Eine durchgängige Tendenzhinsichtlich einer Über- bzw. Unterschreitung der Mess-werte wurde nicht festgestellt. Grundsätzlich sollte dieFestlegung der Steifebeiwerte daher auf Grundlage dermittleren Korrelationen erfolgen, nur für gesondert durch-zuführende Grenzwertbetrachtungen wären die Kennwer-te in Ansatz zu bringen, die sich aus den ermittelten obe-ren und unteren 95 %-Vertrauensbereichen ergeben.

Einen weiteren, international gebräuchlichen Para-meter zur Berechnung von Primärsetzungen bei Erstbelas-tung stellt der Kompressionsbeiwert CC dar. Dieser lässtsich aus dem halblogarithmischen Spannungs-Porenzahl-diagramm als Sekantenmodul nach Gl. (7) ableiten.

(7)

Die im Rahmen dieser Arbeit ermittelten Korrelationenbzgl. der Kompressionsbeiwerte sind nachfolgend in denBildern 3 und 4 dargestellt.

Korrelationen in Abhängigkeit des Wassergehaltesbzw. der Porenzahl werden in [12] angegeben. Dabei zeigtsich eine sehr gute Übereinstimmung mit den hier ermit-telten Werten. Weitere Literaturangaben zu Kompressi-onsbeiwerten organischer Böden liegen in [10] und [17]

= ∆∆σ′

Ce

lgC

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

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

14



vor. Darin werden die Kompressionsbeiwerte den Glüh-verlusten und Kalkgehalten gegenübergestellt, korrelativeBeziehungen werden nicht formuliert. Die angegebenenWerte liegen zwischen CC = 0,5 und 8. Die genannteSpannbreite deckt sich mit dem hier ermittelten Wertebe-reich. Eine weitere Vergleichsmöglichkeit bietet das inter-national gebräuchliche Cα/CC-Konzept nach Mesri [14].In Bild 5 sind die von den Verfassern ermittelten Verhält-niswerte dargestellt, vgl. auch [9]. Die in [10] und [17] angegeben Verhältniswerte von Cα/CC = 0,03 bis 0,10stimmen ebenfalls sehr gut mit den hier ermittelten Ver-hältniswerten überein, sodass die hier bestimmten Kom-pressionsbeiwerte aus Sicht der Verfasser insgesamt als ge-sichert einzustufen sind.

4 Wasserdurchlässigkeitsbeiwert

Der Wasserdurchlässigkeitsbeiwert hängt entscheidendvom Porenvolumen und der Porengrößenverteilung einesErdstoffes ab. Ein höherer Grobporenanteil bedingt dabeizunächst eine höhere initiale Wasserdurchlässigkeit. Beizunehmender Kompaktion nimmt der Wasserdurchlässig-keitsbeiwert ab und stellt somit ebenfalls eine spannungs-abhängige Bodenkenngröße dar. Der Wasserdurchlässig-keitsbeiwert wurde im Rahmen dieser Untersuchungenzum einen im direkten Durchströmungsversuch in derTriaxialzelle entsprechend der Vorgaben der DIN 18130-1und der DIN ISO/TS 17892-11 ermittelt. Zur Ermittlungdes spannungsabhängigen Wasserdurchlässigkeitsbeiwer-tes wurde jede einzelne Probe bei unterschiedlichen Zell-drücken triaxial konsolidiert und der zugehörige Wasser-durchlässigkeitsbeiwert bei Umgebungstemperatur kT wur-de bei konstanter Druckhöhe bestimmt. Anschließend er-folgte entsprechend den Vorgaben der DIN ISO/TS17892-11 eine Umrechnung auf eine Referenztemperaturvon T = 10 °C. In der Regel wurde die initiale Konsolidati-on bei s2 = s3 = 10 bis 30 kN/m2 durchgeführt, im Folgen-den wurden die Zelldrücke mit einem Spannungsinkre-ment von 20 bis 50 kN/m2 im Regelfall bis auf maximal et-wa 130 kN/m² erhöht. Bei ausgewählten Versuchen wurde

die Spannung hingegen bis auf 200 kN/m² erhöht, es zeig-ten sich aber im Spannungsbereich zwischen etwa 100 und200 kN/m² keine bautechnisch relevanten Änderungendes Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes mehr. Die initialen(Index 0) sowie die finalen (Index A) Abmessungen der Pro-benkörper wurden gemessen. Die bei der Auswertung be-rücksichtigte zwischenzeitliche Deformation der Proben-körper wurde rechnerisch auf Grundlage parallel durchge-führter eindimensionaler Kompressionsversuche ermittelt.Es wurde hierbei sowohl für die horizontale als auch fürdie vertikale Verformung der triaxial belasteten Probe an-genommen, dass diese den vertikalen Verformungsratender eindimensional belasteten Probe entspricht. Zur rech-nerischen Ermittlung der jeweiligen Probenabmessungenwurde zunächst die horizontale und vertikale Probende-formation der triaxial belasteten Probe (eH,A, eV,A) bei derAusbauspannung s′A nach den Gln. (8) und (9) bestimmt.

εH,A = (d0 – dA)/d0 (8)

εV,A = (h0 – hA)/h0 (9)

Anschließend wurden die Parameter A und B aus Gl. (10)des Spannungs-Verformungsverlaufes der eindimensionalbelasteten Vergleichsprobe über eine lineare Regressionermittelt.

εz = A · lg(σ′z) + B (10)

Mit Gl. (10) wurde dann die Verformung der eindimensio-nal belasteten Probe errechnet, die der Ausbauspannungder triaxial belasteten Probe entspricht. Anschließendwurden die Verhältniswerte εH,A/εz,A und εV,A/εz,A ge -bildet. Damit ließen sich die jeweiligen spannungsabhän-gigen Deformationen der triaxial belasteten Probe über dieGln. (11) und (12) ermitteln.

di = d0 – εz,i · d0 · εH,A/εz,A (11)

hi = h0 – εz,i · h0 · εV,A/εz,A (12)

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

15



Des Weiteren wurden die Wasserdurchlässigkeitsbeiwerteaus den Zeitsetzungsversuchen der eindimensionalenKompressionsversuche über Gl. (13) ermittelt. Hierbeiwurde gleichermaßen eine Umrechnung auf eine Refe-renztemperatur von T = 10 °C vorgenommen. Die Bestim-mung des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes erfolgte jeweilsfür eine einzelne Laststufe. Dabei wurden der Konsolidie-rungsbeiwert cv sowie der Steifemodul Eoed je Laststufeaus den Versuchsergebnissen abgeleitet. Die Dichte desWassers ρw sowie die Erdbeschleunigung g sind bekannt.

(13)

Die aus den o. g. Versuchen ermittelten Wertepaare wur-den anschließend in ein doppelt logarithmisches Durchläs-sigkeitsbeiwert-Spannungsdiagramm eingetragen. Es zeigtesich hierbei im Erstbelastungsbereich der Proben ein linea-rer Zusammenhang, der eine mathematische Beschreibungüber eine transformierte, lineare Regression in Anlehnung

=ρ

kc · · g

Ev W

oed

an Gl. (2) erlaubt, siehe Gl. (14). Der mittlere Korrelations-koeffizient lag bei Auswertung der insgesamt 113 Versuchebei r = 0,985. Der Parameter kref bezeichnet dabei den Was-serdurchlässigkeitsbeiwert bei Referenzspannung pref undmk10 den Wasserdurchlässigkeitsexponenten.

(14)

Zunächst wurden die ermittelten Wasserdurchlässigkeits-beiwerte bei einer gewählten Referenzspannung von pref = 100 kN/m2 den Bezugsparametern Wassergehaltund Porenzahl gegenübergestellt. Hierbei zeigten sichzwar bodenspezifische Unterschiede, es ließen sich jedochkeine eindeutigen korrelativen Zusammenhänge zu denBezugsparametern erkennen. Daher wurden Merkmals-analysen auf Basis des vorliegenden Datenmaterials aus-geführt. Die Ergebnisse der Merkmalsanalysen sind in denBildern 6 und 7 dargestellt.

=σ′

k k ·

p10

ref zref

mk10

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

Bild 7. WasserdurchlässigkeitsexponentFig. 7. Exponent of water permeability

16



Es ist festzustellen, dass der Wasserdurchlässigkeits-beiwert und dessen spannungsabhängige Änderung maß-geblich durch die Bodenzusammensetzung und die Bo-denstruktur beeinflusst werden. Die eher faserigen Torfeweisen gegenüber den feinkörnigeren Mudden höhereWasserdurchlässigkeitsbeiwerte auf. Bei Torfen unter-schiedlicher Zersetzungsgrade nimmt der Wasserdurchläs-sigkeitsbeiwert mit zunehmender Zersetzung ab und nä-hert sich den Werten für Mudden an. Die spannungsindu-zierten Änderungen des Wasserdurchlässigkeitsbeiwertes,ausgedrückt durch den Wasserdurchlässigkeitsexponen-ten mk10, sind ebenfalls bei den gering zersetzten Torfen,die die höchsten Porenvolumina aufweisen, am größten.Aus den o. g. mittleren Wasserdurchlässigkeitsbeiwertenbei Referenzspannung und den mittleren Wasserdurchläs-sigkeitsexponenten lassen sich die spannungsabhängigenWasserdurchlässigkeitsbeiwerte ermitteln. Es ist festzu-stellen, dass die größten Änderungen im Spannungsbe-reich bis etwa 100 kN/m2 stattfinden.

In [5] und [7] sind für Torfe Spannbreiten von k = 10–5 m/s und k = 10–8 m/s und für Mudden von k = 10–7 m/s bis k = 10–9 m/s angegeben. Im Vergleich zuden im Rahmen dieser Arbeit ermittelten Werten könnendiese Spannbreiten den nicht oder nur mäßig vorbelaste-ten, d. h. unter einer geringen Auffüllung konsolidiertenTorfen und Mudden zugeordnet werden (Spannungs -bereich bis etwa σ = 30 kN/m2). In [4] liegen die für Nie-dermoortorfe genannten Spannbreiten in Abhängigkeit des Zersetzungsgrades zwischen k = 1,2 · 10–7 m/s und 3,5 · 10–5 m/s. Diese Werte können vollkommen unvorbe-lasteten, d. h. nur durch Eigengewicht belasteten Torfenzugeordnet werden. Korrelationen des Wasserdurchlässig-keitsbeiwertes für Torfe in Abhängigkeit der Lagerungs-dichte finden sich in [1], [20] und [21]. Aus der Gl. vonWertz [21] lässt sich für Niedermoortorfe ein Wasser-durchlässigkeitsbeiwert von k ≈ 1,5 · 10–6 m/s errechnen,während sich dieser nach [1] zu k ≈ 4 · 10–6 m/s ergibt. In[20] lassen sich die Wasserdurchlässigkeitsbeiwerte fürfeinfaserige Torfe zu k = 1 · 10–5 m/s bis 2 · 10-6 m/s errechnen, für grobfaserige Torfe zu k = 8 · 10–7 m/s bis 1 · 10–5 m/s. Die genannten Spannbreiten entsprechen

den Ergebnissen gemäß Bild 8 im Spannungsbereich bisetwa 20 kN/m2. Für Mudden werden in [20] Spannbreitenvon k = 1 · 10–7 m/s bis 1 · 10–6 m/s für Tonmudden undvon k = 1 · 10–7 m/s bis 4 · 10–6 m/s für Kalkmudden undTorfmudden angegeben. Es ist somit festzustellen, dass diein der Literatur enthaltenen Durchlässigkeitsbeiwerte denvöllig unvorbelasteten, d. h. nur durch Eigengewicht kon-solidierten Belastungszustand kennzeichnen. Spannungs-induzierte Änderungen durch Bauwerkslasten sind hier-bei nicht erfasst. Die hier vorgestellte Gl. (14) in Verbin-dung mit den Parametern aus den Bildern 6 und 7 erlaubthingegen die Ermittlung des Wasserdurchlässigkeitsbei-wertes für beliebige Spannungszustände.

Die vorgenannten Versuchsergebnisse beziehen sichausschließlich auf die vertikale Wasserdurchlässigkeit deruntersuchten Böden. Insbesondere bei Torfen ist auf-grund der enthaltenen Faserbestandteile eine in horizon-taler Richtung abweichende Wasserdurchlässigkeit zu er-warten (anisotropes Verhalten). Bei Mudden ist aufgrundderen feinkörniger und im Vergleich zu Torfen wesentlichhomogeneren Zusammensetzung ein nahezu isotropesVerhalten anzunehmen. LARSSON [11] benennt Verhältnis-werte von kh/kv = 1,0–2,0 für Mudde und von kh/kv =1–14 bei Torf. Bei steigendem Wassergehalt, d. h. bei grö-ßerem Porenraum, tritt hierbei eine Zunahme des Verhält-niswertes auf. Eigene Untersuchungen wurden hierzunicht ausgeführt.

5 Konsolidationsbeiwert

Der Konsolidationsbeiwert cv errechnet sich aus dem Steifemodul Eoed und dem Wasserdurchlässigkeitsbeiwertk sowie der Dichte des Wassers ρw und der Erdbeschleuni-gung g nach Gl. (15):

(15)

Der Steifemodul und der Wasserdurchlässigkeitsbeiwertstellen jeweils spannungsabhängige Bodenkenngrößendar, sodass dies auch für den Konsolidationsbeiwert gilt.

=ρ

=γ

ck · E

· g

k · Ev

oed

W

oed

w

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

17



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

(16)

Mit we = 1,0 und

Eref = ve · pref (17)

ergibt sich Gl. (17) zu

(18)

Entsprechend der Angaben aus den vorstehenden Kapi-teln und den angegebenen mittleren Werten ergeben sichhieraus bodenspezifische Kurven. Beispielhaft sind in denBildern 10 und 11 die Kurven für gering zersetzte Torfeund für Silikat- und Organomudden dargestellt.

Es ergeben sich für Torfe Konsolidationsbeiwertezwischen etwa cv = 1 · 10–4 m2/s und 2 · 10–8 m2/s. FürMudden liegen die ermittelten Konsolidationsbeiwertezwischen etwa cv = 1 · 10–6 m2/s und 3 · 10–8 m2/s. Bei Tor-fen sind gegenüber Mudden größere spannungsinduzierteAbnahmen des Konsolidationsbeiwertes festzustellen.Dies ist in den höheren initialen Wasserdurchlässigkeits-beiwerten sowie in der höheren Kompressibilität der Torfebegründet. Die ermittelten Konsolidationsbeiwerte wur-den ebenfalls auf Grundlage der bereits in Abschnitt 3 er-wähnten, baubegleitend durchgeführten Messungen vali-diert. Unter Ansatz der hier ermittelten mittleren Konsoli-dationsbeiwerte zeigte sich trotz des erheblichen Einflus-

=

σ′

γ

+

c

k · E ·p

v

ref ref zref

l m

w

k10

=

σ′

σ′

γ=

=

σ′

γ

+

c

k ·p

· v · p ·p

k · v · p ·p

v

ref zref

m

eref z

ref

w

W

refe

ref zref

w m

w

k10 e

e k10

ses der natürlichen Inhomogenität des Baugrundes (Sand-einlagerungen, wechselnde Schichtdicken usw.) eine sehrgute Übereinstimmung der Messwerte mit den berechne-ten Konsolidationsdauern.

Literaturangaben zu Konsolidationsbeiwerten findensich nur sehr vereinzelt. In [6] wurden für Torfe eineSpannbreite von cv = 10–4 m2/s bis 10–6 m2/s und für Mud-den von cv = 10–3 m2/s bis 10–6 m2/s angegeben. Für Torfekann die genannte Spannbreite im Spannungsbereich bis100 kN/m2 bestätigt werden. Bei den Mudden stimmenhingegen allenfalls die unteren Spannbreitenbereiche fürKalkmudden überein, bei Silikat- und Organomuddenwurden hier geringere Werte ermittelt. In [11] werdenebenfalls Versuchswerte für verschiedene Mudden ange-geben. Die darin genannten Werte liegen gegenüber denhier ermittelten Werten mit cv = 2 bis 5 · 10–9 m2/s im Ge-gensatz zu den höheren Werten aus [6] deutlich niedriger.Aus Sicht der Verfasser sind die teilweise stark differieren-

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

Bild 10. Spannungsabhängige Konsolidationsbeiwerte fürgering zersetzte TorfeFig. 10. Stress-dependent coefficients of consolidation for fibrous peat

18



den Angaben auf die lokalen Unterschiede in der Geneseund der Beschaffenheit der organischen Erdstoffe zurück-zuführen. Die im Rahmen der durchgeführten Untersu-chungen ermittelten Konsolidationsbeiwerte liegen imVergleich zu den vorliegenden Literaturangaben aber in-nerhalb plausibler Wertebereiche.

6 Fazit

Die vorgestellten Korrelationen erlauben eine relativ ein-fache Bestimmung der für analytische Berechnungen vonPrimärsetzungen notwendigen Bodenkennwerte der Torfeund Mudden Mecklenburg-Vorpommerns. Nach jetzigemKenntnisstand können die sich hieraus ergebenden Kenn-werte als plausibel und für bautechnische Zwecke hinrei-chend genau eingestuft werden. Es wäre aus Sicht der Ver-fasser wünschenswert, wenn die ermittelten Korrelationenim Vergleich mit baubegleitend durchgeführten Messun-gen auf deren Zuverlässigkeit weiter überprüft würden.

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[17] Rackwitz, F., Schüßler, M., Savidis, S., Ney, M.: Boden -mechanische Eigenschaften organischer Ablagerungen derbrandenburgischen Niederungs- und Luchgebiete. Geotechnik34 (2011), H. 2, S. 97–107.

[18] TEV 1252-01: Gesteinseigenschaften; TORFE; Mechani-sche Kennwerte. Technische Vorschrift VEB Baugrund Berlin,1979.

[19] TEV 1253-01: Gesteinseigenschaften; MUDDEN; Mechani-sche Kennwerte. Technische Vorschrift VEB Baugrund Berlin,1979.

[20] TGL 31222/08: Physikalische Bodenuntersuchung; Nähe-rungsweise Ermittlung des Durchlässigkeitsbeiwertes nach Be-rechnungsverfahren. Berlin: Akademie der Landwirtschafts-wissenschaften der DDR, 1980.

[21] Wertz, G.: Einige Beziehungen zwischen den physikalischenGrößen Mecklenburger Niedermoore. Zeitschrift für Landes-kultur 1960, H. 1, S. 262–266.

AutorenDipl.-Ing. Christian KoepkeBaugrund Stralsund Ingenieurgesellschaft mbHCarl-Heydemann-Ring 55Stralsund 18437

Prof. Dr.-Ing. Fokke Saathoff Universität Rostock –- Lehrstuhl für Geotechnik und Küstenwasserbau 18051 Rostock

Eingereicht zur Begutachtung: 15. August 2011Überarbeitet: 8. Oktober 2012Angenommen zur Publikation: 23. Oktober 2012

Bild 11. Spannungsabhängige Konsolidationsbeiwerte fürSilikat- und OrganomuddenFig. 11. Stress-dependent coefficients of consolidation formineral and organic mud

Niederzyklische Belastungen treten in der Praxis in verschiede-nen Situationen und insbesondere bei geotechnischen Herstell-vorgängen auf. Zur Erfassung der Größenordnung herstellbeding-ter Verformungen ist man bisher auf Beobachtungsmethoden undMessungen angewiesen, da gängige Stoffmodelle bei Verfor-mungsberechnungen infolge niederzyklischer Belastungsvorgän-ge oft Defizite aufweisen. Mithilfe der in diesem Beitrag vorge-stellten Triaxialversuchsserien wurden u. a. Antwort-Ellipsen pro-duziert, welche einen Beitrag zur Weiter- oder Neuentwicklungvon höherwertigen Stoffmodellen leisten, mit welchen es möglichsein soll, herstellbedingte, aus niederzyklischen Beanspruchun-gen resultierende Verformungen numerisch zu prognostizieren.

Incremental stress-strain behaviour of non-cohesive soils at low cycle loading. Low cycle loading-processes occur in dif-ferent situations and in particular during geotechnical construc-tion-processes. To capture the magnitude of deformations due tothese processes, one is currently dependent on observations andmeasurements, because common constitutive models often showdeficits when predicting these deformations. With the aid of triax-ial series presented in this article, strain-response-envelopesamongst others were produced, which can contribute to the development of constitutive equations to improve the numericalprediction of deformation of construction-induced, low cycleloading-processes.

1 Allgemeines

Unter quasistatischer Belastung mit zyklischem Verlaufkommt es zu plastischen, d. h. bleibenden und quasi-elasti-schen, d. h. reversiblen Dehnungen im Boden, ohne voll-kommen elastisches Verhalten zu erreichen. In dem quasi-elastischen Bereich verhält sich das Material asympto-tisch elastisch. Goldscheider [1] bezeichnet dieses Verhal-ten als materiellen Shakedown. Bezüglich der Anzahl derBelastungen lässt sich grundsätzlich zwischen hoch- undniederzyklischen Vorgängen unterscheiden.

Zu einer hochzyklischen Belastung gehören bei-spielsweise Einwirkungen aus Wind auf die Fundamentevon Windenergieanlagen oder aus Überfahrten von Fahr-zeugen auf Gründungskonstruktionen. Auch durch dasEinrütteln von Gründungselementen, z. B. von Spund-wänden oder RI-Pfählen, wird der umgebende Bodenhochzyklisch beansprucht. Die Zyklenanzahl N ist beidiesen Vorgängen mit N > 50 sehr groß. Eine implizite Be-

rechnung der Verformungen, bei der jeder Zyklus mit ei-nem Materialmodell und einer entsprechenden Anzahlvon Dehnungsinkrementen berechnet wird, ist wegen derAkkumulation numerischer Fehler und des Rechenauf-wandes nicht sinnvoll. Stattdessen werden Verformungs-prognosen infolge hochzyklischer Beanspruchung in derRegel mit expliziten Modellen durchgeführt. Hierbei wirddie Akkumulation bleibender Dehnungen analog zum Pro-blem des Kriechens unter konstanter Last behandelt. Indiesem Zusammenhang wurden von vielen Autoren um-fangreiche Untersuchungen zum Akkumulationsverhaltenbei hochzyklischer Belastung durchgeführt und verschie-dene Prognosemodelle entwickelt [2] [3] [4] [5] [6].

Prozesse mit niederzyklischer Belastung können füreine deutlich geringere Zyklenanzahl mit N ≤ 50 definiertwerden [7]. Verformungsberechnungen erfolgen hier meistimplizit, d. h., die Verformungen infolge eines Zyklus werden für jeden Zyklus einzeln berechnet und kumu-liert.

Gegenstand dieses Beitrags sind niederzyklische Be-lastungen, bei denen vorausgesetzt wird, dass Trägheits-kräfte vernachlässigbar sind [8]. Verwandte Ent- und Wie-derbelastungsvorgänge werden in nachfolgende Ausfüh-rungen miteinbezogen, weil sich die Spannungspfade beieinem zyklisch belasteten System in der Anfangsphaseund bei rein zyklischer Beanspruchung ähneln. Zum Bei-spiel führt eine äußere Einwirkung mit zyklischem Verlaufauf ein Fundament nicht von Beginn an zu zyklischemVerhalten. Dies stellt sich erst nach einer bestimmten An-zahl von Zyklen ein.

Während sich in der elastoplastischen Theorie bei einem sogenannten Shakedown die Systeme rein elastischverhalten, wird bei Sand auch nach vielen Belastungs -zyklen immer noch Energie dissipiert.

Niederzyklische Belastungen und verwandte Ent-und Wiederbelastungsvorgänge können z. B. in folgendenFällen auftreten:– Bauzustände bei Baugruben mit ein- oder mehrfacher

Stützung,– kraftkontrollierte Regelung der Steifenkräfte zur Kon-

trolle der Verformungen,– Temperaturbeanspruchung von Steifen,– Befüll- und Entleerungsvorgänge von Schleusen oder

Silos während der ersten Nutzungsphase,– Sommer- bzw. Winterstellung der Widerlager von inte-

gralen Brücken [9].

Fachthemen

Stefanie DanneAchim Hettler

DOI: 10.1002/gete.201200010


Verhalten von nichtbindigen Böden bei niederzyklischer Belastung

All diesen Prozessen können monotone oder auch zykli-sche Vorbelastungen vorausgegangen sein, wie z. B. einegeologische Vorbelastung oder die hochzyklische Vorbe-lastung aus dem Einvibrieren von Injektionslanzen odersogenannten RI-Pfählen [10] [11].

Im vorliegenden Beitrag werden zunächst zwei typi-sche Beispiele für niederzyklische und verwandte Span-nungspfade erläutert. Daraus geht hervor, dass bei Bau-gruben der Extensionsbereich eine maßgebende Rollespielt. Danach werden experimentelle Ergebnisse aus Tria-xialversuchsserien vorgestellt. Zur Untersuchung der qua-si-elastischen Verformungsanteile bei niederzyklischer Be-lastung wird das Konzept der Antwortellipsen verwendet.Ergänzend wird die Verformungsakkumulation nach demAufbringen von Zyklenpaketen ausgewertet. Im letztenAbschnitt werden die Versuchsergebnisse zusammenge-fasst und wird auf weiteren Forschungsbedarf hinge -wiesen.

2 Beispiele für niederzyklische Spannungspfade

Die vereinfachte Betrachtung eines Bodenelementes hin-ter einer Spundwand (Bild 1a, 1.) bei einer ausge-steiften Baugrube zeigt, dass monotone Spannungspfadeund auch wiederholte, niederzyklische Belastungsvor -gänge mit beliebigen Richtungen vorkommen können(Bild 1b).

Ausgehend vom Erdruhedruck im Anfangszustand(Bild 1b, 1.) wird bei einem ersten Teilaushub (2.) zunächstnur die Horizontalspannung σh reduziert. Der Einbau unddas Vorspannen einer Steifenlage (3.) bewirkt nun ein deut-liches Ansteigen – je nach Vorspannkraft bis in den passi-ven Bereich hinein – der Horizontalspannung, die sich beiErreichen des Endaushubniveaus (4.) wieder dem aktivenErddruck nähert, wenn man voraussetzt, dass die Wandver-formungen groß genug sind. Tritt dann beispielsweisedurch den Unterschied von Tag- und Nachttemperatur eineTemperaturbeanspruchung, d. h. letztlich eine Längenände-rung bzw. eine Horizontalbewegung der Steifen ein, führtdies zu einer erneuten Erhöhung der Horizontalspannung

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

(5.). Dieser Vorgang kann sich während eines Zwischen-bauzustandes einige Male wiederholen.

Wird nun eine Flächenlast p am Baugrubenrand auf-gebracht, steigt die Vertikalspannung σv an (6.) und bei er-neuter Temperaturbeanspruchung der Steifen kommt eserneut zu niederzyklischen Beanspruchungen in horizon-taler Richtung (7.), nun auf einem höheren Spannungs -niveau.

Bedingt durch die Entlastung infolge des Aushubsund die horizontale Beanspruchung aus dem Bodenaufla-ger der Wand liegen die Spannungspfade vor dem Wand-fuß im Wesentlichen im Extensionsbereich mit entspre-chend ähnlichen Vorgängen, wie in Bild 1 gezeigt.

Aus Bild 2 geht hervor, dass für ein Bodenelementunter der Schleusensohle (Bild 2a) bei der Herstellung undder ersten Nutzungsphase ebenfalls Spannungszuständeim Extensionsbereich vorkommen können (Bild 2b).

Ausgehend vom Erdruhedruck im Anfangszustand(Bild 2b, 1.) wird bei dem Beispiel der Schleuse durch denBodenaushub die Vertikalspannung σv reduziert (2.).Durch das Befüllen der Schleuse (3.) steigt dann die Verti-kalspannung wieder an, wird beim Leeren (4.) erneut re-duziert, steigt wieder an usw.

Für Elementversuche, mit denen das Verformungs-verhalten bei niederzyklischer Beanspruchung z. B. imRahmen der Stoffgesetzentwicklung untersucht werdensoll, sind folglich nicht nur die in der Literatur häufig un-tersuchten deviatorischen Lastzyklen, sondern beliebigezyklische Spannungspfade zu berücksichtigen. Auch beider Wahl der Spannungsausgangspunkte ist zu beachten,dass sie nicht nur im Kompressions-, sondern auch im Ex-tensionsbereich liegen sollten. Dies trifft insbesondere imBereich vor dem Wandfuß bei der Baugrubenherstellungzu.

3 Versuchsgrundlagen3.1 Versuchsgerät

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


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

a) b)

21



Steuerungstechnik ausgestattet. Sowohl Seitendruck alsauch Axialkraft können in diesem Gerät unabhängig von-einander gesteuert werden, sodass beliebige Spannungs-pfade von beliebigen Ausgangsspannungspunkten in derp-q-Ebene gefahren werden können. Probenhöhe und Pro-bendurchmesser betragen jeweils 10 cm.

Der geführte und starr mit der Probenkopfplatte ver-bundene Axialkraftaufnehmer ist als Tauchstabaufnehmerkonzipiert und ermöglicht so eine Innenmessung derKraft bzw. verhindert einen Fehler durch Reibung. DieAxialverformung wird über einen hochauflösenden Inkre-mentalwegaufnehmer gemessen, der gegen den Zelldeckeltastet und über eine Messgenauigkeit von ±0,5 µm verfügt.Die Volumenänderungen bzw. Radialdehnungen werdenüber das ein- und ausströmende Porenwasser bestimmt.Hierzu steht eine Messbürette zur Verfügung, die an einenhochauflösenden Differenzdruckmessgeber angeschlos-sen ist.

Die Radialdehnungen werden aus den gemessenenAxial- und Volumenveränderungen zurückgerechnet. Beiden bislang durchgeführten Versuchen hat sich diese Vor-gehensweise für die Größenordnung der gefahrenen Span-nungsinkremente mit ∆σ ≤ 50 kPa als hinreichend genauund reproduzierbar erwiesen. Vergleiche mit anderen Au-toren [12] [13] haben außerdem gezeigt, dass die eigenenVersuchsergebnisse gut mit denen aus der Literatur über-einstimmen.

3.2 Versuchsboden

Bei den Versuchen wurde ein eng gestufter Feinsand ver-wendet, siehe Bild 3.

Es konnte unter Zuhilfenahme verschiedener Krite-rien [14], gezeigt werden, dass sich durch die Verwendungdieses Sandes der Einfluss von Fehlern aus Membran -penetration, z. B. gegenüber Versuchen mit KarlsruherMittelsand, deutlich verringert.

3.3 Spannungs- und Dehnungskomponenten im Triaxialversuch

Bild 4 zeigt die in diesem Beitrag verwendeten Bezeich-nungen am Beispiel des rotationssymmetrischen Span-nungszustands im Triaxialversuch, vgl. [15].

Die Definitionen vom mittleren Druck p und der Deviatorspannung q (Roscoe-Invarianten) lauten:

p = (σ1 + 2σ3)/3 (1)

q = σ1 – σ3 (2)

Das Spannungsverhältnis

η = q/p (3)

beschreibt die Lage in der p-q-Ebene, siehe Bild 6.Die Dehnungskomponenten sind wie folgt definiert:

εv = ε1 + 2 ε3 (4)

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

a) b)

Bild 3. Kornverteilungskurve VersuchssandFig. 3. Grain size distribution curve of the sand

Ist der Betrag des Spannungsinkrementes

(7)

für alle Richtungen ασ konstant, erhält man in der soge-nannten Rendulic-Ebene mit den Achsen �2∆σ2 und ∆σ1einen Kreis, siehe Bild 5a.

Auch die Dehnungen werden im Rendulic-Dia-gramm dargestellt, wobei das Dehnungsinkrement analogzu Gl. (9) definiert ist zu

(8)

und ebenfalls in der Rendulic-Ebene dargestellt wird, sieheBild 5b.

Grundsätzlich eignet sich das Konzept der Antwort -ellipsen für die Untersuchung des inkrementellen Verfor-mungsverhaltens sowohl bei Erst- als auch bei Ent- undWiederbelastung. Im vorliegenden Beitrag werden mitHilfe der Antwortellipsen die quasi-elastischen Verfor-mungsanteile, d. h. die reversiblen Verformungen bei Ent-und Wiederbelastungen, untersucht und ausgewertet, sie-he Abschnitt 5.

4.2 Literaturübersicht

In der Literatur sind wenige experimentelle Versuche zurErmittlung der Antwort-Ellipsen zu finden. Bei Doanh [13]wird über Versuche zur Ermittlung der Antwortellipsender Dehnungen („Strain-Response-Envelopes“) für dichtenHostun-Sand an insgesamt drei verschiedenen – zwei imKompressionsbereich, einer auf der isotropen Achse lie-genden – Ausgangsspannungszuständen berichtet; das be-trachtete Spannungsinkrement betrug hier ∆σ = 10 kPa.Pro Richtung wurde ein Versuch mit einer Probe zugrun-de gelegt, sodass die ausgewerteten Dehnungsinkrementeden gesamten bzw. elastoplastischen Verformungen beiErstbelastung entsprechen. Elastische Dehnungsanteilewurden nicht bestimmt.

Auch von Costanzo et al. [12] wurden Versuche zurErmittlung der Dehnungsantworten bei Erstbelastung aneinem schluffigen Ton durchgeführt. Hier wurden an ins-gesamt zwei Spannungsausgangspunkten – einer im Kom-pressionsbereich, einer auf der isotropen Achse – Span-nungspfade in 10 verschiedene Richtungen gefahren und

∆σ = ∆σ + ∆σ212

32

∆σ = ∆ε + ∆ε212

32

ε3 = 1/2 (εv – ε1) (5)

εq = 2/3 (ε1 – ε3) (6)

Dabei bezeichnet εv die Volumendehnung, ε1 die Vertikal-dehnung, ε3 die Radialdehnung und εq die deviatorischeDehnung.

Da alle nachfolgend dokumentierten Versuche drä-niert durchgeführt wurden, handelt es sich bei den in die-sem Beitrag dargestellten Spannungen immer um effektiveSpannungen (σ = σ′).

4 Antwort-Ellipsen4.1 Konzept

Bevor neue oder verbesserte Stoffmodelle für die konkreteBerechnung von Randwertproblemen zum Einsatz kom-men können, müssen diese validiert und kalibriert wer-den. Dies geschieht sehr häufig anhand numerischer Elementversuche, wie zum Beispiel Triaxialversuche undÖdometerversuche.

Sogenannte Antwort-Ellipsen (Response-Envelopes)stellen für diesen Zweck ein hilfreiches Werkzeug dar, dahiermit das inkrementelle Verhalten eines bestimmtenModells analysiert und mit anderen Stoffmodellen unddem tatsächlichen Materialverhalten verglichen werdenkann [16] [13] [17]. Erste Grundlagen zu sogenannten Response-Envelopes wurden in den 1970er Jahren von Lewin & Burland [18] vorgestellt und einige Jahre spätervon Gudehus [19] im Zusammenhang mit der Stoffgesetz-entwicklung beschrieben.

Um eine Antwortellipse zu erhalten, wird ein Boden-element einem bestimmten Spannungs- oder Dehnungsin-krement unterworfen und die dazugehörige „Antwort“ desBodens in Form von Dehnungen oder Spannungen ermit-telt und grafisch dargestellt. Die Richtung des aufgebrach-ten Spannungs- oder Dehnungsinkrementes wird dann –bei gleichbleibendem Betrag – variiert und liefert so ver-schiedene Spannungs- bzw. Dehnungsantworten, derenEndpunkte schließlich zu einer „Antwort-Umhüllenden“miteinander verbunden werden (Bild 5).

In Bild 5 sind beispielhaft die Dehnungsantwortenzu in acht verschiedenen Richtungen aufgebrachten Span-nungsinkrementen dargestellt. Die rein triaxiale Kompres-sion beispielsweise entspricht hier dem rot dargestelltenασ = 90°-Spannungspfad in Bild 5a; im selben Bild stelltder blaue ασ = 180°-Pfad eine rein radiale Extensionsbelas-tung dar.

22



Bild 4. a) Spannungs- und b) Dehnungskomponenten imTriaxialversuchFig. 4. a) Stress- and b) strain-components in triaxial testing Bild 5. Konzept der Antwort-Ellipsen, hier: Antwortellipsen

der Dehnungen; a) Spannungen, b) daraus resultierendeDehnungenFig. 5. Concept of response-envelopes, here: strain response-envelopes; a) stress increments, b) resulting strains

a) b)

a) b)

23



die Dehnungsantworten für Spannungsinkremente zwi-schen ∆σ = 20 bis 90 kPa ermittelt bzw. ausgewertet. Auchhier wurden die quasi-elastischen Dehnungsanteile nichtexplizit betrachtet.

Nur in wenigen Veröffentlichungen wurden quasi-elastische Verformungsanteile bzw. Steifigkeiten nachdem Aufbringen rein axialer oder rein radialer Spannungs-oder auch Dehnungsamplituden ausgewertet [20] [21] [22].Überwiegend befinden sich dabei die Spannungsausgangs-punkte im Kompressionsbereich oder auf der isotropenAchse. Bei Baugruben ist vor dem Wandfuß jedoch derExtensionsbereich entscheidend, vgl. Abschnitt 2.

5 Experimentelle Ergebnisse zum quasi-elastischenVerformungsverhalten

5.1 Ausgangsspannungszustände

Die untersuchten Ausgangsspannungszustände befindensich sowohl im Kompressions- als auch im Extensionsbe-reich, wobei nicht nur der mittlere Druck p, sondern auchdie Deviatorspannung q bzw. das Spannungsverhältnisη = q/p variiert wurden, s. Bild 6 und Tabelle 1.

5.2 Versuchsablauf

Bei den durchgeführten dränierten Triaxialversuchenwird die trocken eingerieselte Bodenprobe zunächst geflu-tet und anschließend gesättigt. Die Probenpräparations-methode blieb während der beschriebenen Versuche un-verändert. Die bezogene Lagerungsdichte aller nachfol-gend beschriebenen Versuche liegt zwischen ID = 0,6 bis0,7.

Dann wird ein Spannungsausgangspunkt (Bild 6) an-gefahren. Dabei wird zunächst die isotrope Spannung er-höht. Je nach Lage des Spannungsausgangspunktes wirddanach entweder die Vertikalspannung (für Punkte imKompressionsbereich) oder die Horizontalspannung (fürPunkte im Extensionsbereich) weiter erhöht, s. Bild 7.

Mit einem Spannungsinkrement ∆σ (hier ∆σ ≤ 50 kPa)werden dann Spannungszyklen in eine bestimmte Rich-tung ασ aufgebracht. Die Belastungsfrequenz wird geringgehalten und so ein Aufbau von Porenwasserdrücken ver-mieden. Die zyklische Belastung in die erste Richtungwird nun so oft wiederholt, bis die gemessenen Dehnun-gen praktisch reversibel bzw. quasi-elastisch sind. Dabeiwird die von den Autoren vorgeschlagene Definition zu-grunde gelegt, dass die Dehnungen dann als quasi-elas-tisch bezeichnet werden, wenn die plastischen Verfor-mungsanteile innerhalb eines Zyklus weniger als 1 bis 3 %der Gesamtdehnung des Zyklus ausmachen.

Es stellt sich heraus, dass sich quasi-elastisches Ver-halten – je nach Spannungsamplitude und -richtung – be-reits nach einer geringen Zyklenanzahl einstellen kann.

Die Dehnungsantwort des letzten Spannungszykluswird nun ausgewertet und grafisch dargestellt. Bild 8 zeigtbeispielhaft die Dehnungsantwort infolge eines Span-nungsinkrementes ∆σ = 50 kPa in Richtung ασ = 135° fürden Ausgangsspannungszustand C (vgl. Bild 6).

Danach wird der Versuch fortgesetzt mit dem be-tragsmäßig gleichen Spannungsinkrement ∆σ, aber geän-derter Richtung ασ, bis zum Erreichen des quasi-elasti-schen Bereichs. Diese Vorgänge werden nun für verschie-

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

Tabelle 1. AusgangsspannungszuständeTable 1. Initial stress-states

Punkt �2 σ3 σ1 σ3 p q ηBez. kPa kPa kPa kPa kPa –

A 212,1 300,0 150,0 200,0 150,0 0,75

B 282,8 500,0 200,0 300,0 300,0 1,00

C 188,6 333,3 133,3 200,0 200,0 1,00

D 165,0 366,7 116,7 200,0 250,0 1,25

E 235,7 266,7 166,7 200,0 100,0 0,50

F 318,2 450,0 225,0 300,0 225,0 0,75

G 106,1 150,0 75,0 100,0 75,0 0,75

H 53,0 75,0 37,5 50,0 37,5 0,75

I 282,8 200,0 200,0 200,0 0,0 0,00

J 330,0 133,3 233,3 200,0 –100,0 –0,50

K 353,6 100,0 250,0 200,0 –150,0 –0,75

L 353,6 400,0 250,0 300,0 150,0 –0,75

Bild 7. Untersuchte Spannungszustände in der Rendulic-Ebene: Anfahrt der Spannungsausgangspunkte im Kompres-sions- und ExtensionsbereichFig. 7. Investigated stress-states in the Rendulic-plane: reaching stress-states in compression and extension

dene Richtungen an derselben Probe wiederholt. Die da-zugehörigen Dehnungen werden für den jeweils letztenZyklus ausgewertet und in einem Diagramm grafisch dar-gestellt (Bild 9).

Die Umhüllende der Dehnungsantworten hat in derRegel die Form einer geneigten Ellipse. Die betragsmäßiggrößten Dehnungen treten stets für die Richtungenασ = 135° und ασ = 315° auf. Damit stellen die Richtungendieser Dehnungsantworten die Hauptachse der Ellipsedar. Die betragsmäßig geringsten Dehnungen wurden beiden Richtungen ασ = 45° und ασ = 225° festgestellt, s.Bild 11.

Welchen Einfluss– verschiedene Reihenfolgen ασ der Spannungsinkre -

mente,– der mittlere Druck p,– eine monotone, isotrope Vorbelastung und– das Spannungsverhältnis η

auf die Form, Größe und Neigung der Antwortellipsen,d. h. auf die richtungsabhängigen quasi-elastischen Steifig-keiten haben, wird in den nachfolgenden Abschnitten un-tersucht.

24



5.3 Unterschiedliche Reihenfolge von Spannungspfaden

Um den Einfluss der Reihenfolge der untersuchten Rich-tungen auf die Größe und die Richtung der quasi-elasti-schen Dehnungsantworten zu untersuchen, wurde die inAbschn. 5.2 beschriebene Vorgehensweise für verschiede-ne Reihenfolgen der gefahrenen Spannungsinkrementewiederholt. Variiert wurde auch die „Umlaufrichtung“ derSpannungsinkremente.

Es hat den Anschein, dass für die bislang untersuch-ten Spannungsausgangspunkte und Spannungsinkremen-te weder die Reihenfolge noch die Umlaufrichtung der ge-fahrenen Spannungspfade einen erkennbaren Einfluss aufdie Dehnungsantworten bzw. die Antwortellipsen haben(Bild 10).

Hierzu liegen weitere Versuche vor, die das Ergebnisbestätigen.

5.4 Spannungsabhängige Steifigkeit

Grundsätzlich nimmt die Steifigkeit eines Bodenelemen-tes mit steigendem mittleren Druck zu. Der Reibungswin-kel und der Dilatanzwinkel nehmen mit zunehmendem

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

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

a)

a) b)

b)

25



Spannungsniveau in der Regel ab. Auch die quasi-elasti-sche Steifigkeit ist druckabhängig. Um dies anhand vonAntwort-Ellipsen darzustellen, wurden die nachfolgendbeschriebenen Versuche durchgeführt.

Bei drei verschiedenen Ausgangsspannungszustän-den, die sich durch die verschiedenen mittleren Drücke p,nicht jedoch durch das Spannungsverhältnis η unterschei-den, wurden die quasi-elastischen Dehnungsantworten infolge der Spannungsinkremente ∆σ = 50 kPa und∆σ = 25 kPa ermittelt, s. Bild 13.

Die sich dabei ergebenden Antwortellipsen für dieSpannungsinkremente ∆σ = 25 kPa und ∆σ = 50 kPa sindin Bild 12, 13 und 14 dargestellt.

Man erkennt, dass die Ellipsen mit zunehmendemmittleren Druck p kleiner werden. Besonders deutlich wirddies bei dem direkten Vergleich der Ellipsen in Bild 15.

Die unterschiedlichen Größen der Ellipsen zeigenden Einfluss des mittleren Drucks auf die quasi-elastischeSteifigkeit bzw. die Zunahme der Steifigkeit mit größerwerdendem mittleren Druck. Dies wird besonders deut-lich bei den Dehnungsantworten infolge der Richtungen

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

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

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

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

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

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

5.5 Isotrope Vorbelastung

Um zu überprüfen, welchen Einfluss eine statische Vorbe-lastung auf die Form und Größe der quasi-elastischen Ant-wortellipsen hat, wurden Versuche von demselben Span-nungsausgangspunkt sowohl mit als auch ohne Vorbelas-tung durchgeführt.

Wie in Bild 16 dargestellt, erfolgte die Vorbelastungbislang entlang der isotropen Achse σ1 = σ2 = σ3. Der Ver-gleich von Antwortellipsen für zwei Versuche zeigt, dassder Einfluss einer isotropen Vorbelastung gering ist(Bild 17).

Ähnliche Feststellungen werden auch bei einer ani-sotropen Vorbelastung gemacht. Von großer bzw. praxis-relevanter Bedeutung ist die Vorbelastung entlang des K0-Pfades, hierzu sind weitere Untersuchungen vorgesehen.

5.6 Anisotropie

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

26



nungsverhältnisse η, aber gleichen mittleren Druck p mit-einander verglichen (Bild 18).

Zum Vergleich sind im Bild 19 die zu den in Bild 18dargestellten Ausgangsspannungspunkten gehörigen Ant-wort-Ellipsen der Dehnungen in der p-q-Ebene dargestellt.

Die in Bild 19 dargestellten Antwortellipsen zeigeneine deutliche Drehung der Ellipsenhauptachse. Dasheißt, dass sich die Steifigkeiten für unterschiedlicheSpannungsverhältnisse voneinander unterscheiden.

Dieser Einfluss lässt sich quantifizieren, wenn manbeispielsweise aus den Spannungspfaden bei ασ = 90° bzw.270°, d. h. axialer Kompression und Extension, sowie beiασ = 0° bzw. 180°, d. h. radialer Kompression und Exten -sion, die horizontalen und vertikalen Moduln

(9)

und

(10)

ermittelt und den Verhältniswert Ev/Eh in Abhängigkeitvom Spannungsverhältnis η darstellt, Bild 20.

Die Abhängigkeit des Verhältniswertes Ev/Eh vomSpannungsverhältnis η zeigt eine spannungsinduzierte Anisotropie. Bei Versuchen mit kleineren Spannungs- oderDehnungszyklen konnten z. B. von Ezaoui & Di Bene -detto [20], Hoque & Tatsuoka [21] oder Kuwano [22] die-selben Beobachtungen gemacht werden. Im Übrigen zeigteine detaillierte Betrachtung einen größeren Einfluss desAusgangsspannungszustands η auf die vertikale als auf diehorizontale Steifigkeit, vgl. [23].

Aus Bild 20 ist jedoch nicht nur eine spannungsindu-zierte Anisotropie erkennbar. Da bei dem Spannungsver-hältnis η = 0 das Verhältnis Ev/Eh � 1 ist, liegen bei iso-tropem Druck offenbar keine isotropen Eigenschaften vor,es liegt eine inhärente, d. h. strukturbedingte Anisotropievor. Diese Feststellung machen die meisten Autoren: Wäh-rend von Hoque & Tatsuoka [21] für alle untersuchtenSande bei η = 0 Verhältniswerte Ev/Eh > 1 ermittelt wer-den, stellen Ezaoui & Di Benedetto [20] auch Verhältnis-werte Ev/Eh < 1 und zudem eine Abhängigkeit dieses Wer-tes von der Probenpräparationsmethode fest.

=∆σ∆ε

Ev1

1

=∆σ∆ε

Eh3

3

Bild 15. Vergleich der Antwortellipsen infolge ∆σ = 50 kPafür Ausgangsspannungspunkte mit verschiedenen mittlerenDrücken p und gleichem Spannungsverhältnisη = const. = 0,75Fig. 15. Comparison of the response-envelopes due to∆σ = 50 kPa for initial stress-states with different averagepressures p and the stress-ratio η = const. = 0,75

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

a) b)

27



6 Experimentelle Ergebnisse zurVerformungsakkumulation

Grundsätzlich nimmt der Zuwachs an plastischen Deh-nungen pro Zyklus in den meisten Fällen mit der Anzahlder Zyklen ab. Während es zahlreiche Versuche zur Un-tersuchung des Akkumulationsverhaltens bei einer großenZyklenanzahl gibt [24], sind nur wenige experimentelleStudien vorhanden, bei denen das Hauptaugenmerk aufdie bleibenden Verformungen nach einer geringen Anzahlvon Zyklen (N < 50) gerichtet wird.

Des Weiteren beinhalten existierende Versuche über-wiegend Zyklen mit axialen Spannungsamplituden [24][25]. Es wurde jedoch bereits gezeigt, dass bei niederzykli-schen Beanspruchungen Spannungszyklen in beliebigeRichtungen auftreten können, sodass nicht nur die Größeund die Reihenfolge der aufgebrachten Spannungsampli-tuden, sondern die Richtung der aufgebrachten Spannun-gen variieren, d. h. unterschiedliche Polarisation von Be-deutung sein können.

In ersten Versuchsreihen wurde beispielsweise unter-sucht, ob die Reihenfolge von Zyklenpaketen mit gleicherSpannungsamplitude ∆σ und unterschiedlichen Richtun-

gen einen Einfluss auf den Endwert der bleibenden Ver-formung hat.

Aus Bild 21 geht hervor, dass sich der Endwert derplastischen Verformung für die untersuchten Zyklenpake-te und -reihenfolgen wenig unterscheidet. Bei den darge-stellten Versuchen handelt es sich um erste Ergebnisse,die in Ergänzung zu vorhandenen Versuchen aus der Lite-ratur stehen, vgl. [26]. Weitere Untersuchungen sind vor-gesehen.

7 Zusammenfassung und weitere Hinweise

Die Untersuchung des inkrementellen Verformungsver-haltens von Sand bei niederzyklischer Beanspruchung inTriaxialversuchen zeigt, dass sich bei den untersuchten

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

Bild 19. Rotation der Ellipsen bei verschiedenen Span-nungsverhältnissen ηFig. 19. Rotation of the response-envelopes at differentstress-ratios η

Bild 18. Versuche mit verschiedenen Spannungsverhältnis-sen η und p = const. = 200 kPaFig. 18. Tests with different initial stress-ratios η andp = const. = 200 kPa

Bild 20. Verhältnis Ev/Eh in Abhängigkeit vom Spannungs-verhältnis η im AusgangszustandFig. 20. Ratio Ev/Eh as a function of the initial stress-ratio η

Spannungsinkrementen von ∆σ ≤ 50 kPa quasi-elastischesVerhalten schon bei einer geringen Anzahl von Zykleneinstellen kann. Während der Einfluss der Reihenfolge dergefahrenen Spannungspfade auf die quasi-elastischenDehnungsanteile vernachlässigbar zu sein scheint, kanndie spannungsabhängige Steifigkeit in Form von kleinerwerdenden Antwortellipsen bei steigendem mittlerenDruck p beobachtet werden. Nach den Ergebnissen derbislang durchgeführten Versuche scheint der Einfluss ei-ner isotropen Vorbelastung auf die quasi-elastischen Deh-nungen bei den betrachteten geringen Zyklenanzahlen Ngering zu sein. Deutlich erkennbar ist hingegen eine span-nungsinduzierte Anisotropie. Diese kann durch unter-schiedliche Neigung der Ellipsenhauptachsen bei ver-schiedenen Spannungsverhältnissen η verdeutlicht wer-den. Die bislang durchgeführten Versuche zu Zyklenpake-ten unterschiedlicher Polarisation deuten an, dass auchhier die Reihenfolge der aufgebrachten Spannungsinkre-mente eine untergeordnete Rolle spielt.

Weitere Triaxialversuchsserien sind erforderlich undgeplant, um z. B. den Einfluss der Porenzahl bzw. der Lagerungsdichte und einer K0-Vorbelastung auf die Ver-formungen zu klären. Wegen der großen Bedeutung desExtensionsbereiches sollen auch hierzu weitere Unter -suchungen durchgeführt werden.

Versuche zur Ermittlung der Antwortellipsen könneneine Grundlage darstellen, um neu oder weiterentwickelteStoffmodelle [27] [28] im Hinblick auf das Verformungs-verhalten bei nieder zyklischer Beanspruchung zu kalibrie-ren und validieren.

Dies ist insbesondere deshalb erforderlich, da vielegängige Stoffmodelle insbesondere bei der Prognose derVerformungen aus niederzyklischen Beanspruchungen,z. B. während geotechnischer Herstellvorgänge, Defiziteaufweisen.

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

a) b)

29



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AutorenDipl.-Ing. Stefanie DanneProf.-Dr.-Ing. habil. Achim Hettler

Beide:Technische Universität DortmundLehrstuhl Baugrund-GrundbauAugust-Schmidt-Straße 844227 [email protected]

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


Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201200019

Der Bau von Tunneln im Lockergestein führt immer zu Span-nungsumlagerungen und Verformungen im umliegenden Gebirge.Daher ist bei der Planung von oberflächennahen Tunneln in set-zungsempfindlicher Umgebung die Prognose von Setzungen überdem Tunnel von ganz besonderer Bedeutung. Die Bestimmungderartiger Verformungen kann durch die Auswertung vorange-gangener Tunnelbauprojekte – der empirischen Prognose – oderaber durch numerische Berechnungen erfolgen. Mit dem hiervorliegenden Teil 1 der Veröffentlichung wird ein empirischesPrognoseverfahren vorgestellt, mit dem sich die Setzungen beimTunnelvortrieb einfach bestimmen lassen. Hierzu wurden insge-samt über 350 Messquerschnitte aus aktuellen Baumaßnahmenim Spritzbeton- und Schildvortrieb ausgewertet. Es wurde unteranderem der Einfluss der Vortriebsart, der Baugrundeigenschaf-ten, der Tunneltiefe und der Querschnittsgröße auf die Größe derSetzungsmulde beschrieben. Aufgrund der Vielzahl vergleich -barer Messungen konnte der Größe der Setzungsmulde eine Auf-tretenswahrscheinlichkeit zugeordnet werden. Im Teil 2 der Ver-öffentlichung wird auf numerische Berechnungen mit der FE-Methode eingegangen. Es werden Aussagen über die Eignungverschiedener Stoffmodelle getroffen und Verfahren zur Set-zungsberechnung beschrieben, wobei zwischen 2D-, 3D- und 4D-FE-Berechnungen unterschieden wird. Schließlich werdendie Anwendungsmöglichkeiten und -grenzen von numerischenVerfahren im Vergleich mit dem empirischen Verfahren disku-tiert.

Possibilities to predict the surface settlement during tunnellingin soil – Part 1: empirical erediction method. Tunneling in softground always leads to stress rearrangements and deformationsin the surrounding soil. Therefore, while planning shallow tunnelsin areas sensitive to settlements, the prediction of the extent ofground subsidence is of prime importance. The deformations canbe detected by the evaluation of measurement data availablefrom previous tunnel project sites – the empirical prediction – orby numerical calculations. In part 1 of the following publication,the empirical prediction method of Fillibeck is introduced. For de-riving this empirical method, more than 400 measuring sectionsfrom actual shotcrete and shield tunnel projects were analyzed.Among others, the influence of the excavation method, geologicalsituation, tunnel depth and tunnel diameter on the settlementtrough was described. Because of the large number of compara-ble measurements, it was possible to describe the size of the set-tlement trough in relation to the occurrence probability. The se -cond part of the publication deals with numerical Finite ElementMethods. For the calculation of settlement troughs, the suitabilityof different material models is analyzed and different calculationmethods are described, distinguishing between 2D, 3D and 4D

calculations. Finally, in comparison to the empirical method, theapplication spectrum and the limitations of numerical methodsare discussed.

1 Einleitung

Mit steigenden Anforderungen an Planung, Genehmigungund Ausschreibung von Tunnelbauprojekten wird es im-mer wichtiger, dass die Auswirkungen von Tunnelbau -werken gegenüber Dritten prognostiziert werden. Ein Paradebeispiel hierfür ist der innerstädtische Tunnelbauim Lockergestein, wo heutzutage im Vorfeld zwingend zuklären ist, welche Verformungen über dem Tunnel auf -treten, ob diese Verformungen für darüber liegende Bau-werke schädlich sind und ob gegebenenfalls Zusatzmaß-nahmen zur Reduzierung der Verformungen erforderlichsind.

Die Prognose von Verformungen oberhalb des Tun-nels kann durch die Auswertung von Erfahrungen undMessungen aus vorangegangenen Tunnelbauprojekten –der empirischen Prognose – oder aber durch numerischeBerechnungen erfolgen. Im nachfolgenden Teil 1 der Ver-öffentlichung wird das empirische Prognoseverfahrennach Fillibeck vorgestellt, mit dem sich unter bestimmtenRandbedingungen die sich über dem Tunnelvortrieb ein-stellenden Setzungen leicht berechnen lassen. Im Teil 2der Veröffentlichung wird auf numerische Berechnungs-methoden eingegangen und es werden deren Anwen-dungsmöglichkeiten und -grenzen im Vergleich mit demempirischen Verfahren diskutiert.

Die dargestellten Auswertungen sind das Ergebnisvon Forschungen, welche im Rahmen einer Habilitationam Zentrum Geotechnik der TU München zusammen -gestellt wurden [1]. Dort sind die Auswertungen auch imDetail beschrieben und erläutert sowie die Vorgehens -weisen eingehend dargestellt und begründet.

2 Zur Anwendung des empirischen Prognoseverfahrens

Das nachfolgend beschriebene empirische Prognosever-fahren beruht auf einer großen Anzahl sorgfältig ausge-wählter und überprüfter Messquerschnitte. Für Spritzbe-tonvortriebe konnten mehr als 200 Messquerschnitte ausdem Münchner U-Bahn-Bau sowie 50 weitere Messquer-schnitte aus anderen geologischen Bereichen und fürSchildvortriebe über 100 Messquerschnitte berücksichtigt

Möglichkeiten der Prognose von Oberflächen -setzungen beim Tunnelvortrieb im Lockergestein −Teil 1: Empirisches Prognoseverfahren

Jochen Fillibeck

31

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


werden. Mit Hilfe dieser Messergebnisse sowie von 2D-und 3D-FE-Berechnungen konnte der Einfluss folgenderGrößen auf die Setzungsmulde bestimmt werden: – Art des Vortriebs,– Geologische Gegebenheiten/Schichtung,– Tunneltiefe,– Querschnittsfläche,– Steifigkeit des Baugrunds.

Aufgrund der großen Anzahl vergleichbarer Messquer-schnitte war es möglich, der Größe der Setzungsmulde eineAuftretenswahrscheinlichkeit zuzuordnen. Es lassen sichdamit in gewissem Rahmen Aussagen über die Überschrei-tungswahrscheinlichkeit der Tangentenneigung bzw. dermaximalen Setzung der prognostizierten Setzungsmuldetreffen.

Im Vorgriff auf die Wertung im Vergleich mit nume-rischen Berechnungen sei bereits erwähnt, dass mit demempirischen Prognoseverfahren der Bauwerkseinfluss aufdie Setzungsmulde nicht berücksichtigt werden kann. Da-her werden im englischsprachigen Raum derartige Berech-nungen treffend auch als „greenfield settlement calculati-ons“ bezeichnet. Wenn keine besonderen Einzellastenwirken, kann man davon ausgehen, dass sich die Bau-werkssteifigkeit hinsichtlich Setzungsdifferenzen als güns-tig auswirkt [2], allerdings können hohe Einzellasten dieGröße entstehender Setzungen und Tangentenneigungenauch erhöhen. Aufgrund dessen schlägt Burland [3] [4] [5]hinsichtlich der Beurteilung des Schadenspotentials anGebäuden ein mehrstufiges Vorgehen vor. Er empfiehlt,dass in einem ersten Schritt die Setzungen ohne Bau-werkseinfluss bestimmt werden und nur, wenn sich darausein hohes Schadenspotential ableiten lässt (s. Abschn. 7),werden in weiteren Schritten detaillierte Berechnungenerforderlich, gegebenenfalls auch Finite Element Berech-nungen.

3 Definitionen3.1 Mathematische Beschreibung der Quersetzungsmulde

Betrachtet wird nachfolgend die Setzungsmulde senk-recht zum Vortrieb. Wie Vergleiche gezeigt haben, kanndie Setzungsmulde geeignet durch die Normalverteilungs-funktion nach Gauß beschrieben werden [6] [7]. Die Set-zung s(x) an der Stelle x wie auch das Volumen der Set-zungsmulde Vs an der Geländeoberfläche je m Vortriebsind durch 2 Parameter, die maximale Setzung smax sowieden Abstand i des Wendepunkts der Gauß-Funktion vonder Tunnelachse bestimmt (Gl. (1) und Bild 1).

(1)

Der Wendepunktabstand i entspricht nach Gauß der Stan-dardabweichung.

Die Querschnittsfläche der Setzungsmulde Vs kannals Volumen je m Vortrieb verstanden werden und wirdgemäß Bild 1 bestimmt. Definiert man den Volumenver-lust VLs als das Verhältnis zwischen der Querschnitts -fläche der Setzungsmulde Vs und der des Tunnels At, sokann die Unbekannte smax alternativ auch durch VLs aus-gedrückt werden (Gl. (2)). VLs wird nachfolgend, wie in

( ) = ⋅−

⋅s x s emax

x

2 i

2

2

der Literatur üblich, als volume loss bezeichnet und anStelle von smax neben i als zweiter Parameter zur Beschrei-bung der Setzungsmulde verwendet.

(2)

Der hier beschriebene volume loss VLs ist nicht zu ver-wechseln mit dem volume loss, der beim sogenannten vo-lume loss-Verfahren bei zweidimensionalen FE-Berech-nungen verwendet wird, um den räumlichen Einfluss be-rücksichtigen zu können. Hierbei wird der Ausbruchquer-schnitt vor der eigentlichen Simulation des Ausbruchs umeinen Prozentanteil reduziert, wobei sich dann im umlie-genden Gebirge ein Gewölbe ausbildet. Um Verwechslun-gen zu vermeiden, wird dieser volume loss mit VLt be-zeichnet (der Index t steht für Tunnel). Beide Werte VLsund VLt sind nur dann identisch, wenn sich der Boden vo-lumenkonstant verhält.

3.2 Auswertung der Messergebnisse zur Bestimmung der Parameter VLs und i

Nach der Festlegung der Funktionen zur Beschreibung derSetzungsmulden wurden die Setzungsmulden ausgewer-tet, um Aussagen über die Größe von VLs und i zu erhal-ten. Bild 2 zeigt die Vorgehensweise.

In einem ersten Schritt wurden die auswertbarenMessquerschnitte sowie die Randbedingungen gesammeltund in einer Datenbank tabellarisch festgehalten. Im Rah-men einer ersten Kontrolle wurde anhand der Lage desQuerschnitts und der Vortriebsrandbedingungen über-prüft, ob der Querschnitt prinzipiell zur Auswertung geeig-net ist. Dies war z. B. nicht der Fall, wenn sich massiveBauwerke über dem Querschnitt befanden oder wenn geo-logische oder tunnelbautechnische Besonderheiten(mächtige Auffüllungen, Schirmgewölbesicherungen etc.)vorlagen.

Zu den einzelnen Messquerschnitten wurden im 2.Schritt die Ergebnisse der geodätischen Messungen dereinzelnen Messpunkte tabellarisch aufgenommen. Wennbeim Parallelvortrieb Messwerte von Zwischenzuständennach dem Auffahren der ersten Tunnelröhre vorlagen,wurden auch diese berücksichtigt. Gegebenenfalls wurdeder Setzungsanteil aus der Wasserhaltung abgezogen. In

= ⋅⋅ π ⋅

s VLA

2 imax s

t

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

32



wenigen Fällen wurden Messwerte, bei denen es sich augenscheinlich um Messfehler handelte, bei der Auswer-tung nicht berücksichtigt.

Zur mathematischen Beschreibung der Querset-zungsmulde im 3. Schritt wurde die Gauß-Funktion(Quersetzungsmulde) verwendet. Die Quersetzungsmuldebeim Vortrieb einer Tunnelröhre wurde durch eine Gauß-Funktion und jene beim Vortrieb zweier paralleler Tunnel-röhren durch 2 Gauß-Funktionen beschrieben, die dannaddiert wurden (= Gesamtsetzungsmulde). Je nachdem be-sitzen die Gleichungen somit 2 bzw. 4 zunächst unbe-kannte Parameter. Diese wurden durch mathematischeOptimierung (Variationsberechnung) nach dem Prinzipder kleinsten Fehlerquadrate ermittelt. Als Variationspara-meter wurden zunächst der Wendepunktabstand i und diemaximale Setzung smax gewählt, da sie direkt miteinanderkorrelieren (bei gleichem volume loss besitzt die Set-zungsmulde mit kleinerer Maximalsetzung einen größerenWendepunktabstand und umgekehrt). Mit Hilfe eines Pro-gramms wurde also durch Variation der Parameter i1,smax,1 und ggf. i2, smax,2 die Kurve rechnerisch ermittelt, diesich am besten an die Messpunkte anschmiegt. Auf dieseWeise wurden für jede ausgewertete Setzungsmulde dervolume loss VLs, der Wendepunktabstand i, die maximaleSetzung smax und die Tangentenneigung 1/n bestimmt.

In Bild 3 ist beispielhaft die Auswertung zweier Quer-setzungsmulden für Spritzbetonvortriebe beim U-Bahn-

Vortrieb U8, Los 14 in München mit den Einzelsetzungs-mulden, der Gesamtsetzungsmulde (Addition der Einzel-setzungsmulden) und den Messwerten (Kreuze) darge-stellt.

Allgemein traten beim Spritzbetonvortrieb mitDruckluftstützung und beim Schildvortrieb nur sehr gerin-ge Setzungen auf. Da bei geringen Setzungen der Einflussder Messungenauigkeit bei der geodätischen Vermessungprozentual größer ist, wurde, um dies durch eine größereAnzahl von Messwerten auszugleichen, bei oben genann-ten Vortriebsweisen davon ausgegangen, dass die Einzel-vortriebe jeweils immer gleichen volume loss und gleichesi erzeugen. Dabei wurden nur Vortriebe berücksichtigt,bei denen gemäß Abschn. 4 davon ausgegangen werdenkonnte, dass sich die parallelen Vortriebe nicht gegensei-tig beeinflussen.

4 Allgemeine Angaben zur Auswertung der Vortriebe

Die Auswertungen zu den Spritzbetonvortrieben basierenmehrheitlich auf Messungen in München. Gemäß denVortriebsmethoden im Münchner Baugrund wird zwi-schen Vortrieben im quartären Kies und in dem überwie-gend feinkörnigen Tertiär unterschieden. Um einen Ver-gleich mit anderen geologischen Verhältnissen zu ermögli-chen, sind in nachfolgender Tabelle mittlere Bodenkenn-größen des Münchner Baugrunds zusammengestellt:

Bild 4 zeigt beispielhaft einen Quartärvortrieb ober-halb des Grundwassers. Bei einer Gesamtquerschnittsflä-che der Streckentunnel von ca. 35 bis 42 m² wird im Quar-tär zunächst die Kalotte aufgefahren. Markant sind dergroße Stützkern zur Ortsbrustsicherung sowie das Ein-

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

Bild 3. Beispiel einer Auswertung durch mathematische OptimierungFig. 3. Example of an analysis by mathematical optimiza -tion

Tab. 1. Kenngrößen des Münchner BaugrundsTable 1. Properties of the Munich subsoil

γ/γ ′ c′ ϕ′ E100,ref [kN/m³] [kN/m²] [°] [MN/m²]

Quartäre Kiese 23/14 0 37,5 80−120

Tertiäre Sande 21/11 0 35 80−100

Tertiäre Tone/Schluffe

21/11 20−50 20−27,5 60−100

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

33



schlagen von Pfändblechen im Firstbereich. Falls erfor-derlich, werden vorhandene Rollkieslagen im Kalotten-fußbereich vorab injiziert.

Der Tertiärvortrieb ist durch den anstehenden Was-serdruck in den tertiären Sandzwischenlagen innerhalbder tertiären Tone und Schluffe geprägt. Können die ter-tiären Sande entwässert werden, so ist ein atmosphäri-scher Vortrieb möglich. Überwiegend wurden in Mün-chen Vortriebe mit kurz vorauseilender Kalotte (abgestuf-ter Vollausbruch) aufgefahren (Bild 5). Können die Sandenicht entwässert werden, besteht die Möglichkeit einesVortriebs mit Druckluftstützung, wobei der Luftüberdruckim Vortrieb an jeder Stelle des Querschnitts größer seinmuss als der maximale Wasserdruck. Damit der erforderli-che Luftüberdruck nicht zu groß wird, kann es zweckmä-ßig sein, den Wasserdruck in den relevanten Sandschich-ten durch Bepumpen zu vermindern.

Die ausgewerteten Spritzbetonvortriebe umfasstenin der Regel zwei parallel liegende Tunnelröhren, wobeizwischen synchronem und versetzt synchronem Vortriebzu unterscheiden ist. Beim versetzt synchronen Vortriebbesitzt der vorlaufende Tunnel einen Mindestabstand von25 m zum nachfolgenden Tunnel. Hinsichtlich der Setzun-gen ist bei Parallelvortrieben weiterhin der Abstand zwi-schen beiden Tunnelröhren (Bodenpfeiler) von Bedeu-tung. Das Verhältnis zwischen Breite des Bodenpfeilers Aund Tunneldurchmesser D wird als Pfeilerverhältnis(A/D) bezeichnet. Bei der Auswertung der Spritzbetonvor-triebe hat sich gezeigt (s. Bild 6), dass sich beim – versetzt synchronen und synchronen Vortrieb bei

A/D < 0,3 sowie beim – Synchronvortrieb bei 1 < A/D < 0,3 und einer Tunnel -

tiefe z0 > 12 m

die Tunnelröhren gegenseitig beeinflussen und die Set-zungsmulden größer werden. Derartige Vortriebe wurdendaher bei der nachfolgenden Auswertung nicht berück-sichtigt.

Außerdem wurden bei der Auswertung der Münch-ner Spritzbetonvortriebe die Setzungen aus der Wasserhal-tung nicht berücksichtigt, da die Wasserhaltung dort sehrgroße Setzungsmulden mit Breiten größer 200 m verur-sacht. Damit ergibt sich aus der Wasserhaltung im Hin-blick auf Setzungsdifferenzen kein Schadenspotenzial [8].

Neben den Münchner Vortrieben konnten ergän-zend Messungen aus insgesamt 50 Spritzbetonvortriebenaus Europa und China berücksichtigt werden. Hierbeiwurde zwischen Vortrieben in bindigem und nichtbindi-gem Baugrund unterschieden und unter Berücksichtigungder mittleren Baugrundsteifigkeit die Ergebnisse mit de-nen der Münchner Vortriebe verglichen.

Für die Untersuchungen beim Schildvortrieb konn-ten über 100 Messquerschnitte von aktuellen Baumaßnah-men europaweit ausgewertet werden. Vortriebe vor 1995wurden nicht berücksichtigt, da sich in den letzten Jahrendie Maschinentechnik wesentlich verbessert hat und sichdamit auch deutlich geringere Setzungen einstellten. Wei-terhin wurden lediglich Messungen aus Schildvortriebenmit druckhafter Ortsbruststützung (Hydro-, Erddruck-und Druckluftschildvortriebe) berücksichtigt, da diese insetzungsrelevanten Bereichen im Lockergestein maßgeb-lich sind.

5 Formeln zur Ermittlung des volume loss5.1 Volume loss beim Spritzbetonvortrieb

Bei den nachfolgenden Auswertungen wurde unterschie-den zwischen: – atmosphärischen Spritzbetonvortrieben in bindigem

Baugrund,– atmosphärischen Spritzbetonvortrieben in nichtbindi-

gem Baugrund und– Spritzbetonvortrieben mit Druckluftstützung.

Zunächst wurden die vielfältigen Messergebnisse für U-Bahn-Querschnitte in München ausgewertet. Demnachlässt sich der volume loss in Abhängigkeit von den geolo-gischen Verhältnissen bzw. der Vortriebsart (s. o.) und derTunneltiefe z0 ermitteln. Bild 7 zeigt beispielhaft für atmo-sphärische Spritzbetonvortriebe im nichtbindigen Bau-grund, dass der volume loss mit z0 zunimmt.

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

Bild 5. Abgestufter Vollausbruch im TertiärFig. 5. Heading in the tertiary

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

34



Der mittlere volume loss kann gut durch die in Bild 7angegebene Regressionsgerade bestimmt werden (rote Li-nie). In der Praxis ist es jedoch auch von Interesse, die Set-zungsmulde für höhere Vertrauensbereiche (geringereAuftretenswahrscheinlichkeiten) zu ermitteln. Hierzu istfür die angegebenen Messwerte das Konfidenzintervall zubestimmen. In Bild 7 sind die Ergebnisse für die oberenVertrauensbereiche von 90 und 99 % dargestellt. Sie kön-nen ebenfalls wieder in guter Näherung durch jeweils eineRegressionsgerade beschrieben werden. Ein Vertrauens -bereich von 99 % bedeutet beispielsweise, dass mit einer1 %-igen Auftretenswahrscheinlichkeit der volume lossüber der Regressionsgeraden liegt. Es lässt sich also in Ab-hängigkeit von dem gewählten Vertrauensbereich der ge-suchte volume loss angeben.

In Bild 8 sind die ermittelten volume loss-Werte undRegressionsgeraden (Mittelwerte) der 3 untersuchtenSpritzbeton-Vortriebsweisen gegenübergestellt.

Der Vergleich der Tertiärvortriebe zeigt, dass der vo-lume loss beim atmosphärischen Vortrieb etwa doppelt sogroß ist wie beim Druckluftvortrieb. Beim Druckluftvor-trieb wirkt der Überdruck auf die Tunnelwandung und dieOrtsbrust stützend, sodass insgesamt kleinere Setzungenauftreten.

Anschließend wurden die Auswertungen der Münch-ner Vortriebe mit denen von Spritzbetonvortrieben bei an-deren Baugrundverhältnissen verglichen. Hierzu wurde,wie auch durch FE-Vergleichsberechnungen belegt, ange-nommen, dass sich der volume loss innerhalb des relevan-ten Steifigkeitsbereichs direkt proportional zum Verhält-nis der Bodensteifigkeiten E100, ref., München/E100, ref., vorh.verhält. Bild 9 zeigt beispielhaft die mittleren volume loss-Werte im Münchner Tertiär im Vergleich zu den mit demVerhältnis der Baugrundsteifigkeiten multiplizierten volu-me loss-Werten aus Vortrieben im bindigen Baugrund au-ßerhalb Münchens.

Berücksichtigt man die vorhandenen Streuungen,lässt sich aus Bild 9 erkennen, dass die Ergebnisse ausVortrieben außerhalb Münchens die Ergebnisse derMünchner Vortriebe vollauf bestätigen. Dies zeigte sichauch bei einem Vergleich der Ergebnisse im nichtbindigenBaugrund. Daher wurde in den Formeln zur Ermittlungdes volume loss das Verhältnis der Baugrundsteifigkeiten

berücksichtigt. Sie sind in Tab. 2 für einen Vertrauensbe-reich von 50 % (Mittelwert) und 99 % zusammengestellt.Dabei entspricht E100,ref dem Steifemodul des vorhande-nen Baugrunds in MN/m² bei einer Referenznormalspan-nung von 100 kN/m².

Bild 7. Vls in Abhängigkeit von der Tiefe z0 und dem Vertrauensbereich beim Vortrieb im feinkörnigen TertiärFig. 7. Vls in dependence of the tunnel depth z0 and theconfidence interval at tunnelling in fine-grained tertiarysoils

Bild 9. VLs beim Vortrieb im bindigen Baugrund Fig. 9. VLs at tunneling in fine-grained soils

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

Tab. 2. VLs bei einem Vertrauensbereich von 50 und 99 % Table 2. VLs at a confidence interval of 50 and 99 %

Atmosphärischer Spritzbetonvortrieb im grobkörnigen Boden:

VLs, 50 % VLs, 99 %

Atmosphärischer Spritzbetonvortrieb im feinkörnigen Boden:

VLs, 50 % VLs, 99 %

Spritzbetonvortrieb mit Druckluftstützung:

VLs, 50% VLs, 99%

⋅ ⋅(0,037 z – 0,10) 120E0

100,ref

⋅ + ⋅(0,037 z 0,09) 120E0

100,ref

⋅ + ⋅(0,016 z 0,31) 100E0

100,ref

⋅ + ⋅(0,016 z 0,61) 100E0

100,ref

⋅ + ⋅(0,005 z 0,26) 100E0

100,ref

⋅ + ⋅(0,005 z 0,57) 100E0

100,ref

35



5.2 Volume loss von in Teilquerschnitten aufgefahrenenGroßquerschnitten

Große Ausbruchquerschnitte können nicht mehr in einemVortrieb aufgefahren werden, da die Ortsbrust nachbre-chen würde. Sie werden daher in mehrere Teilausbrücheunterteilt. Somit stellt sich die Frage, ob zur Bestimmungdes volume loss die oben angegebenen Gleichungen ver-wendet werden können. Hierzu wurden exemplarisch viergroße Spritzbetonquerschnitte untersucht, zu denen um-fangreiche Messergebnisse vorlagen.

Nachfolgend werden die Ergebnisse am Beispiel desBahnhofs Theresienwiese (Bild 10) der U-BahnlinienU5/U9 in München dargestellt. Dieser 1979 in Spritz -betonbauweise unter atmosphärischen Bedingungen imTertiär erstellte Bahnhof wurde in 10 Teilausbrüchen auf-gefahren. Bei der empirischen Berechnung der Setzungs-mulde wurden die übereinander liegenden Kalotten- undStrossenvortriebe jeweils zusammengefasst.

Zunächst wurden die Setzungsmulden der Teilvor-triebe nach den Gln. (1) und (2) unter Berücksichtigungdes volume loss mit 50 %-iger Auftretenswahrscheinlich-keit nach Tab. 2 und des Wendepunktabstands i (s.Abschn. 6) ermittelt. Diese wurden dann auf die jeweilige

Vortriebsmitte bezogen und superponiert. Daraus ergibtsich die schwarz dargestellte Gesamtsetzungsmulde inBild 11.

Die Messergebnisse stimmen sehr gut mit der durchdas empirische Verfahren ermittelten Setzungsmuldeüberein. Dies war auch bei den drei anderen untersuchtenQuerschnitten der Fall. Es kann also die Gesamtsetzungs-mulde eines Querschnitts, der in mehreren Teilausbrü-chen aufgefahren wird, durch Superposition der Einzelset-zungsmulden der Teilausbrüche unter Verwendung desvolume loss für die Einzelquerschnitte ermittelt werden.Wie die Auswertung von parallel aufgefahrenen Spritz -betonvortrieben zeigte, gilt dies allerdings nicht, wenn sichdie Teilquerschnitte beim Vortrieb gegenseitig stark beein-flussen, also z. B. bei zeitgleich aufgefahrenen Synchron-vortrieben und wenn der zwischen den Vortrieben ver -bleibende Bodenpfeiler zu klein wird (z. B. A/D < 0,3,s. Abschn. 4).

5.3 Volume loss beim Schildvortrieb

Die nachfolgenden Ergebnisse für Schildvortriebe geltenim Lockergestein, jedoch nicht in Böden mit geringerer alsweicher Konsistenz und nicht in sehr locker gelagertenoder strukturempfindlichen Böden. Diese Abgrenzung isterforderlich, da beispielsweise die dynamische Beanspru-chung durch die Vortriebsmaschine zu relevanten zusätz-lichen Setzungen führen kann. Dies kann mit dem hier be-schriebenen Verfahren nicht erfasst werden.

Nach den Auswertungen ist beim Hydroschildvor-trieb der volume loss tendenziell am kleinsten, allerdingsist der Unterschied nur gering. Auch zeigten sich keine ein-deutigen Unterschiede bei verschiedenen Untergrundver-hältnissen und Stützdrücken. Es wurden daher nachfol-gend alle Vortriebe unabhängig von den geologischen Ge-gebenheiten und der Art der Ortsbruststützung zusammenbetrachtet.

In Bild 12 ist der ermittelte volume loss in Abhängig-keit von At/z0 dargestellt. Wie die Regressionsfunktion(Potenzansatz) zeigt, nimmt der volume loss mit dem Ver-hältnis At/z0 ab. Um den volume loss wieder in Abhängig-keit vom Vertrauensbereich angeben zu können, wurdeder untersuchte Bereich in drei Abschnitte unterteilt, fürBild 10. Reihenfolge beim Auffahren des Bahnhofs There-

sienwiese, München Fig. 10. Excavation order at station Theresienwiese, Munich

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

Bild 12. VLs beim SchildvortriebFig. 12. VLs at shield tunnelling

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jeden Abschnitt das Konfidenzintervall ermittelt und dannmit einer Ausgleichsfunktion (Potenzansatz) für den Ge-samtbereich angenähert. In Bild 12 sind die Gleichungenzu Ermittlung des volume loss für einen Vertrauensbe-reich von 50 und 99 % wiedergegeben.

Für die Praxis ist es ganz wesentlich, dass bei denhier untersuchten Querschnitten aus der jüngsten Vergan-genheit der volume loss immer unter 0,5 % lag und damitdeutlich unter dem Wert VLS = 2,0 %, der in der Literaturhäufig immer noch für Schildvortriebe angegeben wird. Inder jüngsten Vergangenheit hat sich die Maschinentech-nik in wichtigen setzungsrelevanten Details, wie z. B. derRingspaltverpressung und der Stützdruckeinstellung, we-sentlich weiterentwickelt. Daher entstehen bei neuerenVortrieben kleinere Setzungen und so kann hierfür einkleinerer maximaler volume loss angegeben werden.

Für die Schildvortriebe wurden noch weitere Abhän-gigkeiten untersucht, wie z. B. die Abhängigkeit von derStützweise, dem Stützdruck, den geologischen Verhältnis-sen oder dem Tunneldurchmesser. Allerdings ließen sichdaraus keine eindeutigen Abhängigkeiten ableiten. Dieswird klar, wenn man berücksichtigt, dass der volume lossbeim Schildvortrieb vielfältige Einflussfaktoren hat undzudem der hier bestimmte volume loss bereits sehr geringist, so dass sich kleine projektspezifische Eigenheiten wieauch Messabweichungen relevant auf das Ergebnis aus-wirken. Beispielsweise war anhand der setzungsrelevantenSchilddaten wie Anpressdruck, Rotationsgeschwindigkeitund Stützdruck beim Auffahren der Münchner U-Bahn-Strecke U3 Nord, Los 2 zu erkennen, welche Person dasSchild bediente (Humanfaktor), und derartige Unterschie-de wirken sich auch auf die Setzungen aus. Außerdemnimmt erfahrungsgemäß nach einer sogenannten Lern-oder Eingewöhnungsphase der volume loss in der Regelab, während die Vortriebsgeschwindigkeit zunimmt.

Aufgrund der vorgenannten Aspekte besitzt der volu-me loss beim Schildvortrieb, wie auch die Ergebnisse zei-gen, eine unvermeidbare Schwankungsbreite. Es wird da-her vorgeschlagen, dass für Berechnungen oder aber auchfür Vorgaben von Schildvortrieben im Zuge der Ausschrei-bung unabhängig von At/z0 keine volume loss-Werte ange-setzt werden, die kleiner sind als 0,2 %. Dies entspricht et-wa bei Ansatz eines 99 %-igen Vertrauensbereichs demvolume loss bei At/z0 = 9. Außerdem wird aufgrund derUnwägbarkeiten bei der Gewölbewirkung vorgeschlagen,dass die Formeln zur Ermittlung des volume loss nicht beieinem Überdeckungsverhältnis h/d < 0,3 verwendet wer-den.

6 Ermittlung des Wendepunktabstands

Nachfolgend werden zunächst wieder die Ergebnisse derMünchner Vortriebe dargestellt. Wie bereits aus der Lite-ratur bekannt, ist der Wendepunktabstand i insbesonderevon den geologischen Verhältnissen (Kornzusammenset-zung, Lagerungsdichte, Konsistenz) und von der Tunnel-tiefe abhängig. Es werden daher die quartären und tertiä-ren Schichten des Münchner Baugrunds getrennt vonei-nander in Abhängigkeit von der Tunneltiefe betrachtet.

In Bild 13 ist der Wendepunktabstand im quartärenKies iG in Abhängigkeit von der Tunneltiefe z0 dargestellt.Mit z0 nimmt, wie zu erwarten, der Wendepunktabstand

iG zu. Er kann durch eine Regressionsgerade gemäß Gl.(3) beschrieben werden.

iG = 0,57 · z0 (3)

Die Ermittlung des Wendepunktabstands im Tertiär unterquartären Kiesen ist, da es sich hier um ein Mehrschicht-system handelt, etwas komplizierter (s. auch [9]). DerWendepunktabstand der Gesamtsetzungsmulde iges setztsich aus Anteilen der einzelnen Schichten zusammen(Bild 14). Dabei bedeuten iG, iT/U und iS die Wendepunkt-abstände der jeweiligen Schichten und z0 – dT/U die Dickeder Sand- und Kiesschicht.

Unter der Annahme, dass iG und iS in den quartärenKiesen und den tertiären Sanden bei gleicher Schichtdi-cke etwa gleich sind (sie besitzen ähnliche Steifigkeit undScherfestigkeit) und nach Gl. (3) ermittelt werden können,lässt sich aus den Messergebnissen der Anteil des Wende-punktabstands in den tertiären Tonen und Schluffen iT/Uerrechnen. Er ist in Bild 15 in Abhängigkeit von derSchichtdicke dT/U dargestellt.

Auch hier zeigt sich die erwartete lineare Abhängig-keit von z0. Der Wendepunktabstand der Setzungsmuldeim Mehrschichtsystem iges ergibt sich nach Gl. (4):

iges = 0,82 · dT/U + 0,57 · (z0 – dT/U) (4)

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

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

Bild 14. Wendepunktabstand iges der Setzungsmulde imMehrschichtsystemFig. 14. Inflection point distance iges of the settlementtrough in a multi-layered system

37



Auswertungen von Vortrieben in anderen Untergrundver-hältnissen zeigen, dass auch die Konsistenz bzw. Lage-rungsdichte einen gewissen Einfluss ausübt. In Böden mitgrößerer Lagerungsdichte bzw. Konsistenz nimmt auchder Wendepunktabstand zu.

Unter Berücksichtigung dieser Auswertungen sowievon Literaturangaben [10] [11], die wiederum auf verschie-denen Vortriebsauswertungen basieren, werden zur Er-mittlung von Setzungsmulden folgende Bandbreiten mög-licher Wendepunktabstände vorgeschlagen.

Da die Ergebnisse der Auswertungen und der Litera-turangaben streuen, sind für Bandbreiten der Lagerungs-dichte/Konsistenz auch Bandbreiten der Wendepunktab-stände angegeben. Dabei kann der geringeren Konsis-tenz/Lagerungsdichte ein geringer Wendepunktabstandund der höheren Konsistenz/Lagerungsdichte ein höhererWendepunktabstand zugeordnet werden.

Bei der Wahl eines geeigneten Wendepunktabstands imuss berücksichtigt werden, dass mit abnehmendem i die maximalen Tangentenneigungen, Dehnungen undKrümmungen größer werden, also je nach Lage des Ge-bäudes zum Tunnel das Schadenspotenzial steigt. Aller-dings steigt das Schadenspotenzial auch mit dem volumeloss. Um nicht ein unrealistisch hohes Schadenspotenzialzu errechnen, werden 2 Grenzbetrachtungen vorgeschla-gen: Fall 1 berücksichtigt einen volume loss mit hohemVertrauensbereich (VLs,99 %) bei einem mittleren Wende-punktabstand i und Fall 2 einen volume loss mit mittle-rem Vertrauensbereich (VLs,50 %) bei kleinem i (geringeKonsistenz bzw. Lagerungsdichte).

7 Das Kriterium von Kramer zur Beurteilung des Schadenspotenzials von Setzungsmulden

Nachfolgend wird das Verfahren nach Kramer [12] zur Be-urteilung des Schadenspotenzials von Setzungsmulden

vorgestellt. Dieses vergleichsweise einfache Verfahren giltnur für nicht vorgeschädigte, setzungsunempfindliche,herkömmliche Gebäude (z. B. Mauerwerksbauten), die al-lerdings häufig im innerstädtischen Bereich angetroffenwerden. Falls setzungsempfindliche oder bereits vorge-schädigte Gebäude unterfahren werden, sind entspre-chend strengere Kriterien anzuwenden, die im Einzelfallfestzulegen sind. In der Praxis hat sich jedoch gezeigt, dasses auch für derartige Gebäude sinnvoll ist, zunächst eineBeurteilung entsprechend der nachgenannten Vorgehens-weise durchzuführen, da man hierbei einen ersten Ein-druck vom Schadenspotenzial und von der Anfälligkeitdes Bauwerks erhält.

Maßgebend beim Kriterium von Kramer ist die sicheinstellende maximale Tangentenneigung 1/n = s/L = tan jzwischen 2 Fundamenten (s. Bild 16).

Ein weiteres, häufig verwendetes Verfahren zur Beur-teilung des Schadenspotenzials ist das von Burland [5](Erläuterungen hierzu in [1]), bei welchem neben der Tan-gentenneigung auch noch die Krümmung und die Hori-zontaldehnung berücksichtigt werden. Auf dieses Verfah-ren kann aus Platzgründen nicht eingegangen werden, eswird auf die Literatur verwiesen.

8 Anwendungsbeispiel

Folgendes Beispiel soll die Vorgehensweise zur Prognosevon Setzungsmulden beim Tunnelvortrieb sowie des daraus resultierenden Schadenspotenzials veranschauli-chen: Es seien zwei vereinfachend als kreisrund betrach-tete Spritzbetonvortriebe A und B im überwiegend dichtgelagerten Kies über dem Grundwasser unter einem Ge-bäude geplant. Sie werden als Kalottenvortriebe mit Stütz-kern, Pfändblechen im Firstbereich und temporärer Kalot-

Bild 15. Wendepunktabstand iT/U in den feinkörnigen tertiären BödenFig. 15. Inflection point distance iT/U in the fine-grained tertiary soil

Tab. 3. Wendepunktabstand i in Abhängigkeit vom BaugrundTable 3. Point of inflection i in dependence of the subsoil

Baugrund i [m]

nichtbindig locker bis mitteldicht 0,25 bis 0,5 · z0

mitteldicht bis dicht 0,4 bis 0,6 · z0

bindig weich bis steif 0,3 bis 0,6 · z0

steif bis halbfest/fest 0,5 bis 0,9 · z0 Bild 16. Gebäudeschäden nach Kramer [12] Fig. 16. Building damage after Kramer [12]

Bereich 0: keine SchädenBereich I: architektonische Schädena) leichte architektonische Schäden: Putzrisse beseitigen, Decken streichen,

Wände tapezierenb) mittlere bis starke architektonische Schäden: wie unter a), zusätzliche

Risse auskeilen und verfugen, Schreinerarbeiten an Türen und Fenstern,Fliesenarbeiten, Außenfassade Risse aufstemmen und verfugen

Bereich II: konstruktive Schädenc) leichte bis mittlere konstruktive Schäden: wie unter b), jedoch zusätzlich

Aufnehmen und Erneuern der Fußböden, Unterzüge einbauen, Innenputz -arbeiten, Mehraufwand für Fassade, Wertminderung

d) starke konstruktive Schäden: noch reparabele) Einsturz bzw. Abbruch: Abbruch und Wiederaufbau ohne Berücksichtigung

des Nutzungsausfalls

38



tensohle ausgeführt. Standsicherheit und freie Standzeitder Ortsbrust sind mit denen der Münchner Vortriebe ver-gleichbar. Es soll das Schadenspotenzial nach dem Vor-trieb des Tunnels A wie auch nach beiden Vortrieben Aund B beurteilt werden.

Das Gebäude ist setzungsunempfindlich und nichtvorgeschädigt. Zur Ermittlung der Setzungsmulde ausdem Wendepunktabstand i und dem volume loss VLs werden die in Abschn. 6 beschriebenen Fälle 1 und 2 be-rücksichtigt (mittleres i mit VLs,99 % und kleines i mitVLs,50 %). In Bild 17 sind die Eingangsgrößen für die Be-rechnung der Setzungsmulden zusammengestellt.

Für beide Fälle lassen sich mit Gln. (1) und (2) ein-fach die Setzungsmulden berechnen. Bei einem Pfeilerver-hältnis A/D = 0,5 kann bei einem versetzt synchronenVortrieb davon ausgegangen werden, dass sich beide Vor-triebe bezüglich der auftretenden Setzungsmulde nicht ge-genseitig beeinflussen, die Setzungsmulden der Einzelvor-triebe können damit zur Gesamtsetzungsmulde superpo-niert werden. In Bild 18 ist beispielhaft für den Fall 2 dieermittelte Einzel- und Gesamtsetzungsmulde schematischdargestellt.

Anhand der Setzungsmulden können die Eingangs-größen zur Beurteilung des Schadenspotenzials nach Kra-mer ermittelt werden. Die Setzungen sa und sb an denEcken a und b des Gebäudes ergeben sich durch Einset-zen des Abstands x in die jeweilige Gleichung der Set-zungsmulde. Die maximale Tangentenneigung 1/nmax zwi-schen den Gebäudeecken ergibt sich direkt aus deren Set-zungen. Damit lässt sich die Schadenskategorie SK nachKramer aus den Diagrammen bestimmen.

Der Unterschied des Einflusses der Einzelsetzungs-mulde (Vortrieb A) sowie der Gesamtsetzungsmulde (Vor-trieb A und B) zeigt anschaulich, dass es entscheidend ist,wo sich das Gebäude bezüglich der Setzungsmulde befin-det. Beim Vortrieb A liegt das Gebäude unmittelbar nebender Setzungsmulde, berücksichtigt man beide Vortriebe,liegt es etwa symmetrisch zur Gesamtsetzungsmulde.Dementsprechend entstehen nach dem Vortrieb A größe-re Tangentenneigungen und nach beiden Vortrieben et-was größere Gesamtsetzungen.

Insgesamt wird SK 1 nach Kramer nicht überschrit-ten. Somit lässt sich zusammenfassen, dass für den Regel-vortrieb lediglich mit leichten ästhetischen Schäden (z. B.

leichte Putzrisse) und keinen konstruktiven Schäden zurechnen ist.

Wären nicht die hier entwickelten Formeln zur Be-schreibung des volume loss und des Wendepunktabstands,sondern die bisher in der Literatur angegebenen Eingangs-größen verwendet worden (z. B. VLs = 2 % gemäß [10]), lie-ße sich aus den Werten maximal die Schadenskategorie 2ableiten. Das bedeutet, dass konstruktive Schäden auftre-ten können. Dies zeigt deutlich den Vorteil des hier be-schriebenen Prognoseverfahrens nach Fillibeck. Durch diedifferenzierte Betrachtung könne VLs und i eingegrenztwerden, wodurch sich eine realistischere und nicht zu starkauf der sicheren Seite liegende Beurteilung der Setzungs-mulde und des Schadenspotenzials ergibt.

9 Zusammenfassung

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

Tab. 4. Ergebnisse des AnwendungsbeispielsTable 4. Results of the example

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

A 1 (VLs,99) 13,0 5,33 1/1570 0

2 (VLs,50) 14,0 1,9 1/990 1a

A u. B 1 (VLs,99) 18,9 18,3 1/17140 0

2 (VLs,50) 16,5 15,8 1/17390 0

Bild 17. Eingangsgrößen für das AnwendungsbeispielFig. 17. Input parameters for the example

Bild 18. a) und b) Setzungsmulden nach Vortrieb A bzw. A und BFig. 18. a) and b) Settlement trough after the excavation A respectively A and B

a)

b)

Fall 1:iG,d = 9,0VLs,99 % = 0,68

Fall 2:iG,md = 6,0VLs,50 % = 0,49

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zieren, welche über Spritzbetonvortrieben bzw. Schildvor-trieben mit druckhaltender Ortsbruststützung entstehen.Die Eingangsgrößen zur Bestimmung der Quersetzungs-mulde mit der hier verwendeten Gauß-Funktion sind derWendepunktabstand i sowie der volume loss VLs.

Der Wendepunktabstand i ist ein Maß für die Breiteder Setzungsmulde. Der volume loss VLs, der als Verhält-nis zwischen dem Volumen der Setzungsmulde je m Vor-trieb und dem Ausbruchquerschnitt definiert ist, steht so-mit für die Größe der Setzungsmulde. Anhand der Messer-gebnisse und unter Berücksichtigung von Literaturanga-ben konnten in Abhängigkeit von der Vortriebstiefe, deranstehenden Geologie und deren Steifigkeit detaillierteVorschläge zur Wahl von VLs und i unterbreitet werden.Weiterhin war es aufgrund der Vielzahl der Messergebnis-se möglich, den volume loss in Abhängigkeit von einerAuftretenswahrscheinlichkeit anzugeben.

Es ist klar, dass nicht alle möglichen Eingangsgrößenmit dem hier vorgestellten empirischen Verfahren berück-sichtigt werden können. Aber selbst wenn dies gelänge,liegt es in der Natur der Dinge, dass die Setzungen gewis-sen Streuungen unterliegen. Es ist also nicht möglich, vor-ab eine „wahre“ Setzungsmulde zu errechnen, sondern eskann im besten Fall nur eine Prognose in Abhängigkeitvon einer Auftretenswahrscheinlichkeit angegeben wer-den. Hierzu bietet das beschriebene Verfahren, welchesauf einer sehr großen Anzahl von vergleichbaren Messun-gen und Erfahrungen beruht, eine gute Hilfe und Lö-sungsmöglichkeit. Auf die Möglichkeiten alternativer Be-rechnungsverfahren – in der Regel die Finite Element-Me-thode – sowie die Abgrenzung gegenüber dem empiri-schen Berechnungsverfahren wird im 2. Teil dieserVeröffentlichung eingegangen.

Literatur

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[2] Franzius, J. N.: Behaviour of buildings due to tunnel inducedsubsidence. PhD thesis, Imperial College, University of Lon-don, 2003.

[3] Burland, J. B., Wroth, C. P.: Settlement of buildings and asso-ciated damage. In: Proceedings of the Conference “Settlementof structures”. Pentech Press, London, pp. 611−654, 1974.

[4] Burland, J. B., Broms, B. B., de Mello, V. F. B.: Behaviour offoundations and structures. In: Proceedings of the 9th Interna-tional Conference on Soil Mechanics and Foundation Engi-neering, Vol. 2, pp. 495−546, 1977.

[5] Burland, J. B.: Assessment of risk of damage to buildings dueto tunnelling and excavation. Invited Special Lecture. In: 1stInternational Conference on Earthquake Geotechnical Engi-neering. IS Tokyo, 1995.

[6] Schmidt, B.: Settlements and ground movements associatedwith tunnelling in soils. PhD Thesis, University of Illinois, Ur-bana, 1969.

[7] Peck, R. B.: Deep excavations and tunnelling in soft ground.In: Proceedings of the 7th International Conference on SoilMechanics and Foundation Engineering, Mexico City. State ofthe Art Volume, pp. 225−290, 1969.

[8] Fillibeck, J.. Zaunseder, M.: Risiko von Setzungsschädenbeim U-Bahn-Bau – Auswertung und Prognose von Setzungen.In: 7. Geotechnik-Tag in München, Titel: Risiko und Sicherheitin der Geotechnik, 2008.

[9] New, B. M., O’Reilly, M. P.: Tunnelling induced groundmovements: Predicting their magnitudes and effects. In: Ged-des, J. D. (ed.): Ground Movement and Structures, pp. 671−697, 1991.

[10] Mair, R. J., Taylor, R. N.: Theme lecture: Bored tunneling inthe urban environment. In: Proceedings of the 14th Interna-tional Conference on Soil Mechanics and Foundation Engi-neering. Hamburg, pp. 2353−2384, 1997.

[11] Tan, W. L., Ranjith, P. G.: Parameters and Considerations inSoft Ground Tunneling. http://www.ejge.com/2003/Ppr0344/Abs0344.htm, 2003.

[12] Kramer, J.: Senkungsschäden an Hochbauten durch Fremd-einflüsse. Grundbau und Bodenmechanik an der UniversitätEssen – GHS, Forschungsberichte aus dem Fachgebiet Bau -wesen, Nr. 4, 1978.

Autor Dr.-Ing. habil. Jochen FillibeckZentrum Geotechnik TU MünchenBaumbachstraße 7 München 81245

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


Fachthemen

DOI: 10.1002/gete.201200014

We investigate the effects of the support pressure distribution andof the free unsupported span on the stability of the tunnel face bymeans of limit equilibrium computations, which are based uponthe so-called method of slices. Design equations and diagramsare introduced for the estimation of the necessary support pres-sure taking into account these effects assuming a linear pressuredistribution. Furthermore, the errors introduced by the commonassumption of support pressure uniformity are discussed for thetypical distributions of face support pressure in tunnelling by slurry shields, EPB shields and compressed air shields. The erroris less than 10 % in the case of closed-shield tunnelling but maybe significant in the case of face reinforcement.

Der Einfluss der Stützdruckverteilung und der freien Spannweiteauf die Stabilität der Tunnelortsbrust. Im vorliegenden Beitragwird untersucht, in welchem Maß sich der erforderliche Stütz-druck im Vorhandensein einer freien Spannweite zwischen Aus-bruchsicherung und Ortsbrust erhöht. Ferner wird der Effekt derVerteilung des Stützdrucks unter der Annahme eines linearenVerlaufs quantifiziert. Das zugrunde liegende Berechnungsmodelluntersucht das Grenzgleichgewicht eines Bruchmechanismusnach der sogenannten Lamellenmethode. Die Berechnungs -ergebnisse werden in Form von Bemessungsformeln und Dia-grammen dargestellt. Ferner wird der Fehler der gängigen verein-fachenden Annahme eines gleichmäßig verteilten Stützdrucks fürtypische Problemstellungen diskutiert. Der Fehler beträgt weni-ger als 10 % im Fall von geschlossenen Schildvortrieben (Erd-druck-, Flüssigkeits- oder Druckluftstützung), kann aber im Fall einer Ortsbrustbewehrung sehr groß und auf der unsicheren Seite sein.

1 Introduction

The present paper deals with the effects of the unsupport-ed span e and of the support pressure distribution s(z) onthe stability of the tunnel face (Fig. 1). An unsupportedspan between the temporary lining and the face exists al-most always in conventional tunnelling during the criticalperiod between the completion of the excavation step andthe support application. In poor quality ground the unsup-ported span is typically 0.75–1.5 m wide, but can be re-duced to zero with pre-support by spiles or forepoling. Anunsupported span may exist also in mechanized tun-nelling, for example in the case of open type gripper TBMsor even of shield tunnelling, if the TBM is operated open-mode and the ground does not close the gap around theshield.

Unstable face conditions necessitate the applicationof auxiliary measures such as ground improvement,drainage and face support. The pressure exerted by thesupport is in general not constant over the face. This istrue even in the case of face stabilization by uniformly dis-tributed face bolts and also in most cases of closed shieldtunnelling (Fig. 2):– The simplified assumption of uniform face support pres-

sure is strictly true only in the theoretical case of com-pressed air application above the water table (Fig. 2a).Below the water table (Fig. 2b), a part of the air pressurejust compensates the pore pressure. Only the air pres-sure in excess of the pore pressure (hereafter referred toas “excess pressure”) represents a support pressure.Since the air pressure is constant over the face but thepore pressure increases linearly with depth (hydrostaticdistribution), the excess pressure is not uniform but de-creases linearly from the crown to the floor of the tun-nel.

– In slurry-shield tunnelling above the water table (Fig.2c), the support pressure increases linearly from thecrown to the floor according to the unit weight of theslurry (γs). Below the water table (Fig. 2d), a part of theslurry pressure is spent to balance the water pressure.The excess pressure increases, therefore, linearly withdepth according to the difference between the unitweights of the slurry and of the water (γs – γw). As theslurry density is in general low (1.1–1.2 kg/l, dependingon the bentonite content and on the amount of dis-

The stability of a tunnel face with a free span and a non-uniform support

Georgios Anagnostou Paolo Perazzelli

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

41

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


persed excavated material), the pressure gradient (γs –γw) is rather small and the support pressure distributionalmost uniform.

– Similar remarks apply to the case of EPB shields (Fig. 2eand 2f). Assuming hydrostatic pressure distribution ofthe excavated material in the working chamber (i.e., ne-glecting the shear strength of the muck), the supportpressure gradient can be taken equal to the unit weightγm of the muck (above the water table) or to the differ-ence γm – γw (below the water table) and is in generalhigher than the gradient of slurry shields.

Concerning the support pressure distribution in the caseof face reinforcement, consider the simplified case of uni-formly distributed bolts. If the bolts are sufficiently longand have a sufficiently high tensile strength (Fig. 3a), theanchorage length inside the failure wedge represents thelimiting factor for the bolt forces. As the anchorage length

increases linearly from zero (at the tunnel floor) to itsmaximum value (at the tunnel crown), the support pres-sure is also linearly distributed (Fig. 3b). The maximumsupport pressure

s(H) = nH tanω πdτm, (1)

where n is the density of the face reinforcement (bolts perunit face area); H is the face height; ω is the angle betweensliding plane and face; d is the grouted bolt diameter; andτm is the bond strength between grouted bolt and sur-rounding soil [1].

There are many publications dealing with the assess-ment of tunnel face stability. Readers are referred to thereviews, e.g., of Idinger et al. [2], Mollon et al. [3] and Per-azzelli and Anagnostou [4]. The effect of the unsupportedspan was included in previous limit equilibrium models[5], [1] and in the computational model of Veermer andRuse [6], which is based upon numerical stress analysis. Ina recent work, Li et al. [7] investigated by means of numer-ical stress analyses the stability of the face for a particularcase of slurry shield tunnelling with non-uniform supportpressure distribution.

The computational model introduced in this paperrepresents a more general version of the method of slices[8], which approximates the tunnel face by a rectangle (ofheight H and width B) and considers a failure mechanismthat consists of a wedge at the face and of the overlyingprism up to the soil surface. The geometry of the prismtakes into account the possibility of an unsupported spanbetween lining and face (e in Fig. 1). In analogy to silo the-ory, the method of slices assumes proportionality betweenthe horizontal stress σy and the vertical stress σz:

σy = λσz (2)

where λ is a constant (coefficient of lateral stress). In or-der to calculate the distribution of the vertical stresses σzinside the wedge, one considers the equilibrium of an in-finitesimally thin slice (Fig. 4). The method of slices repre-sents an improvement of the model of Anagnostou andKovári [9] in that it eliminates the need for an a priori as-sumption of the distribution of the vertical stress σz in thewedge and offers the possibility of analyzing cases withnon-uniform face support and heterogeneous ground con-

Fig. 2. Support pressure distributions (grey = excess pressu-re): compressed air, (a), above or, (b), below water table;pressurized slurry, (c), above or, (d), below water table; earthpressure balanced shield, (e), above or, (f), below water table Bild 2. Stützdruckverteilung (grau = Drucküberschuss):Luftdruck, (a) über oder (b) unter dem Wasserspiegel; Druck-schlamm, (c) über oder (d) unter dem Wasserspiegel; erd-druckgestützter Schild, (e) über oder (f) unter dem Wasser-spiegel

(a) (b)

(d)(c)

(e) (f)

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

(a) (b)

42



sisting of horizontal layers. In the present paper, we main-tain the assumption of soil homogeneity made in [8], butconsider a linearly distributed support pressure over theheight of the face:

(3)

where s0 denotes the support pressure at the tunnel axisand δs is equal to the difference between the support pres-sure at the crown and the support pressure at the floor, i.e.δs = s(H)–s(0).

The computational predictions of the method ofslices agree very well with published results of small-scalecentrifuge- ([10] [2] [11]) or 1g-model tests ([12–14]) whenthe constant λ is set equal to the unity, i.e. as suggested byTerzaghi and Jelinek [15]. In Fig. 5, the marked rectanglesshow the range of experimental values in cohesionlesssand; the value of the friction angle marked on the x-axiscorresponds to a recent result in a cohesive-frictional soil (c/γ D = 0.07). The thick solid line was obtained usingthe method of slices assuming a uniform support pressureand null unsupported span. The results obtained by the method of slices with λ = 1.0 agree very well also with numerical results [8], [4]. Therefore, λ will be taken equal to 1.0 for all calculations of the following sections.

The paper in hand outlines the computationalmethod (Section 2), investigates the effects of the unsup-ported span (Section 3) and of the support pressure distri-bution (Section 4), proposes a simple design equation forconsidering the effect of the unsupported span (Section 3)and shows that the error induced by the common approx-imation of uniform support pressure is small in the case ofclosed-shield tunnelling but may be significant in the caseof face reinforcement (Section 4).

2 Computational model2.1 Outline

In the mechanism under consideration (Fig. 1), failure willoccur if the load exerted by the prism upon the wedge ex-ceeds the force which can be sustained by the wedge at itsupper boundary. At the limit equilibrium, the prism load isequal to the bearing capacity of the wedge. The prism loadis calculated based upon silo theory (Section 2.2), while

= + δ −

s s szH

0.5 ,0

the bearing capacity of the wedge is calculated by consid-ering the equilibrium of an infinitesimal slice (Section2.3). Both, the load of the prism and the bearing capacityof the wedge, depend on the inclination of the inclinedslip plane. The critical value of the angle ω (Fig. 1), i.e. thevalue that maximizes support requirements, will be deter-mined iteratively.

2.2 The prism loading

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

(4)

= γ −λ φ

−

+ σ

+ ω

−λ φ −λ φV max 0,

R ctan

1 e e

B(e Htan ),

silo

tanhR

surf

tanhR

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

Fig. 5. Normalized support pressure s/γ D of a granular material (c = 0) and of a cohesive frictional material as afunction of the friction angle φ. Comparison of the method of slices with experimental data (h >> H, B/H = 1, D = 2H/��π). The tests by Berthoz et al. [14] are the onlyones performed with a cohesive frictional material (φ =36°,c/γ D = 0.07).Bild 5. Normalisierte Stützdruck s/γ D eines körnigen Mate-rials (c = 0) und kohesiven Materials in Abhängigkeit desReibungswinkels φ. Vergleich mit der Lamellenmethode mitVersuchsergebnissen (h >> H, B/H = 1, D = 2H/��π). DieTests von Berthoz et al. [14] sind die einzigen, die mit einenkohäsiven Material ausgeführt wurden (φ =36°, c/γ D = 0.07)

43



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

(5)

Eq. (4) ensures that the load exerted by the prism will betaken equal to zero (rather than becoming negative), if thecohesion is higher than a critical value:

ccrl = Rγ (if σsurf = 0) (6)

The model of Fig. 1 presupposes that the ground remainsstable over the unsupported span. This is possible only ifthe soil exhibits some cohesion. The critical cohesion ccr2can be estimated based upon silo theory by considering aprism having the horizontal cross-section of the unsup-ported span:

(7)

One can readily verify that this equation agrees qualita-tively with experience (the longer the unsupported span,the higher the necessary cohesion will be). For typical val-ues of conventional excavation of a traffic tunnel in softground (e = 1 m, B = 10 m, γ = 20 kN/m3) the minimum cohesion according to Eq. (7) amounts to about 10 kPa.

Reversing Eq. (7) it is possible to derive the maxi-mum unsupported span for fixed ground cohesion:

(8)

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

( )=+

γ σ =ce

2 1 e/B(if 0).cr2 surf

=γ

−γ

σ =ec 1

12

cB

(if 0).max surf

( )= + ω+ + ω

RB(e Htan )

2 B e Htan.

The diagram applies to a circular tunnel face of diameterD and was calculated by means of Eq. (8) considering asquare cross section of equal area (H = B = 0.886 D).

If the maximum unsupported span is very small(emax < 0.5 m), pre-support measures must be applied inorder to stabilize the tunnel walls (e.g. horizontal groutedsteel pipes in cohesive frictional soils or horizontalcolumns of jet grouting in cohesionless soils). If the pre-support is very stiff and extends sufficiently far ahead ofthe tunnel face, the prism load is transferred mainly to thesoil behind the wedge and to the tunnel lining. In thiscase, the load Vsilo would be very small and could be ne-glected in the face stability analysis. Otherwise a part ofthis load is transferred to the wedge depending on the stiff-ness and bearing capacity of the presupport and of theground ahead of the face [16]. In general, the prism loadresulting from the Eq. (4) represents an upper bound forthe loading of the wedge. Due to the uncertainties with respect to the loading of the wedge in the presence of presupport, the present paper considers only inherentlystable unsupported spans (i.e., e < emax).

2.3 The bearing capacity of the wedge

Consider the equilibrium of an infinitesimal slice (Fig. 4).The slice is acted upon by the following forces: its weightdG; the “supporting” force V(z) exerted by the underlyingground; the “loading” force V(z) + dV exerted by the over-lying ground; the forces dN and dT at the inclined slip sur-face; the shear force dTs at the two vertical slip surfaces;and the supporting force dS. Following [8], adjusted forthe linear support pressure distribution of Eq. (3), we ob-tain the equilibrium condition in the sliding direction:

(9)

where the coefficients Λ, Mc, Mγ, Pc and Ps have been introduced by Anagnostou [8] and are given in the Appen-dix A.

The vertical force V(z) can be obtained by solvingthe differential equation (9) for the boundary conditionV(0) = 0. The bearing capacity of the wedge is identicalwith the vertical force in z = H. For homogeneous ground,

V(H) = Cs(1)B2s0 + Cc(1)B2c – Cγ(1)B3 γ – Cδs(1)B2δs, (10)

where the coefficients Cs(1), Cc(1) and Cγ(1) are the sameas in Anagnostou [8] (see Appendix A), while the coeffi-cient Cδs(1) is a new coefficient, which accounts for thenon-uniformity of the support distribution:

(11)

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

( )

− Λ = − γ + δ

+

+ + − δ

γBdVdz

V M B c M B PBH

szB

P B c P B s 0.5 s ,

c2 3

s

3

c2

s2

0

=Λ

−Λ

−

δC (1)

P BH

0.5 C (1).ss

s

Fig. 6. Normalized maximum unsupported span emax/D as a function of the normalized cohesion c/γ D according tosilo theory Bild 6. Normalisierte, maximale nicht gestützte Abschlags-länge emax/D als Funktion der normalisierten Kohäsionc/γ D gemäß Silotheorie

44



means that the support pressure distribution of Fig. 7a ismore favorable than the distribution of Fig. 7b (the aver-age support pressure, i.e. the support pressure so at thetunnel axis, being fixed).

2.4 The support pressure

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

V(H) = Vsilo. (12)

This represents a linear equation for the support pressures0 because V(H) depends linearly on s0 (Eq. (10)). The solution reads as follows:

(13)

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

(14)

and accounts for the effect of the support pressure distrib-ution. It is easy to show that this coefficient is always posi -tive and, consequently, that the necessary average supportpressure so increases linearly with δs.

According to Eq. (4), the normalized vertical pres-sure exerted by the prism is:

(15)

One can easily verify that with increasing depth of cover hthe exponential term in Eq. (4) decreases rapidly to zerowith the consequence that the silo pressure and the neces-sary face support pressure become practically indepen-dent on h.

γ= −

γ+

σγ

+ δγ

s

Hf f

cH

f(H)

Hf

sH

,01 2 3

z4

= =Λ

− −−

= λ φ ω

δfC (1)

C (1)BH

0.51

C (1) 1f

BH

, , ,4s

s v4

σγ

=γ ω

=

−γ

λ φ−

+σγ

+ω

= λ φ ω

γσγ

−λ φ −λ φ

(H)

H1H

V

BH tan

max 0,

RH

cH

tan1 e

He

1e

H tanf

BH

,eH

, , , ,hH

,cH

,H

.

z silo

tanhR surf

tanhR

7surf

With the exception of very shallow tunnels and pro-vided that the cohesion is lower than Rγ (i.e., that theprism is unstable without support), both the expressionfor the silo loading and the expression for the supportpressure become considerably simpler:

(16)

where

(17)

and

(18)

where

(19)

(20)

3 The influence of the unsupported span

According to the mechanism of Fig. 1, the unsupportedspan increases the prism loading V(H) of the wedge andthus also the support pressure required for stability. Thiseffect can be clearly recognized in Fig. 8, which shows therequired support pressure s (assuming uniform distribu-tion) as a function of the wedge angle ω for two values of

γ= − δ

γ−

γs

Hf f

sH

fcH

,051 4 52

= + = λ φ ω

f f f fRH

fBH

,eH

, , , ,51 1 3 81 51

= + = λ φ ω

f f f f fBH

,eH

, , , .52 2 3 81 52

σγ

= −γ

(H)

Hf

RH

fcH

,z81 81

=+

ωλ φ

f1

eH tantan81

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

(a) (b)

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

45



the unsupported span. According to Fig. 8, the criticalwedge (i.e. the wedge corresponding to the angle ω thatmaximizes the support pressure) becomes slightly steeperin the presence of an unsupported span. Fig. 9 shows therequired support pressure s (i.e., the one corresponding tothe critical wedge assuming uniform distribution) as afunction of the unsupported span for e < emax. The circleson every curve mark the maximum stable unsupportedspan emax (Eq. (8)) and thus the validity range of the pre-sent method (see Section 2.2).

Fig. 10 shows the normalized uniform support pres-sure s/γD as a function of the normalized cohesion c/γD

for zero unsupported span and for the maximum stableunsupported span emax. The diagram applies to a circulartunnel face of diameter D, it was calculated by means ofEq. (18) for a quadratic cross section of equal area (H =B = 0.886 D) assuming δs = 0 and covers the relevant parameter range. It should be noted that emax increaseswith the cohesion (Eq. (8)) and, consequently, varies alongeach line of Fig. 10. The lines start at the same point at c = 0 because emax = 0 for cohesionless soils.

The linearity of the s(c) relationship was discussed byAnagnostou [8] for the case of e = 0. The linearity exists al-so when the unsupported span is set equal to emax (Fig. 10)or to a fixed fraction of it. Fig. 11 shows the gradient of thes(c) lines as a function of the friction angle φ for e = 0, 0.5emax and emax. The gradient ds/dc depends almost linearlyon the ratio e/emax.

A simple formula that approximates with sufficientaccuracy the support pressure s taking into account the ef-fect of the unsupported span is:

(21)

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

4 The influence of the support pressure distribution4.1 Support pressure

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

( )( )

= φ γ − φ +

+ φ − −γ

γ ≤ ≤

s 0.05 cot D cot c

0.5cot 0.5 0.5cD

e 0 e e .

1.75

max

Fig. 9. Support pressure s as a function of the unsupportedspan (parameters as in Fig. 8)Bild 9. Stützdruck s als Funktion der ungestützten Ab-schlagslänge (Parameter wie in Bild 8)

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

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

46



around the shield and the shield supports the tunnelcrown up to the face.

Fig. 12a shows the normalized support pressure atthe tunnel axis s0/γD as a function of the normalized sup-port pressure gradient δs/γD for cohesionless soils and dif-ferent values of the friction angle φ. The unit weight γ andthe support pressures s0 and δs to be considered in the di-mensionless variables of this diagram depend on whetherthe tunnel is located above or below the water table. In thefirst case, γ, s0 and δs represent the dry unit weight γd andthe actual support pressures. In the second case, γ, s0 andδs represent the submerged unit weight γ ′ and the excesssupport pressures, i.e. the difference between supportpressure and hydrostatic pressure in the ground ahead ofthe face. The diagram applies to a cylindrical tunnel of di-ameter D and considers the range of support pressure dis-tributions, which are relevant in the practice (see bottomof Fig. 12 and Appendix B).

When the support pressure at the crown is lowerthan the average pressure (i.e., when δs < 0 as in Fig. 7a), itmay happen that smaller wedges in the upper part of theface are more critical than the entire face (for example, thewedge with foot at zf in the inset of Fig. 13). The investiga-tions of the present section consider also such failuremechanisms. This is why there are two groups of curves inthe left part of Fig. 12a:

– The solid straight lines represent the support pressure s0that is necessary to stabilize the entire face (zf = 0). Theywere calculated by means of Eq. (18) considering a qua-dratic cross section of equal area (H = B = 0.886 D). Thelinearity between s0 and δs was observed already in Sec-tion 2 (see Eqs. (10), (11), (13) and (14)).

– The dashed curves represent the maximum supportpressure at the tunnel axis necessary to stabilize smallerwedge at the upper part of the face. They were calcu -lated by means of Eq. (18) considering rectangular crosssections of smaller heights H* (H* < H = B = 0.886 D).Eq. (18) gives the support pressure in the middle of therectangular section, i.e. in a distance of (H – H*)/2above the tunnel axis. The corresponding support pres-sure s0 at the elevation of the tunnel axis (i.e., the pres-sure on the ordinate axis of Fig. 12a) is derived takinginto account the support pressure gradient.

The failure of smaller wedges in the upper part of thewedge is relevant only if the support pressure above thetunnel axis is considerably lower than the average pressure(i.e., if δs is negative and sufficiently high). Otherwise fail-ure of the entire face represents the critical mechanism.The height H* of the critical wedge decreases with in-creasing magnitude of δs and depends also on the frictionangle φ (Fig. 13).

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

(a) (c)

(d)(b)

47



The two straight lines starting from the origin ofFig. 12a show the minimum support pressure s0 consid-ered in the analyses. Consider the case of a negative sup-port pressure gradient (Fig. 7a). For given value of the sup-port pressure difference δs, the support pressure s0 at theaxis must be ≥ –0.5 δs. Otherwise the support pressure atthe crown would be negative, which of course is impossi-ble. Similarly, s0 must be higher or equal to 0.5 δs in thecase of positive gradient. The functions s0(δs) in Fig. 12aare, therefore, located above the two limiting lines. Fig.12a shows that, for fixed shear strength parameters, thesupport pressure s0 at limit equilibrium is higher than theminimum support pressure of 0.5 |δs| only within a limitedrange of the gradient δs/γD. Outside this range, the mini-mum support pressure of 0.5 |δs| stabilizes the face with asafety factor higher than the unity.

4.2 Error of uniformity assumption

The computational method of the present paper allows toquantify the error induced by the usual simplifying as-sumption of support pressure uniformity. The error

(22)

where s0(0) and s0(δs) denote the required support pres-sure in the case of uniform or linear distribution, respec-tively. s0(δs) accounts also for failure of smaller wedges atthe upper part of the face. A positive value of the errormeans that the uniformity assumption is on the safe side.

Fig. 12b shows the error as a function of the supportpressure gradient ds for cohesionless soils with φ = 15–35°.The results will be discussed below, after introducingFig. 12c and 12d, which apply to the case of cohesive-fric-tional soils with φ = 25°. The straight lines in Fig. 12c con-cern failure of the entire face and are parallel because thecohesion does not affect the gradient ds0/dδs (see Eqs.(10), (11), (13) and (14)). It was observed, furthermore, that

( )( )

( )=

− δ

δerr

s 0 s

s,0 0 s

0 s

the cohesion does not affect the failure mechanism interms of the height of the critical wedge and, consequent-ly, Fig. 13 applies also to cohesive-frictional soils.

For slurry and EPB shields (left hand side of Fig. 12band 12d), the uniformity assumption overestimates or un-derestimates the necessary support pressure only slightly(the error amounts to maximum ±10 %). For face supportby bolts, however, the uniformity assumption may under-estimate considerably the necessary support pressure.This underlines the importance of taking into account theactual support distribution in the case of face reinforce-ment.

4.3 Special case of support by compressed air

The case of support by compressed air is insofar special asjust fulfilling the criterion of water pressure compensationat the bottom of the face automatically leads to such ahigh excess support pressure above the floor (Fig. 2b), thatface stability is ensured for all practical cases. This can bereadily verified from Fig. 12a, which applies to the mostunfavourable case (cohesionless soils). Under the mini-mum air pressure (which is equal to the hydrostatic pres-sure at the tunnel floor), s0 = 0.5 γw D and δs = γw D. Con-sequently, the normalized pressures and gradients ofFig. 12a amount to 0.5 γw/γ ′ and γw/γ ′, respectively, andthe (s0/γ ′D, δs/γ ′D)-points are located on the limiting lines0 = 0.5 δs and, more specifically, in its rightmost interval,where γw/γ ′ = 0.8–1. As this interval is above the lines which fulfill limit equilibrium for the practical relevant values of the friction angle (φ > 20°), the mini-mum air pressure stabilizes the face with a safety factor Fs > 1.

The safety factor Fs is defined here as the factor bywhich the shear strength parameters c and tanφ must bereduced in order that the considered mechanism is at lim-it equilibrium [9]. The safety factor can be estimatedgraphically by means of Fig. 14, which shows the relation-ship between the shear strength parameters (tanφ, c/γ ′D)at limit equilibrium (i.e. for Fs = 1), when the air pressure is

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

48



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

5 Conclusions

The 3D failure mechanism under consideration allows totake into account the possibility of an unsupported spanbetween lining and face and a linear distribution of theface support pressure over the height of the face.

The unsupported span increases the vertical load onthe soil ahead the face and consequently also the supportpressure required to stabilize the face. This effect can besignificant also for the relatively narrow unsupportedspans (e = 0.5–1.5 m) of conventional soft ground tun-nelling. A new term was added in the design equation ofAnagnostou [8] for considering the contribution of the un-supported span.

When the face support pressure decreases from thetunnel floor to the tunnel crown, as in slurry- or EPB-shield tunnelling, the failure of a smaller part of the faceadjacent to the crown may be more critical than the fail-ure of the entire face. The height of the critical wedge de-pends on the gradient of the support pressure and on thefriction angle of the soil.

The usual simplifying assumption of uniform sup-port pressure is reasonable for the typical support pres-sure gradients of slurry- or EPB-shield tunnelling, becauseit leads only to a slight over- or underestimation of the sup-port pressure. The error of the simplifying uniformity as-

sumption is, nevertheless, big in the case of face reinforce-ment.

In the case of compressed air application, the airpressure needed just to balance the hydrostatic pressure issufficient for stabilizing the face with a high safety factor.

Appendix A. Coefficients and derivations

Coefficients in the equilibrium equationThe coefficients appearing in Eq. (9) read as follows:

(A1)

(A2)

Mγ = tan ω, (A3)

(A4)

Ps = tan (φ + ω). (A5)

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

(A6)

(A7)

(A8)

where

Cv(1) = e(ΛH/B), (A9)

(A10)

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

(A11)

where

(A12)

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

= Λt

HB

.

( ) = Λ− + +

δC 1

P

21 2

et

e2ts

st

t

= − − ΛF(1) C (1) 1

HB

.v

=−

ΛC (1)

C (1) 1Ps

vs

=Λγ γC (1)F(1)

M2

=−

Λ+

ΛC (1)

C (1) 1P

F(1)Mc

vc 2 c

= Λλ φ ω

P2 tan cos

,c

= Λ ωλ φ

Mtantan

,c

Λ = λ φω − ω φ2 tan

cos sin tan,

Fig. 14. Relationship between the shear strength parametersof the soil (tanφ, c/γ ′D) at limit equilibrium (Fs = 1) assu-ming that the excess support pressure s0 = 0.5 γwD Bild 14. Beziehung zwischen den Schubkraftparametern desBodens (tanφ, c/γ ′D) im Grenzgleichgewicht (Fs = 1) unterder Annahme, dass der Stützdruck-Überschuss s0 = 0.5 γwDist

49



(A13)

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

Coefficients of the support pressure equationThe coefficients appearing in Eq. (13) read as follows:

(A14)

(A15)

(A16)

Appendix B. Range of normalized support pressure gradient

Support by face reinforcement above the water tableTaking account of Eq. (1) with H = D, the normalized sup-port pressure gradient

(B1)

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

Support by compressed airAbove the water table, the support pressure is uniform(Fig. 2a) and, consequently, δs/γD = 0. Below the watertable, the excess support pressure increases linearly withthe elevation above the floor (Fig. 2b). The normalizedsupport pressure gradient

(B2)

Support by pressurized slurryAbove the water table (Fig. 2c) the normalized supportpressure gradient

(B3)

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

δγ

=ω π τ

γ≅

ω π τγ

sD

nHtan d

D

n tan d.m

d

m

d

δγ

=γ′γ

=γ′γ≅ −s

D

D

D0.8 1.w w

( )δγ

≅ −γγ

≅ − −sD

0.5 0.8s

d

Ρ2Λ

( ) = Λ

− + + + + +

+

+ + + + +

+

=

= −

+ −

+ −+

+

δC 1P

2

12t

1t1!

t2!

...tn!

...

1t1!

t2!

...tn!

...2t

123

t2!

124

t3!

... 12

n 1tn!

...

ss

2 n

2 n

s2 3 n

= = λ φ ω

γfBH

C (1)

C (1)f

BH

, , , ,1s

1

= = λ φ ω

fC (1)

C (1)f

BH

, , , ,2c

s2

= ω = λ φ ω

ftan

BH

C (1)f

BH

, , , .3

s

3

(B4)

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

Support by EPBAbove the water table (Fig. 2e) the normalized supportpressure gradient

(B5)

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

(B6)

Notation

B Width of the rectangular tunnel facec Cohesion of the groundccr1 Critical cohesion in order that the prism remains

stable ccr2 Critical cohesion in order that the unsupported

span remains stable Cs Coefficient (Eq. A6)Cc Coefficient (Eq. A8)Cv Coefficient (Eq. A9)Cγ Coefficient (Eq. A7)Cδs Coefficient (Eq. 11)e Unsupported spanemax Maximum stable unsupported span d Grouted borehole diameterf1 Coefficient (Eq. A14)f2 Coefficient (Eq. A15)f3 Coefficient (Eq. A16)f4 Coefficient (Eq. 14)f51 Coefficient (Eq. 19)f52 Coefficient (Eq. 20)f7 Coefficient (Eq. 15)f81 Coefficient (Eq. 17)F Coefficient (Eq. A10)Fs Safety factor of the tunnel faceG Weighth Depth of coverH Height of the rectangular tunnel faceH* Height of a smaller wedge at the upper part of the

faceL′ Bolt length (Fig. 3)Li′ Anchorage length inside the wedge (Fig. 3)Lo′ Anchorage length outside the wedge (Fig. 3)n Density of the face reinforcementN Normal force R Ratio of the volume to circumferential area of the

prism s Support pressure S Support force s0 Support pressure at the tunnel axisT Shear force at the inclined slip planeTs Shear force at the lateral slip plane

( )δγ

≅ −γ − γ

′γ≅ − −s

D0.1 0.3s w

δγ

≅ −γγ

≅ − −sD

(0.7 1),m

d

δγ

≅ −γ − γ

′γ≅ − −s

D(0.7 1).m w

50



V Vertical forceVsilo Vertical load exerted by the prism upon the wedgex Horizontal co-ordinate paralelly to tunnel axisy Horizontal co-ordinate perpendicularly to tunnel

axisz Vertical co-ordinatezf Elevation of the wedge foot

Greek symbolsγ Unit weight of the soilγ ′ Submerged unit weight of the soilγd Dry unit weight of the soilγm Unit weight of the excavated material in the work-

ing chamberγs Unit weight of the slurryγw Unit weight of the waterδs Difference between support pressure at the crown

and at the floorλ Coefficient of lateral stressΛ Coefficient (Eq. A1)Μc Coefficient (Eq. A2)Μγ Coefficient (Eq. A3)Ρc Coefficient (Eq. A4)Ρs Coefficient (Eq. A5)σsurf Soil surface loadσy Horizontal stress perpendicularly to the tunnel axisσz Vertical stress τm Bond strength of the soil – grout interfaceφ Friction angle of the groundω Angle between face and inclined sliding plane of

the wedgeωcrit Angle between face and inclined sliding plane of

the critical wedge

References

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AuthorsProf. Dr. Georgios AnagnostouETH ZürichInstitute for Geotechnical EngineeringWolfgang-Pauli-Strasse 15CH-Zürich 8093

Dr. Paolo PerazzelliETH ZürichInstitute for Geotechnical EngineeringWolfgang-Pauli-Strasse 15CH-Zürich 8093

Submitted for review: 7 September 2012Revised: 30. November 2012Accepted for publication: 30. November 2012

Vorliegende Empfehlung1 EASV beschreibt die Anforderungen,die an Sachverständige für Geotechnik nach DIN 4020:2010-12hinsichtlich Sachkunde und beruflicher Erfahrung zu stellen sind.Sie schließt damit eine Lücke, da bislang die im Sinne der DINEN 1997, DIN 1054 und DIN 4020 tätigen Personen ohne Nachweisihrer Sachkunde und beruflichen Erfahrung Geotechnische Be-richte erstellen und entsprechende Fachplanungen ausführenkönnen. Zielsetzung dieser Empfehlung ist es, Kriterien für dieSachkunde und berufliche Erfahrung eines Sachverständigen fürGeotechnik entsprechend dem Stand von Wissenschaft undTechnik zu definieren sowie potentielle Sachverständige für Geo-technik in die Lage zu versetzen, sich in ihrer fachlichen Kompe-tenz selbst zu bewerten und diese Kompetenz gegenüber ande-ren am Bau beteiligten Personen und Institutionen nachzuwei-sen. Die übergeordnete Zielsetzung dieser Empfehlung ist damitdie Erhöhung der Sicherheit im Erd-, Grund- und Felsbau. Die Anforderungen beziehen sich auf einzelne Personen und berück-sichtigen die unterschiedlichen Studienbedingungen der Bau ingenieure, Geotechniker und Ingenieurgeologen. Bei der Er stellung geotechnischer Berichte entsprechend DIN EN 1997-2:2010-10 und DIN 4020:2010-12 kommt es häufig zu einer interdisziplinären Zusammenarbeit. In diesem Fall ist projektspe-zifisch eine Person als verantwortlich zu benennen, die als Sach-verständiger im Sinne dieser Empfehlung qualifiziert sein muss.Das „Beiblatt“ der Empfehlung EASV gibt Zusatzinformationen,die insbesondere für private und öffentliche Auftraggeber ge-dacht sind. Diese sind als Grundeigentümer zur rechtzeitigen Ein-holung qualifizierter Geotechnischer Berichte verpflichtet.

EASV Experts for Geotechnical Engineering – requirements withregard to expertise and professional experience. This EASV recommendation describes requirements which are demanded ofan expert for geotechnical engineering (Sachverständiger für Geo -technik) in regard to expertise and professional experience ac-cording to DIN 4020:2010-12. It fills a gap, since persons working incompliance with DIN EN 1997, DIN 1054 and DIN 4020 may current-ly write ground investigation reports and perform geotechnical de-sign projects without any formal verification of their expertise andprofessional experience. The purpose of this recommendation is todefine criteria of the expertise and professional experience of ageotechnical expert in accordance with the current state of sci-ence and technology, as well as enable potential experts for geo -technical engineering to assess their professional competencethemselves. Furthermore this competence needs to be proven to

other individuals and institutions involved in the constructionprocess. The primary objective of this recommendation is to im-prove safety for earthworks, geotechnical engineering and rockengineering. The requirements are relevant for individuals and takeinto consideration varying training programs for civil engineers,geotechnical engineers and engineering geologists. Interdisci -plinary cooperation is often employed when writing ground in -vestigation reports according to DIN EN 1997-2:2010-10 and DIN4020:2010-12. In this case a designated person is held responsiblefor the specific project and has to be a qualified expert in compli-ance with this recommendation. The “supplement” of the EASVrecommendation provides additional information, which is espe-cially intended for private and public customers. As landowners,they are obliged to obtain qualified geotechnical reports in time.

1 Begriffe1.1 Sachverständiger für Geotechnik

Sachverständige für Geotechnik verfügen aufgrund einerfundierten Ingenieur- bzw. ingenieurgeologischen Ausbil-dung und langjähriger Erfahrung auf ihren Fachgebietenüber eine besondere Expertise auf den einschlägigen Ge-bieten der Geotechnik. Neben den Gebieten des Inge-nieur- und Hochbaus handelt es sich beispielsweise umdie Fachgebiete Tunnel- und Felsbau, Verkehrswegebau,Wasser- und Erdbau, Deponie- und Tagebau sowie umgeothermische Fragestellungen.

DIN 4020:2010-12, A1.5.3.24 definiert den Sachver-ständigen für Geotechnik als einen „Sonderfachmannoder Fachplaner mit Sachkunde und Erfahrung auf demGebiet der Geotechnik“. Die übergeordnete EuronormDIN EN 1997-2:2010-10, 1.3 (2) spricht allgemein von „an-gemessen qualifiziertem Personal“.

Laut DIN 4020:2010-12 unterstützt der Sachverstän-dige für Geotechnik die Planung von Bauwerken und Bau-teilen im Erd- und Grundbau, weist deren Standsicherheitnach und plant für ein Bauvorhaben die erforderlichengeotechnischen Untersuchungen und Messungen. Er über-wacht die fachgerechte Ausführung der Aufschlüsse sowieder Feld- und Laborversuche. Aus dem Untersuchungs -befund zieht er Folgerungen für Planung und Ausführung.Dabei sind die Wechselwirkungen zwischen Bauwerk undBaugrund sowie die Auswirkungen des Bauvorhabens aufdie Umgebung zu beachten.

Das Verständnis für die Wechselwirkung Bauwerk-Baugrund und der Schwierigkeitsgrad der geotechnischen

Bericht

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

DOI: 10.1002/gete.201200016


AK 2.11 der Fachsektion „Erd- und Grundbau“

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

Aufgabe ergeben sich im Einzelfall aus der Kenntnis so-wohl des Baugrundes als auch des Verformungsverhaltensder gewählten Bauwerkskonstruktion bzw. des statischenSystems. Bei Projekten, die der Geotechnischen Kategorie3 zugeordnet werden, muss der Sachverständige für Geo-technik vertiefte Kenntnisse und Erfahrungen auf den fürdas jeweilige Projekt maßgebenden Teilgebieten besitzen(DIN 1054:2010-12, DIN 4020:2010-12).

Der Sachverständige für Geotechnik erstellt denGeotechnischen Untersuchungsbericht nach DIN EN1997-2 Abschnitt 6 und den Geotechnischen Bericht2

nach DIN 4020 A7 in einer für den Entwurfsverfasser und für Fachplaner benachbarter Fachgebiete unmiss -verständlichen Form. Ferner erstellt er für die geotechni-schen Standsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnach-weise den Geotechnischen Entwurfsbericht nach DINEN 1997-1.

Während der Bauausführung überprüft der Sachver-ständige für Geotechnik, ob die angetroffenen Baugrund-verhältnisse mit den Angaben des Geotechnischen Be-richts übereinstimmen und ob die Folgerungen im Geo-technischen Bericht (Charakteristische Kennwerte für Bo-den, Fels und Grundwasser, Gründungsempfehlung usw.),auch unter Berücksichtigung einer möglicherweise verän-derten Planung, gerechtfertigt sind. Gegebenenfalls veran-lasst er erforderliche Anpassungen oder Ergänzungen desGeotechnischen Entwurfsberichts bzw. des Geotechni-schen Berichts. Er berät den Bauherrn/Entwurfsverfas-ser/Projektleiter in allen geotechnischen Fragen, die wäh-rend der Planung, Bauausführung und ggf. auch Nutzungeines Bauwerks auftreten.

Im Sinne dieser Empfehlung umfasst der Begriff„Sachverständiger für Geotechnik“ auch den Aufgaben -bereich des in DIN 1054:2010-12 erwähnten „Fachplanersfür Geotechnik“ (Beiblatt EASV, Kap. A.3.1). Der Fachpla-ner hat dabei bauordnungsrechtliche Bedeutung und wirdsomit von den Körperschaften des Öffentlichen Rechtsspezifiziert.

„Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau“ (s.Beiblatt EASV, Kap. A.3.2) sind automatisch auch „Sach-verständige für Geotechnik“ im Sinne dieser Empfehlung.

1.2 Geotechnische Kategorien

Nach DIN 1054:2010-12 werden geotechnische Baumaß-nahmen entsprechend ihres Schwierigkeitsgrades in dreiGeotechnische Kategorien wie folgt eingeteilt:GK1 Baumaßnahmen mit geringem Schwierigkeitsgrad

im Hinblick auf Bauwerk und Baugrund,GK2 Baumaßnahmen mit mittlerem Schwierigkeitsgrad

im Hinblick auf das Zusammenspiel von Bauwerkund Baugrund,

GK3 Baumaßnahmen mit hohem Schwierigkeitsgrad imHinblick auf das Zusammenspiel von Bauwerk undBaugrund.

Sowohl in DIN 1054:2010-12 als auch in DIN 4020:2010-12 ist unter A Anhang AA (informativ) eine Tabelle mit

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

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

2 Anforderungen an Sachverständige für Geotechnik

DIN 4020:2010-12 und DIN EN 1997-2:2010-10 beschrei-ben zwar detailliert die Aufgabenfelder des Sachverständi-gen für Geotechnik, gehen jedoch nicht darauf ein, welcheSachkunde und berufliche Erfahrung bei einem Sachver-ständigen für Geotechnik für die fachgerechte Erledigungdieser Aufgaben vorausgesetzt werden müssen. Grund-sätzlich muss dabei ein konservativer Maßstab an dieQualifizierung des Sachverständigen für Geotechnik ge-legt werden, wie Ziegler [1] und Heiermann [2] betonen.Dies ist im Hinblick auf die erforderlichen, oft komplexenNachweise zur Standsicherheit und Gebrauchstauglich-keit der Bauwerke geboten. In diese Nachweise gehen zu-dem Aspekte der Konstruktion, Wirtschaftlichkeit, Bau-ausführung sowie möglicher Georisiken ein.

Für die Verfasser von Geotechnischen Berichtenwird nachfolgend festgelegt, auf welche Weise geotechni-sche Qualifikationen über Studienabschlüsse in Verbin-dung mit anschließender Praxiserfahrung und Fortbildungzu erlangen sind. Dabei wird davon ausgegangen, dass jenach Schwierigkeitsgrad der geotechnischen Aufgabe un-terschiedliche Maßstäbe an die Qualifikation des Sachver-ständigen für Geotechnik zu stellen sind. Als Bewertungs-grundlage für das differenzierte Anforderungsniveau dientdie definierte Einstufung nach DIN 1054:2010-12 bzw.DIN 4020:2010-12, wobei vereinfachend in zwei Stufenunterschieden wird, und zwar in GK 2 und/oder GK 3.

Verantwortlicher Verfasser von Geotechnischen Be-richten kann nur eine Person sein, die sachkundig und er-fahren auf dem Gebiet der Geotechnik ist. Diese geotech-nische Qualifikation wird erreicht durch:(1) ein Hochschulstudium in einem definierten Studien-

gang mit dem Abschluss als Bachelor, Master oder Diplom-Ingenieur bzw. Diplom-Geologe (Sachkundedurch Hochschulstudium; s. Kapitel 2.1);

(2) Praxiserfahrung auf geotechnischem Gebiet nach ab-geschlossenem Studium (Sachkunde durch Berufs -erfahrung; s. Kapitel 2.2);

(3) berufsbegleitende Fort- und Weiterbildung auf geo-technischem Gebiet (Sachkunde durch Fort- und Wei-terbildung; s. Kapitel 2.3).

Alle drei genannten Qualifikationsvoraussetzungen müs-sen vorliegen.

2.1 Sachkunde durch Hochschulstudium

(1) Die fachliche Qualifikation im Fachgebiet Geotech-nik wird grundsätzlich durch ein erfolgreich abge-schlossenes Studium in den Studiengängen Bauinge-


2 Die vormals üblichen Begriffe, z. B. Baugrund-, Gründungs- oderBodengutachten, wurden im Rahmen der europäischen Normungdurch die Begriffe Geotechnischer Untersuchungsbericht sowieGeotechnischer Bericht ersetzt.

53



nieurwesen oder Geotechnik oder im StudiengangGeologie mit mindestens zweijähriger Vertiefung in ei-ner ingenieurgeologischen bzw. geotechnischen Studi-enrichtung bzw. durch einen entsprechenden eigen-ständigen Masterstudiengang erfüllt. Der Nachweisdes erfolgreichen Hochschulabschlusses ist durch denErwerb des akademischen Grades Bachelor, Master,Diplom-Ingenieur oder Diplom-Geologe an einer deut-schen Hochschule (Universität, Technische Universi-tät, Technische Hochschule oder Fachhochschule)oder eines gleichwertigen akademischen Grades an einer ausländischen Hochschule erbracht (Regelanfor-derung gemäß Tabelle 1).

(2) Es sind die im Fächerkatalog der Tabelle 2 aufgeführ-ten Pflicht- und Wahlpflichtfächer im erforderlichenGesamtumfang nachzuweisen (ECTS-Leistungspunk-te). Grundlagen dieses Fächerkataloges sind die Stan-dards des Akkreditierungsverbundes für Studiengängedes Bauingenieurwesens (AS Bau) e.V., 2010 [3], mitEmpfehlungen zu den Lehrinhalten einer Bauinge-nieurausbildung und die Empfehlung „CurriculareMindestanforderungen an die Ingenieurgeologieaus -bildung“ [4] des Arbeitskreises 4.3 „Aus- und Weiter -bildung in der Ingenieurgeologie“ der Deutschen Ge -sellschaft für Geotechnik (Regelanforderung gemäß Ta-belle 2).

(3) Liegt eine fachliche Qualifikation nach Absatz (1) und(2) nicht vor, muss der Nachweis geführt werden, dassvergleichbare Inhalte der Regelanforderungen vorlie-gen (Ausnahmeregelung). Die Gleichwertigkeit mit einem Studium nach (1) ist erreicht, wenn die Kern -fächer einer geotechnischen Ausbildung gemäß Tabel-le 2 in den dort aufgeführten Pflicht- und Wahlpflicht-fächern im Gesamtumfang nachgewiesen werden.

2.2 Sachkunde durch Berufserfahrung

In Abhängigkeit vom akademischen Abschluss sind min-destens zwei Praxisjahre im Bereich der Geotechnik erfor-derlich, um Aufgaben verantwortlich bearbeiten zu kön-nen (Tabelle 3).

Für diese Praxisjahre sind sowohl Projekterfahrun-gen als auch Methodenkompetenz nachzuweisen:

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

Methodenkompetenzen (Nachweis für mindestens 3 Methoden):– Festlegung und Qualitätssicherung von Boden- und

Felskennwerten für den Baugrund auf Basis von Labor-und Feldversuchen

– Baugrundmodelle mit Beurteilung geologischer undgeotechnischer Risiken und/oder von Naturgefahren

– Standsicherheits- und Gebrauchstauglichkeitsnach -weise der Geotechnik

– Einsatz numerischer Verfahren in der Geotechnik– Baubegleitende geotechnische Überwachung und Do-

kumentation– Einsatz der Beobachtungsmethode: Geotechnische

Messungen, Monitoring und Interpretation– Analyse von Schadensfällen, Sanierung von Grün-

dungsschäden

2.3 Sachkunde durch Fort- und Weiterbildung

Sachverständige für Geotechnik haben sich nach ihremStudienabschluss beruflich fort- und weiterzubilden. Dieserfolgt durch den Erwerb von Kenntnissen und Fertigkei-ten, die entweder den aktuell ausgeübten Beruf betreffen(Fortbildung) oder aber über den aktuell ausgeübten Berufhinausgehen (Weiterbildung). Die Teilnahme an geotech-nisch anerkannten Fort- und Weiterbildungskursen, Semi-naren, Vorträgen und Tagungen ist nachzuweisen. Der

Tabelle 1. Anforderungen an das Hochschulstudium des Sachverständigen für GeotechnikTable 1. Requirements concerning the university degree for experts for geotechnical engineering

Studiengang Akademischer Grad StudiendauerECTS-Leistungspunkte*)

Studienrichtung (SR) [Semesterzahl kumuliert] Studium gesamt Grundlagen-Geotechnik

fächer**) Kernfächer**) Zusatzfächer**)

Bauingenieurwesen Bachelor 6 bis 8 180 bis 240Dipl.-Ing. (FH) 8 240

Geotechnik Dipl.-Ing. 9 oder 10 270 oder 300Master 10 300

Geologie, SR Bachelor 6 bis 8 180 bis 24060 15 25

Ingenieurgeologie Dipl.-Geol. 10 300Master in Master 10 300Ingenieurgeologie

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

Mindestumfang der Fort- und Weiterbildungsmaßnahmenbeträgt 24 Zeiteinheiten je 45 Minuten über einen Zeit-raum von 3 Jahren (nach Vorgaben einer noch zu ver -abschiedenden Fort- und Weiterbildungsordnung derDGGT.

4 Bezeichnung und Nachweis4.1 Bezeichnung

Auf Grundlage dieser Empfehlung wird die Berufsbe-zeichnung „Sachverständiger für Geotechnik, qualifiziertnach EASV der DGGT“ eingeführt, in Kurzform: „Sach-verständiger für Geotechnik nach EASV“. Diese Berufs -bezeichnung ist bei der Unterzeichnung GeotechnischerBerichte anzugeben. Soweit mehrere Sachbearbeiter an einem Geotechnischen Bericht beteiligt sind, muss der federführende Bearbeiter die EASV-Bedingungen erfül-len.

54



4.2 Nachweis

Der „Sachverständige für Geotechnik nach EASV“ hat sei-ne Sachkunde und Erfahrung nachzuweisen. Zum Nach-weis sind folgende Mindestangaben erforderlich:

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

Fächergruppe Pflichtfächer WahlpflichtfächerECTS*)-Anforderung

Pflicht Wahlpflicht Summe

Mathematisch- Mathematik Physiknaturwissenschaftliche Technische Mechanik Chemie

20 10Grundlagen EDV/Bauinformatik/GIS Darstellende Geometrie

Hydromechanik

Bauingenieurwesen Statik/Tragwerkslehre Baustoffe, Geotechnik Baukonstruktion Stahlbau/Holzbau

Massivbau Wasserbau, Wasserwirtschaft,Baubetrieb Verkehrswegebau 60

Geowissenschaften Allgemeine Geologie Hydrogeologie 15 15Mineralogie/Petrographie Regionale/Historische Geologie Tektonik/Strukturgeologie Quartärgeologie

Georisiken

Kernfächer Geotechnik Bodenmechanik Geotechnik-Vertiefung, z. B.Grundbau FelsmechanikIngenieurgeologie Fels-/Tunnelbau 10 5 15

StoffmodelleNumerische Modellierung

Zusatzfächer Geotechnik Projektarbeit und/oder Praktikum in der GeotechnikAbschlussarbeit in der Geotechnik oder IngenieurgeologieDeponien/Altlasten/Abfallwirtschaft

25 25Umweltgeotechnik, GeothermieTechnische GesteinskundeGeophysik, Baugrunddynamik

*) ECTS = European Credit Transfer and Accumulation System (Leistungspunkte)Anmerkungen: – Die Pflichtfächer müssen jeweils einzeln nachgewiesen werden und insgesamt dem angegebenen ECTS-Mindestumfang entsprechen.– Von den aufgeführten Wahlpflichtfächern sind mindestens drei Fächer im erforderlichen ECTS-Umfang für Wahlpflichtfächer nachzu -

weisen. Fehlende ECTS in den Wahlpflichtfächern können durch einen entsprechend höheren ECTS-Umfang in den zugehörigen Pflicht-fächern ausgeglichen werden.

– Die Lehrinhalte der Ingenieurgeologie (u. a. Minerale und Gesteine, Benennen und Klassifizieren von Boden und Fels, Wasser im Boden,Baugrunduntersuchung, Gebirgsverhalten) können im Lehrfach Bodenmechanik enthalten sein.

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hsp

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isch

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Tabelle 3. Anforderungen an die Berufserfahrung des Sach-verständigen für GeotechnikTable 3. Requirements of professional work experience forexperts for geotechnical engineering

Akademischer Berufserfahrung Geotechnische Grad Kategorie

Dipl.-Ing. 2 Jahre GK 2Master (M. Sc., M. Eng.)

5 Jahre GK 3Dipl.-Geol.

3 Jahre GK 2Dipl.-Ing. (FH)

5 Jahre GK 3

Bachelor4 Jahre GK 2

7 Jahre GK 3

55



(1) Name, Vorname, Titel(2) Geschäftsadresse(3) Nachweis der Sachkunde durch Hochschulstudium

(Ziff. 2.1)(4) Nachweis der Sachkunde durch Berufserfahrung an-

hand von Referenzprojekten (Ziff. 2.2)(5) Nachweise Fort- und Weiterbildung (Ziff. 2.3)

Projektbezogen müssen die organisatorischen Möglichkei-ten für die fachgerechte Erledigung der beabsichtigtenAufgaben vorhanden und die Haftung geregelt sein.

Der Sachverständige hat auf der Grundlage dieserEmpfehlung seine Sachkunde und berufliche Erfahrungeigenverantwortlich, im Streitfall ggf. auch vor Gericht,nachzuweisen. Die Nachweise können u. a. auch im Rah-men von Angeboten geotechnischer Leistungen vorgelegtwerden.

A Beiblatt EASV: Arbeitsgebiet der Sachverständigen für Geotechnik (informativ)

A.1 Aufgabenstellung in der Geotechnik

Das Arbeitsgebiet der Geotechnik ist sehr weit gefächertund befasst sich mit allen Fragen des Baugrunds. Bauwer-ke aller Art, insbesondere Wohnhäuser, Schulen, Kranken-häuser, Geschäfts- und Wirtschaftsgebäude, Industrieanla-gen, Hochhäuser und Türme mit einer Höhe bis zu mehre-ren hundert Metern werden auf dem Baugrund errichtet.Die gesamte Infrastruktur, Straßen, Eisenbahnen, Flug -häfen, Schifffahrtswege, Häfen, Hochwasserschutz- undKüstenschutzbauwerke, Tunnel, Kavernen, Staumauern,Talsperren, Wasser- und Energieleitungen, Abwasserbe-handlungsanlagen, Abfalldeponien und sonstige Bauwer-ke beanspruchen den Baugrund oder werden von diesembeeinflusst.

Natürlich bedingt oder aus früherer Nutzung kannder Baugrund mit Schadstoffen belastet sein und somit Ri-siken für die Umwelt beinhalten; die Sanierung kontami-nierten Baugrunds kann im Einzelfall eine anspruchsvolleAufgabe sein. Baugrund und Grundwasser müssen als be-schränkt zur Verfügung stehende Güter verstanden undvor Verunreinigungen geschützt werden. Der Baugrundspielt auch eine wichtige Rolle als Grundwasserspeichersowie für die geothermische Nutzung. Seine Nutzung ge-schieht in Abwägung möglicher weiterer Interessen (z. B.Gewinnung von Bodenschätzen). Die Sicherheit bau -licher Anlagen und der Infrastruktur vor Schäden infolgevon Erdbeben, Hangbewegungen, Bergsenkungen, Hebun-gen, Auslaugungen, Überflutung und sonstigen Natur -ereignissen ist weitgehend von der Baugrundsituation ab-hängig. Diese Beispiele verdeutlichen, dass der Baugrundim wahrsten Sinne des Wortes eine wesentliche Grund -lage für das Leben der Gesellschaft ist. Daraus ergibt sichfür die mit dem Baugrund befassten – auf dem Gebiet derGeotechnik tätigen – Sachverständigen eine besondereVerantwortung gegenüber der Gesellschaft sowohl imHinblick auf die öffentliche Sicherheit als auch im volks-wirtschaftlich sorgfältigen Umgang mit natürlichen Res-sourcen.

Bei der Vielfalt der Aspekte, unter welchen der Bau-grund zu betrachten ist, ist es für den Einzelnen kaumnoch möglich, für das gesamte Gebiet der Geotechnik um-

fassende Fachkompetenz zu besitzen. Insbesondere beikomplexen geotechnischen Aufgabenstellungen ist eine in-terdisziplinäre Zusammenarbeit von Fachleuten aus ver-schiedenen Fachgebieten erforderlich, vornehmlich vonIngenieuren und Geowissenschaftlern. Von allen in derGeotechnik tätigen Fachleuten werden einwandfreie Bei-träge auf den Arbeitsgebieten erwartet, für die sie auf-grund ihrer Sachkunde und Erfahrung kompetent sind.Einzelne technische Aufgabenstellungen bedingen sehrkonkrete Anforderungen an den mit der Lösung betrautenSachverständigen. Zum Schutz vor mangelhaften Leistun-gen bei geotechnischen Ingenieuraufgaben sind dieKenntnis der persönlichen Kompetenz und die Beachtungder Kompetenzgrenzen des für die Aufgabe verantwort -lichen Sachverständigen erforderlich.

A.2 Historische Entwicklung

Die konsequente Anwendung geotechnischer Erkenntnis-se im Bauwesen dokumentiert sich schon 1925/1926 inden Regelungen der RVO (Reichsverdingungsordnung)und auch in der seit den 1950er Jahren rasch fortschrei-tenden Entwicklung der entsprechenden DIN-Bestim-mungen und Richtlinien. Diese werden von Anfang an inden Arbeitskreisen der DGGT (seinerzeit DGEG) und denparallel arbeitenden Fachnormenausschüssen als fach -liche Verbindung zwischen DGGT und DIN ehrenamtlicherarbeitet und fortgeschrieben.

Im Vorschriftenband Grundbautaschenbuch II, Aus-gabe 1955 [5], sind die zu jener Zeit wesentlichen DIN-Normen 4020, 4021, 4022, 1054, 1055 enthalten und zurfachlichen Qualifikation 21 „Anerkannte Institute für Bau-grundfragen“ nach DIN 1054 (Ausgabe 1953) entspre-chend den Länderzulassungen aufgeführt. Persönlichefachliche Anforderungen an Baugrundgutachter sind imRegelwerk 1955 nicht definiert und wurden bei den aufge-führten Fachinstituten als selbstverständlich vorausge-setzt.

Nach dem fortgeschriebenen Verzeichnis der „Aner-kannten Grundbauinstitute“ in der 3. Auflage des Grund-bautaschenbuchs 1975, Band II [6] war die Anzahl der In-stitute auf 51 angewachsen und für jedes Institut ein „fürdie Prüfungen verantwortlicher Fachmann“ entsprechendden bauaufsichtlichen Länderzulassungen persönlich be-nannt.

Im Einführungserlass zur DIN 1054 von 1969 ist fest-gelegt, dass in schwierigen Fällen des Entwurfs und derBerechnung „in Grundbau und Bodenmechanik erfahre-ne Sachverständige“ hinzugezogen und für schwierigeGründungen nur Unternehmen mit der Ausführung beauf-tragt werden, die über „besondere Sachkenntnis und Er-fahrungen im Grundbau verfügen“. In der Ausgabe derDIN 1054 von 1976 waren weiterhin keine über die fachli-chen Anforderungen des Einführungserlasses hinausge-henden Anforderungen an den persönlichen Nachweisder geotechnischen Qualifikation angegeben.

Seit den Ausgaben der DIN 4020 von 1990 und 2003sowie erstmals in der DIN 1054 von 2005 werden die fach-lichen Anforderungen an Sachverständige für Geotechnikfür die neu eingeführten „Geotechnischen KategorienGK 1 bis GK 3“ dahingehend beschrieben, dass der Sach-verständige „fachkundig und erfahren auf dem Gebiet der

Geotechnik“ sein muss und für die Geotechnische Kate-gorie GK 3 vertiefte Kenntnisse und Erfahrungen auf den entsprechenden Teilgebieten besitzen muss. InDIN 4020:2010-12 lautet die Definition für den Sachver-ständigen für Geotechnik: „Sonderfachmann oder Fach-planer mit Sachkunde und Erfahrung auf dem Gebiet derGeotechnik“. Diese Forderung lässt jedoch offen, wie dieerforderliche „Sachkunde und Erfahrung“, d. h. Kompe-tenz, erreicht und nachgewiesen wird.

Bisher sind nach wie vor keine vom verantwort -lichen Sachverständigen für Geotechnik zu erfüllendenAnforderungen im Hinblick auf das Berufsbild und denAusbildungsgang vorgegeben, die nach DIN EN 1997(Teil 1 und Teil 2, Ziffer 1.3 (2)) sowie nach DIN 4020 undDIN 1054 vorausgesetzt werden müssen.

International war die Entwicklung in den 60er und 70er Jahren des 20. Jahrhunderts durch eine Differen-zierung der wissenschaftlichen Baugrunddisziplinen ge-kennzeichnet. Diese führte im Jahre 1962 zur Gründungder Internationalen Gesellschaft für Felsmechanik ISRMund der International Association for Engineering Geo -logy and the Environment 1970. Im nationalen Rahmenfand diese Differenzierung ihre Entsprechung in der Formierung von Fachsektionen innerhalb der DGEG und im Jahre 1993 zu einer Umbenennung der Deut-schen Gesellschaft für Erd- und Grundbau e.V. (DGEG) in Deutsche Gesellschaft für Geotechnik e.V.(DGGT).

Vor dem Hintergrund dieser Entwicklung ist es ausSicht der Deutschen Gesellschaft für Geotechnik e.V.(DGGT) – seit mehr als 60 Jahren als anerkannter fach -wissenschaftlicher Verein für die Fortschritte in der geo-technischen Normung maßgebend – erforderlich, das persönliche Anforderungsprofil für den Sachverständigenfür Geotechnik im Rahmen dieser Empfehlung zu definie-ren.

Der jetzt erreichte Stand der europäischen Normungund deren nationale Ergänzung gemäß DIN 4020:2010-12und DIN 1054:2010-12 ist dabei den fachlichen Vorausset-zungen dieser Empfehlung zugrunde zu legen.

In der derzeitigen Situation können die im Sinne derNormen DIN EN 1997, DIN 1054 und DIN 4020 auf demGebiet der Geotechnik tätigen Personen ohne speziellenNachweis der Sachkunde und Erfahrung Standsicher-heits- und Gebrauchstauglichkeitsnachweise sowie Geo-technische Berichte und geotechnische Fachplanungenausführen.

Zurzeit werden in der Praxis für Architektur- und In-genieurprojekte aller Größenordnungen Vergleichsange-bote für geotechnische Untersuchungen, Fachplanungen,Berichte und Gutachten eingeholt. Für geotechnisch nichtbewanderte Planer und Bauherrn ist jedoch vielfach einegewichtete Überprüfung der fachlichen Qualifikation desBieters und dessen Angebotes nicht möglich.

Die Auftragsvergabe an einen nicht ausreichend qua-lifizierten Sachverständigen für Geotechnik kann gravie-rende Risiken sowie Kostennachteile beim Bau und Be-trieb der baulichen Anlage und damit Gefahrenpotenzialeund wirtschaftliche Risiken zur Folge haben.

Im letzten Jahrzehnt hat sich entgegen der Weiter-entwicklung des von der DGGT bewirkten geotechni-schen Fortschritts die Lücke zwischen qualifizierten Ange-

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boten für geotechnische Ingenieurleistungen und nichtausreichend qualifizierten, risikobehafteten Angeboten zu-nehmend geöffnet. Es ist somit geboten, das geotechni-sche Berufsbild im Sinne der Anforderungen gemäß DINEN 1997, DIN 1054 und DIN 4020 für den Erwerb von„Sachkunde und Erfahrung“ zu definieren und darausMindestanforderungen für die Erstellung GeotechnischerBerichte abzuleiten sowie für die Berufstätigkeit zu ord-nen.

Es ist dringend notwendig geworden, entsprechendder verantwortlichen Beteiligung der Geotechnik an denGrundlagen der Entwurfsplanung, der Standsicherheits-und Gebrauchstauglichkeitsnachweise nach DIN 1054 dieentsprechenden Anforderungen sowohl für die derzeit Be-rufstätigen als auch für Studium und Praxis der künftigenBerufswege in der Geotechnik zu beschreiben.

Inzwischen sind im Anschluss an die 7. Auflage desGrundbautaschenbuchs die Bände 1: Allgemeine Regelnund 2: Erkundung und Untersuchung des Handbuchs Eurocode 7: Normenhandbuch Eurocodes, Geotechni-sche Bemessung erschienen, die vom Sachverständigenfür Geotechnik mit zu beachten sind.

A.3 Weitere Sachverständige in der GeotechnikA.3.1 Fachplaner für Geotechnik

Aufgaben und Funktion eines Fachplaners sind in derMusterbauordnung (MBO) festgelegt. Laut § 54(2) MBOist er heranzuziehen, wenn ein Entwurfsverfasser auf ein-zelnen Fachgebieten nicht die erforderliche Sachkundeund Erfahrung hat. Ein „Fachplaner für Geotechnik“ ist inder MBO nicht explizit erwähnt, wohl aber in DIN1054:2010-12. Insgesamt werden in der MBO geotechni-sche Belange nicht unmittelbar berücksichtigt. Es ist vor-geschrieben, dass „jede bauliche Anlage im Ganzen und inihren einzelnen Teilen für sich allein standsicher seinmuss“, womit auch der Baugrund der baulichen Anlageselbst (und nicht nur der von Nachbargrundstücken;§ 12(1) MBO) als subsumiert zu verstehen ist. Der Fach-planer für Geotechnik muss also die Sachkunde und Er-fahrung eines Sachverständigen für Geotechnik auf -weisen.Fachplaner sind für die von ihnen gefertigten Unterlagen,die sie zu unterzeichnen haben, verantwortlich. Sie sinddamit Mitglieder im Planungsteam und ihre planerischenLeistungen sind im Sinne der HOAI anteilsmäßig zu be-werten. Für das ordnungsgemäße Ineinandergreifen allerFachplanungen bleibt der Entwurfsverfasser (i. d. R. Ar-chitekten und Tragwerksplaner) verantwortlich.

A.3.2 Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau

Seit 1999 werden in den anerkannten Grundbauinstitutenpersönlich verantwortliche Fachleute in einer von derBundesingenieurkammer geführten Liste der „Sachver-ständigen für Erd- und Grundbau“ ausgewiesen. Durchdie Muster-Verordnung über die Prüfingenieure und Prüf-sachverständigen (M-PPVO) von 2006, zuletzt aktualisiertim September 2008, ist die Liste der „Sachverständigen fürErd- und Grundbau“ in das Verzeichnis der „Prüfsachver-ständigen für Erd- und Grundbau“ überführt und damit indas System der MBO integriert worden. Diese Fachleute,

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deren Kompetenz von einem Beirat der Bundesingenieur-kammer geprüft und festgestellt wird, stehen zur Unter-stützung der baustatischen Prüfstellen und Prüfingenieurenach Bauordnungsrecht der Länder bedarfsweise zur Ver-fügung. Prüfsachverständige sichern damit das Vieraugen-prinzip. Sie sind automatisch auch Sachverständige fürGeotechnik im Sinne dieser Empfehlung.

Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau prüfenund bescheinigen im Auftrag des Bauherrn oder des sons-tigen nach Bauordnungsrecht Verantwortlichen die Ein-haltung bauordnungsrechtlicher Anforderungen, soweitdies in der MBO oder in Vorschriften aufgrund der MBOvorgesehen ist; sie nehmen keine hoheitlichen bauauf-sichtlichen Prüfaufgaben wahr (M-PPVO: 2008-09, § 2(2)).Sie prüfen und bescheinigen insbesondere die Vollständig-keit und Richtigkeit der Angaben über den Baugrund hin-sichtlich Stoffbestand, Struktur und geologischer Einflüs-se, dessen Tragfähigkeit und die getroffenen Annahmenzur Gründung oder Einbettung der baulichen Anlage (M-PPVO: 2008-09, § 25).

Als Prüfsachverständige für Erd- und Grundbau können nur Personen anerkannt werden, die als Absol -venten der Studiengänge Bauingenieurwesen, Geotechnikoder eines Studiengangs mit Schwerpunkt Ingenieurgeo -logie ein Studium an einer deutschen Hochschule oder ein gleichwertiges Studium an einer ausländischen Hochschule abgeschlossen haben (M-PPVO: 2008-09,§ 23(1)1).

A.3.3 Öffentlich bestellte und vereidigte (ö.b.u.v.)Sachverständige

Nach § 36 der Gewerbeordnung werden von den Indus-trie- und Handelskammern Sachverständige für spezielleTeilgebiete der Geotechnik öffentlich bestellt und verei-digt. Diese Sachverständigen auf dem Gebiet der Geotech-nik, die von Gerichten, Behörden und der Öffentlichkeitzur Beantwortung spezieller geotechnischer Fragestellun-gen beauftragt werden können, verfügen auf dem bestell-ten Fachgebiet über besondere Sachkunde und Glaubwür-digkeit. Ihre fachliche Kompetenz wird durch den Sach-verständigen-Fachausschuss „Erdbau, Grundbau, Fels-bau“ geprüft und überwacht. Der Fachausschuss wird vonder IHK Nürnberg für Mittelfranken für die deutschen In-dustrie- und Handelskammern organisiert. Auch Inge-nieurkammern der Länder bestellen ö.b.u.v. Sachverstän-dige im Bereich Geotechnik.

A.3.4 EBA Sachverständige

Für Baumaßnahmen im Eisenbahnbau werden vom Eisen-bahn-Bundesamt (EBA) Sachverständige für Geotechnikmit entsprechender Erfahrung im Eisenbahnbau nach einem besonderen Prüfverfahren als „Gutachter/Prüfer inVerwaltungsverfahren mit dem EBA“ anerkannt.

Literatur

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

[2] Heiermann, W.: Planung und Ausführung aus juristischerSicht. In: Hettler, A.: Gründung von Hochbauten, Abschnitt1.2. Berlin: Ernst & Sohn, 1999.

[3] Standards 2010: Akkreditierung und Qualitätssicherung zeit-gemäßer Studiengänge des Bauingenieurwesens an deutschenHochschulen. Empfehlungen des Akkreditierungsverbunds fürStudiengänge des Bauwesens (ASBau) e.V. Berlin, 2010(www.asbau.org/dl/standards.pdf).

[4] Curriculare Mindestanforderungen an die universitäre Inge-nieurausbildung – 1. Empfehlung des AK 4.3 der DGGT „Aus-und Weiterbildung in der Ingenieurgeologie“. Geotechnik 29(2006), H. 1, S. 61.

[5] Smoltczyk, U. (Hrsg.): Grundbautaschenbuch, Band II: Nor-men und Richtlinien. Berlin: Ernst & Sohn, 1975.

[6] Smoltczyk, U. (Hrsg.): Grundbautaschenbuch, Band II: Be-stimmungen und Richtlinien. Berlin: Ernst & Sohn, 1955.

Mitwirkende am Entwurf Prof. Dr.-Ing. Helmut Bock Leiter Fachsektion Ingenieurgeologie der

DGGT und DGG, 2001-2008 Q+S Consult,Bad Bentheim

Prof. Dr. jur. Klaus Englert Fachanwalt im CBTR Centrum für Deut-sches und Internationales Baugrund-und Tiefbaurecht, Schrobenhausen

Dr.-Ing. Claus Erichsen Leiter Fachsektion Felsmechanik DGGT,Vizepräsident der ISRM, WBI Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende Ingenieure fürGrundbau und Felsbau, Aachen

Dr.-Ing. Erwin Gartung vormals Vorsitzender des Fachaus-schusses „Erdbau, Grundbau, Felsbau“, IHK Sachverständigenwesen, Nürnberg

Prof. Dr. Jörg Gründer Beratender Ingenieurgeologe, Geotech-nisches Institut Prof. Dr. Gründer GbR,Pyrbaum

Dipl.–Ing. Uwe Heinze ETN Erdbaulaboratorium Tropp-Neff u.Partner, Hungen

Dr.-Ing. Markus Herten Obmann AK 2.11Bundesanstalt für Wasserbau, Karlsruhe

Dr.-Ing. Jens Karstedt Präsident der Baukammer BerlinProf. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach Leiter Fachsektion Deponie und Altlasten

DGGT; Obmann Beirat für „Prüfsachver-ständige für den Erd- und Grundbau“Darmstadt

Dipl.-Ing. Hermann K. Neff 2007-2012 Obmann AK 2.11, Sachverstän-diger für Geotechnik ETN, Erdbaulabora-torium Tropp-Neff u. Partner, Hungen

Dipl.-Ing. Thomas Nendza Beratender Ingenieur, ELE, Erdbau-laboratorium Essen

Dr.-Ing. Franz-Reinhard Ruppert vormals Obmann Normen-AusschussDIN 4020, Sachverständiger für Geotech-nik, Braunschweig

Dr.-Ing. Bernd Schuppener Obmann AK 1.5 Sicherheit im Erd- undGrundbau

Prof. Dr.-Ing. habil. Reinhard Stellvertretender Obmann AK 2.11Schwerter Fakultät Bauwesen, Hoch-schule Zittau/Görlitz, Zittau

Dipl.-Ing. Ulrich Sieler Prüfsachverständiger für Erd- undGrundbau, Vorsitzender des Fachaus-schusses „Erdbau, Grundbau, Felsbau“bei der IHK Nürnberg für Mittelfranken,IHK Sachverständigenwesen, Nürnberg

Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann Keller Holding GmbH, OffenbachProf. Dr. habil. Kurosch Thuro Lehrstuhl für Ingenieurgeologie, Techni-

sche Universität München, Mitglied desVorstandes Fachsektion Ingenieurgeo -logie der DGGT & DGG

Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt Technische Universität München, Zentrum Geotechnik, Leiter DGGT-Fach-sektion Erd- und Grundbau


DGGT-Mitteilungen

10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 in Berlin

Die 10. ICG – 10th International Confe-rence on Geosynthetics (21. bis 25. Sep-tember 2014) wird von der DeutschenGesellschaft für Geotechnik und demGerman Chapter der IGS InternationalGeosynthetics Society in Verbindungmit der 33. Baugrundtagung (23. bis 26.September 2014) der DGGT im EstrelConvention Center in Berlin durchge-führt.

Call for Papers der 33. BaugrundtagungAb sofort können Abstracts zu folgen-den Themenschwerpunkten der 33. Bau-grundtagung 2014 eingereicht werden:

– Bodenmechanik– Infrastruktur– Tunnelbau– Spezialtiefbau– Erd- und Grundbau– Geotechnik und Naturgefahren– Regenerative Energien und Energie -

effizienz– Beobachtungsmethode und Qualitäts-

sicherung in der Geotechnik

Kurzfassungen von Vortragsvorschlägenfür die Hauptvortragsveranstaltung wer-den mit einem Umfang von maximal1 DIN A4-Seite bis zum 22. November

2013 an die Geschäftsstelle der DGGTerbeten (E-Mail: [email protected]).Längere Kurzfassungen werden nichtberücksichtigt.

Kurzfassungen für die Spezialsitzung„Forum für junge Geotechnik-Ingenieu-re“ (maximal 1 DIN A4-Seite) könnenebenfalls bis zum 22. November 2013 beider DGGT eingereicht werden (E-Mail:[email protected]). Auch hier werdenlängere Kurzfassungen nicht berücksich-tigt.

Alle Einsender von Kurzfassungen er-halten eine Eingangsbestätigung ihrerVortragsanmeldung.

Die Ankündigung der 33. Baugrund-tagung ist der vorliegenden Ausgabe dergeotechnik beigefügt.

Call for Papers der 10. ICGBulletin 1 mit Call for Papers der 10th

International Conference on Geosynthe-tics (10. ICG) ist im Mai 2012 erschie-nen. Kurzfassungen von Vortragsbeiträ-gen können bis zum 15. Mai 2013 überdie Konferenzwebsite www.10icg-ber-lin.com zu folgenden Themen einge-reicht werden (bitte beachten Sie, dassdie Einreichung für die 10. ICG nur on-line möglich ist):– Green Engineering, Sustainability and

Durability with Geosynthetics;– Use of Geosynthetics for Renewable

Energy;– Mining, Waste Management, Conta -

minated Sites and Environmental Protection;

– Roads, Railways and other Transpor-tation Applications;

– Reinforcement in Walls, Slopes, Embankments and Base Courses;

– Flood Control, Levee and Canals,Dams, Reservoirs and other HydraulicApplications;

– Drainage and Filtration Properties ofGeosynthetics;

– Geomembrane and Geosynthetic ClayLiner Barrier Systems;

– Case Histories and Innovative Uses ofGeosynthetics;

– Quality Control, Quality Assuranceand Accreditation;

– On-site Installation Technologies andMonitoring Programs;

– Soil-Geosynthetic Interaction andLarge-Scale Performance Testing;

– Design Approaches;– Regulations and Recommendations;– Looking to the Future with New

Geosynthetic Products.

DGGT-Mitteilungen

Estrel Convention Center in Berlin: Tagungsort der 33. Baugrundtagung und der 10. ICG in2014 (Foto: Estrel Berlin)

Bulletin 1 der 10th ICG International Con -ference on Geosynthetics (Quelle: DGGT)

Titelfoto: Estrel Convention Center Berlin(Quelle: Estrel Berlin (Fotograf: ManuelFrauendorf)), Berliner Bär (Quelle: Senats-verwaltung für Inneres und Sport des Landes Berlin)

59geotechnik 36 (2013), Heft 1

DGGT-Mitteilungen

Gemeinsame Fachausstellung von 10. ICG und 33. Baugrundtagung 2014 Da die 33. Baugrundtagung in direkterVerbindung mit der 10th InternationalConference on Geosynthetics stattfin-den wird, ist eine gemeinsame Fachaus-stellung beider Veranstaltungen vorgese-hen. Diese wird von der INTERPLANAG, Hamburg, selbstständig organisiertund durchgeführt (Ansprechpartnerin:Frau Sandra Rudolph, ProjektleiterinAusstellung, Tel.: (040) 32 50 92 40, E-Mail: [email protected]).

Auf der Website der 10. ICG(www.10icg-berlin.com) und auf der Website der Baugrundtagung(www.baugrundtagung.com) erhaltenSie alle wichtigen Informationen überdie Teilnahme an der 10. ICG sowie ander 33. Baugrundtagung 2014 und derbegleitenden Fachausstellung. Die Reservierung von Ausstellungsflächenwird ab Sommer 2013 möglich sein.

Verlängerte AusstellungszeitAufgrund der gemeinsamen Durchfüh-rung beider Tagungen wird die Fachaus-stellung voraussichtlich 4,5 Tage geöff-net sein (21. bis 25. September 2014,Sonntagabend bis Donnerstag) undnicht wie bei den sonstigen Baugrund -tagungen 2 Tage.

Fachsektion Felsmechanik

Wahl der FachsektionsleitungDie schriftliche Wahl der Leitung derFachsektion „Felsmechanik“ für dieAmtsperiode 2013 bis 2016 fand im vier-ten Quartal 2012 statt. Als Leiter wurdeDr.-Ing. Claus Erichsen, als 1. Stellver-treter Prof. Dr.-Ing. Lutz Wichter, als 2.Stellvertreter Univ.-Prof. Dr.-Ing. ConradBoley und als 3. Stellvertreter Dipl.-Ing.Thomas Hecht wiedergewählt.

Fachsektion Ingenieurgeologie

Wahl der FachsektionsleitungDie schriftliche Wahl der Leitung derFachsektion „Ingenieurgeologie“ für dieAmtsperiode 2013 bis 2016 fand eben-falls im vierten Quartal 2012 statt. AlsLeiter wurde Univ.-Prof. Dr. rer. nat. Dr. h. c. Rafig Azzam, als 1. Stellvertre-ter Univ.-Prof. Dr. habil. Kurosch Thuround als 2. Stellvertreter Dr.-Ing. Christian Wawrzyniak gewählt.

19. Tagung für Ingenieurgeologie in München

Die Fachsektion Ingenieurgeologie derDGGT und DGG führt vom 13. bis 16.März 2013 die 19. Tagung für Ingenieur-

geologie mit dem „Forum für junge Inge-nieurgeologen“ (am 13. März) in derTU München durch. Partner der Tagungsind die Fachsektion Ingenieurgeologieder Österreichischen Geologischen Ge-sellschaft/der Österreichischen Gesell-schaft für Geomechanik FI-ÖGG, dieSchweizerische Fachgruppe Ingenieur-geologie SFIG-GSGI sowie das Bayeri-sche Landesamt für Umwelt.

Das „Forum für junge Ingenieurgeo-logen“ bietet dem ingenieurgeologischenund geotechnischen Nachwuchs dieMöglichkeit, seine Diplom-, Bachelor-,Master- und Promotionsarbeiten vorzu-stellen. Die drei besten Vorträge werdenprämiert. Der beste Vortrag wird zu-gleich der Eröffnungsvortrag der Haupt-veranstaltung sein. Der erste Preisträgerwird die Fachsektion Ingenieurgeologieauf dem „Forum for Young EngineeringGeologists“ des IAEG XII Congress2014 in Turin, Italien, vertreten.

Die 19. Tagung für Ingenieurgeologiewird neue wissenschaftliche Erkenntnis-se und praktische Erfahrungen in derIngenieurgeologie, der Geotechnik undden benachbarten Fachgebieten vorstel-len und diskutieren. Die Tagungsthemenlauten:– Hangbewegungen im alpinen und

außeralpinen Raum;– Tunnelbau im alpinen und außer -

alpinen Raum;– Oberflächennahe und tiefe Geo -

thermie;– Natursteine, historische Bauwerke

und ihr Baugrund;– Freie Themen.

Am 13. März 2013 findet die Mitglieder-versammlung der Fachsektion statt.

Weitere Informationen zur Tagung:http://www.eng.geo.tum.de/tagung-ingenieurgeologie-2013/

Fachsektion Umweltgeotechnik

6. Symposium Umweltgeotechnik2013 in Freiberg (Sachsen)Das 6. Symposium Umweltgeotechnikder Fachsektion „Umweltgeotechnik“findet gemeinsam mit dem 7. FreibergerGeotechnik-Kolloquium am 13. und 14.Juni 2013 in Freiberg/Sachsen statt. DieVeranstaltung widmet sich dem Thema„Ressourcen & Geotechnik“.

Folgende Themenschwerpunkte sindvorgesehen: – Bergbauliche Geotechnik;– Umweltgeotechnik – Theorie +

Praxis;– Theoretische Bodenmechanik/Nume-

rik in der Geotechnik;– Ressourcen/Geothermie/Fläche;– Baupraxis – Geotechnik und mehr.

Kontakt: Univ.-Prof. Dr.-Ing. HerbertKlapperich, TU Bergakademie Freiberg,Institut für Geotechnik, Gustav-ZeunerStr. 1, 09596 Freiberg, E-Mail:[email protected]

1. Deutsche Bodenmechanik-Tagung

Unter der Schirmherrschaft der DGGTfindet am 7. Mai 2013 in Bochum dieerste deutschlandweite Bodenmechanik-Tagung statt. Veranstalter ist der Lehr-stuhl für Grundbau, Boden- und Fels -mechanik der Ruhr-Universität-Bochumin Kooperation mit dem Lehrstuhl Bau-grund-Grundbau der TU Dortmund. DieTagung versteht sich als Auftaktveran-staltung, der in regelmäßigen Abständenweitere Tagungen folgen sollen. Ziel istes, der deutschen Bodenmechanik in ihrer Vielfalt ein Forum zu schaffen,welches dem fachlichen Austausch undder Diskussion aktueller Fragestellungendient.

Die Tagungsthemen lauten:– Weiche Böden und Konsolidation;– Grenzzustand der Tragfähigkeit;– Grenzzustände bei zyklischer Be -

lastung.

Kontakt: Dr.-Ing. Yvonne Lins undDipl.-Ing. Nina Müthing, Ruhr-Univer -sität Bochum, Fakultät für Bau- undUmweltingenieurwissenschaften, Lehr-stuhl für Grundbau, Boden- und Fels -mechanik, Tel.: 0234/32 26135, Fax:0234/32 14236, E-Mail: [email protected] Information und Anmeldung demnächstmöglich unter: www.gbf.rub.de/boden-mechaniktagung2013.html

Aktivitäten der DGGT zur Nachwuchsförderung

Arbeitsgruppe für junge Mitglieder in der DGGT zu Besuch bei der jungen HTGAm 29. November 2012 war die Arbeits-gruppe „Entwicklungsplattform zur För-derung junger Mit glieder in der DGGT“im Rahmen ihrer 8. Sitzung zu Besuchbeim 4. Workshop der HTG „Die jungeHTG – Vom Sprung ins kalte Wasser“im Haus der Wissenschaft in Braun -schweig. Auf der Veranstaltung folgtenrund 160 Studenten sowie junge und er-fahrene Ingeni eure aus ganz Deutsch-land den spannenden Vorträgen ihrer„Kollegen aus der Pra xis“ und nutztendie Möglichkeit zur Diskussion von typi-schen Herausforderungen des Berufs-einstiegs. Ziel des Besuchs war ein Blicküber den Tellerrand der Arbeits gruppe,um zu sehen, wie der DGGT naheste-hende Gesellschaften junge Mitgliedereinbinden und gewinnen. Der Kontaktzur jungen HTG wurde durch den Vor-


DGGT-Mitteilungen

sitzenden der DGGT, Prof. Dr.-Ing.Georg Heerten, hergestellt und durch dieVerknüpfung des Workshops mit der Sit-zung der Arbeitsgruppe konnte ein ge-genseitiger Erfahrungsaustausch überdie Thematik der Nachwuchsförderungstattfinden.

Erkenntnisse waren, dass jüngereMitglieder durchaus den Sinn einer Mit-gliedschaft in einer Organisation wie derHTG oder der DGGT sehen und sichauch dort engagieren, diese An geboteaber auch zu ihren derzeitigen Interes-sen und Bedürfnissen passen müssen.Die hervorragend organisierte und mitsehr guten Referenten besetzte Veran-staltung erfüllte die Erwartungen, wasan der großen Resonanz zu sehen war.Weiter hin auffallend war der hohe An-teil junger Ingenieure aus Unternehmenund Be hörden, die an der Veranstaltungteilnahmen. Besonders hier sieht die Arbeitsgruppe mit telfristig ein Feld, demsie sich stärker zuwenden muss; dieDGGT muss sich Gedanken darübermachen, wie sie ihr Angebot für jungeIngenieurinnen und Ingenieure verbes-sern und diese stärker in unsere Gesell-schaft einbinden kann.

Die Arbeitsgruppe „Entwicklungs-plattform zur Förderung junger Mitglie-der in der DGGT“ geht auf eine Initia -tive von Prof. Heerten zurück und be-steht seit 2009. Junge Mitglieder aus denunterschiedlichen Fachbereichen derGeotechnik entwi ckeln und diskutierenin diesem Rahmen mit Mitgliedern desVorstandes und der Ge schäftsführungder DGGT Maßnahmen, die die Gewin-nung und Einbindung junger Mitgliederin die DGGT verbessern sollen. Als eineerste Maßnahme wurde die Internetseitewww.junge-geotechniker.de eingeführt,um Informationen für junge Mitgliederbereit zustellen. Zudem wurde eine regio-nal untergliederte Kommunikations-plattform aufgebaut, die sich aus denRegionalbeauftragten der Arbeitsgruppeeinerseits und anderseits aus jungenDGGT-Mitgliedern, den Lehrstühlenund Instituten für Geotechnik und Inge-nieurgeologie sowie den Außerordent -lichen Mitgliedern (Firmen) der DGGTzusammensetzt. Diese Kommunikati-onsplattform soll dazu dienen, den In-

formationsfluss und die Organisationder Zusammenarbeit zwischen jungenDGGT-Mitgliedern, Universitäten undFachhochschulen sowie den Außeror-dentlichen Mitgliedern (Fir men) derDGGT zu erleichtern. Beispielsweisekönnen so Informationen zu interessan-ten Veran staltungen, mögliche Exkur -sionsziele (Baustellen), Abschlussarbei-ten, Stellengesu che und weitere, für jun-ge Mitglieder relevante Themen schnellund zielgerichtet aus getauscht werden.Die im Rahmen der Baugrundtagungenstattfindende Informelle Zusammen-kunft der jungen Geotechnik-Ingenieurewurde zu einer Kommunikationsbörsefür den wissenschaftlichen Nachwuchserweitert, bei der Studierende und jungeIngenieure die Möglichkeit zum geselli-gen Austausch und zum Knüpfen vonKontakten untereinander und mit vorOrt anwesenden Vertretern der Außeror-dentlichen Mitglieder haben. Zudemwurde die Möglichkeit zur vergünstigtenAnreise und Teilnahme von Studieren-den und z. T. von jungen Ingenieuren zuTagungen zusammen mit Vorstand undGeschäftsführung der DGGT bei ver-schiedenen Veranstaltungen bereits um-gesetzt. Zukünftig ist auch ein Thema,neben organisatorischen auch verstärktinhaltliche Impulse zu entwickeln, umfür junge Mitglieder noch attraktiver zuwerden. So ist 2013 erstmalig geplant, einen Baustellentag der DGGT in deneinzelnen Regionen durchzuführen, beidem Baustellen mit überregionaler Be-deutung von jun gen und „alten“ Mitglie-dern der DGGT besucht werden und aufdem neben dem fachlichen Austauschauch die Möglichkeit zum Knüpfen vonKontakten besteht.

Zusammenfassend haben wir, als Mitglieder der Arbeitsgruppe „Entwick-lungsplattform zur Förderung jungerMitglieder in der DGGT“, immer mehrden Eindruck, dass sich über unter-schiedliche Ausbildungs- und Berufs -phasen hinweg die Interessen und Be-dürfnisse der Mitglieder unterschei denund dies bei der Einbindung und Unter-stützung der Mitglieder im Auge be -halten werden muss. Hier liegt auch die Möglichkeit für die Mitglieder, denUnterschied und Wert einer Mitglied-

schaft zu jeder Phase erfahrbar zu machen.

Dr. Tómas Fernández-Steeger, Vertre-ter der jungen Ingenieurgeologen in derArbeitsgruppe „Entwicklungsplattformzur Förderung junger Mit glieder in derDGGT“

ISSMGE International Society for Soil Mechanics and GeotechnicalEngineering

18. ICSMGE 2013 in ParisDie 18th International Conference on Soil Mechanics and GeotechnicalEngineering (18. ICSMGE) findet vom2. bis 5. September 2013 in Paris statt.Das Thema der Konferenz lautet: „Challenges and Innovations in Geo-technics“. Die DGGT hat am 22. Januar2013 insgesamt 33 Langfassungen, diezuvor begutachtet wurden, terminge-recht an das Organisationskommiteeder 18. ICSMGE weitergeleitet. Drei der ursprünglich zur Einreichung vorge-sehenen 36 Bei träge wurden von denAutoren zurückgezogen und konntensomit nicht weitergeleitet werden. Weitere Informationen: www.paris2013-icsmge.org

Prof. Gens zum Vize-Präsidenten EuropagewähltProf. Antonio Gens, Spanien, wurde imDezember 2012 zum neuen ISSMGE-Vize-Präsidenten Europa für die Amts -periode 2013 bis 2017 gewählt. Prof.Gens tritt am 6. September 2013 dieNachfolge von Prof. Ivan Vanicek, desderzeit noch amtierenden Vize-Präsi-denten Europa, an.

Terzaghi OrationDie nächste „Terzaghi Oration“ wird vonDr. Suzanne Lacasse, Norwegian Geo-technical Institute (NGI), Oslo, Norwe-gen, im Rahmen der „18th InternationalConference on Soil Mechanics andGeotechnical Engineering“ präsentiert.Die „Terzaghi Oration“ wurde im Jahr1983 zu Ehren des ersten Präsidentender ISSMGE, Prof. Karl von Terzaghi,ins Leben gerufen.

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


DGGT-Mitteilungen/Persönliches

ISSMGE – Young Geotechnical EngineerAwardsDie ISSMGE vergibt in diesem Jahr erst-mals „Young Geotechnical EngineerAwards“. Mit diesen Awards sollen dreijunge Mitglieder der ISSMGE ausge-zeichnet werden, die mit ihrer wissen-schaftlichen oder technischen Arbeit ei-nen herausragenden Beitrag zur Weiter-entwicklung der Geotechnik geleistethaben. Jede nationale Gesellschaft darfein ISSMGE-Mitglied nominieren, dasals Hauptautor einen Beitrag für dieletzte Regional Conference on Soil Me-chanics and Geotechnical Engineering(XVth ECSMGE Athen 2011) oder diekommende International Conference onSoil Mechanics and Geotechnical Engi-neering (18th ICSMGE Paris 2013) ein-gereicht hat. Die Nominierung erfolgtauf der Grundlage des eingereichtenBeitrages. Es kommen ausschließlichKandidaten in Frage, die am 31. Dezem-ber 2013 nicht älter als 36 Jahre sind.Die Entscheidung darüber, wen dieDGGT als Kandidaten nominiert, wirdauf der nächsten Vorstandssitzung derDGGT fallen.

ISSMGE BulletinDas ISSMGE Bulletin (Ausgabe Dezem-ber 2012) kann von der ISSMGE Web -site (www.issmge.org) abgerufen werden.Die genannte Ausgabe enthält u. a. einen Bericht von Prof. Paul Mayne,Chairman des TC 102 „Ground Proper-ty Characterization by In-Situ Tests“.Ein technischer Bericht widmet sichdem Thema „Protection of PersonalHouses from Liquefaction Problems“.Außerdem enthält die Dezember-Aus -gabe den 38. Bericht von Prof. Jean-Louis Briaud nach 1.155 Tagen Amtszeitals Präsident der ISSMGE.

Neuer Internetauftritt der ISSMGEDer Internetauftritt der ISSMGE wurdein den letzten beiden Jahren komplettüberarbeitet und zum Jahresende 2012 fertiggestellt. Die neugestalteteWebsite kann wie gewohnt unterhttp://www.issmge.org aufgerufen wer-den. Neben neuem Layout und Designkann die Seite mit einer Reihe von Ver-besserungen aufwarten. So können jetztbeispielsweise alle bisherigen ISSMGE-Webinars online aufgerufen und als Video angeschaut werden.

ISRM International Society for RockMechanics

ISRM NewsletterIn der Dezember-Ausgabe 2012 desISRM Newsletters berichtet ISRM-Präsi-dent Xia-Ting Feng in seiner „Neujahrs-ansprache“ über die Aktivitäten der Ge-

sellschaft im zurückliegenden Jahr undinformiert zudem über Neuigkeiten. Dieaktuelle Ausgabe des ISRM Newsletterssowie ältere Ausgaben können unterwww.isrm.net abgerufen werden.

ISRM Online Lectures SeriesDie ISRM ist im Februar 2013 mit einer„Online Lectures Series“ gestartet, diejährlich vier Vorträge aus verschiedenenGebieten der Felsmechanik umfassenwird. Die „Online Lectures“ werden aufder ISRM-Website zu einem vorab be-kannt gegebenen Termin und zu einerbestimmten Uhrzeit übertragen. In dennachfolgenden 48 Stunden können sichdie Zuhörer via E-Mail mit Fragen zumVortrag an den Referenten wenden. DerVortrag verbleibt online, so dass er auchspäter abgerufen werden kann. Die erste„Online Lecture“ wurde am 19. Februar2013 von Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. mont.Wulf Schubert, Leiter des Instituts fürFelsmechanik und Tunnelbau der TUGraz, Österreich und Vorstandsvorsit-zender der Österreichischen Gesell-schaft für Geomechanik, zum Thema„50 years NATM – from a constructionmethod to a system“ gehalten.

IAEG International Association for Engineering Geology and theEnvironment

IAEG NewsletterDie November-Ausgabe 2012 des IAEGNewsletters kann von der Website derIAEG unter www.iaeg.info abgerufenwerden. Sie berichtet u. a. über das Executive Committee Meeting und dasCouncil Meeting der IAEG, die am2. und 3. Juni 2012 in Banff, Kanada,stattfanden.

BMVBS unterstützt Arbeiten der InitiativePraxisRegelnBauDas Bundesministerium für Verkehr,Bau und Stadtentwicklung (BMVBS)stellt für die Jahre 2012 bis 2014 aus derForschungsinitiative ZukunftBau bis zu600.000 Euro für die Arbeiten der Pro-jektgruppen 1 „Sicherheitskonzept undEinwirkungen“, 2 „Betonbau“, 3 „Stahl-bau“ und 6 „Geotechnik“ der InitiativePraxisgerechte Regelwerke im Bauwesene.V. (kurz: PraxisRegelnBau) zur Ver -fügung. Die Forschungsanträge für dieArbeiten der Projektgruppen 4 „Holz-bau“ und 5 „Mauerwerksbau“ befindensich in Vorbereitung.

Kirsten Laackmann

In memoriam Hans Peter Dücker

Am 31. Januar 2013 verstarb Hafenbau-direktor a. D. Prof. Dr.-Ing. Hans PeterDücker kurz vor Vollendung seines65. Lebensjahres nach langer schwererKrankheit.

Der in der Hansestadt Lübeck ge -borene Hans Peter Dücker studierteBauingenieurwesen an der TU Braun-schweig, wo er auch promoviert wurde.Seit seiner Referendarausbildung im Jah-re 1974 war er für das Amt Strom- undHafenbau in Hamburg tätig. Nach sehrerfolgreicher Tätigkeit in wechselndenBereichen wurde er 2003 zum Amts -leiter des Amtes Strom- und Hafenbauernannt. Hafenbaudirektor Dr.-Ing. Dücker galt als ausgewiesener Fach-mann für Hafen-, Bau-, Verkehrs- undWirtschaftsfragen. Mit seinen Kenntnis-sen und vielfältigen Kontakten hat erzahlreiche zukunftsweisende Konzepteund Projekte realisiert und sich in he-rausragender Weise für die Vernetzungvon Wirtschaft und Wissenschaft einge-setzt. Die Entwicklung innovativer Kai-mauerbauweisen und -konstruktionen,die ausgleichende Betrachtung ökono-mischer und ökologischer Aspekte beiHafen- und Wasserstraßenprojekten –insbesondere bei der Elbe – und seineMitwirkung bei der Bereitstellung dernotwendigen Erweiterungsflächen fürdas Airbus-Werk in Hamburg-Finken-werder sind wichtige Wegmarken seinesberuflichen Wirkens.

Als große Herausforderung hat Dr.Dücker 2005 die komplexe Überführungdes Amtes für Strom- und Hafenbau zueiner privatwirtschaftlich handelndenHafenverwaltung in die Hamburg PortAuthority maßgebend gestaltet und um-gesetzt. Die Mitarbeiter auf diesem ehr-geizigen Weg mitzunehmen, war einesseiner Hauptanliegen. Dr. Dücker hatmit seiner hohen ingenieurtechnischenKompetenz und seinem leidenschaft -lichen Engagement die Weichen für dieZukunft des Hamburger Hafens gestellt.

Mit Prof. Dücker verliert unsereFachwelt einen hoch geschätzten Fach-

Persönliches


Persönliches/Tagungsberichte

mann des Hafenbaus und der Hafen-wirtschaft, der sich als langjähriger Vor-sitzender der Hafentechnischen Gesell-schaft e.V. (HTG) auch intensiv der Zu-sammenarbeit der Gesellschaften imtechnisch-wissenschaftlichen Bereichverpflichtet fühlte. Seine fachliche Hei-mat als Bauingenieur war der Hafenbau,aber auch in der Verkehrsplanung undLogistik sowie im Hochwasserschutzund in Umweltfragen wurden seine Meinung und sein Rat geschätzt.

Untrennbar mit seinem Namen ver-bunden sind die engagierte Nachwuchs-förderung durch die Wahrnehmung vonLehraufträgen an der TU Hamburg-Har-burg, die ihn 2008 zum Professor er-nannte, und die Förderung der „JungenHTG“ zur Integration junger Nach-wuchskräfte in die HTG. Besonders imFocus stand bei ihm auch die Zusam-menarbeit mit der Deutschen Gesell-schaft für Geotechnik e.V. (DGGT), dieu. a. über die gemeinsamen Arbeitskreise„Ufereinfassungen“ (hier war Dr. Dückerüber viele Jahre Mitglied), „Küsten-schutzwerke“ und „Dichtungssystemeim Wasserbau“ fachlich eng mit derHTG verbunden ist.

Die von Herrn Prof. Dücker in derHTG initiierte und gemeinsam mit derDGGT durchgeführte F+E-Initiative„Unsere Gewässer – Forschung tut Not“war ihm ein sehr wichtiges Anliegen, das2009 mit der Veröffentlichung des ge-meinsam herausgebrachten Werkes „Un-sere Gewässer – Forschungsbedarf ausSicht der Praxis“ in der Forschungspoli-tik der Bundesrepublik Deutschland Be-achtung und Würdigung fand.

Prof. Dücker nahm, die Zusammenar-beit der Gesellschaften aktiv tragend, alsVertreter der HTG an DGGT-Vorstands-sitzungen teil und war gern gesehenerGast auf DGGT-Baugrundtagungen.

Wir trauern um einen hoch geschätz-ten, engagierten Fachkollegen und För-derer unserer technisch-wissenschaft -lichen Gesellschaften. Unser Mitgefühlgilt seiner Familie.

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

41. Geomechanik-Kolloquium in Freiberg

Mit einem Teilnehmerrekord von über200 Fachkollegen fand am 16. Novem-ber 2012 das vom Lehrstuhl für Gebirgs-und Felsmechanik/Felsbau am Institutfür Geotechnik, dem IfG – Institut fürGebirgsmechanik GmbH Leipzig sowiedem Verein Freiberger Geotechnikere.V. (VFG) veranstaltete 41. Geomecha-nik-Kolloquium statt. Zu dieser Veran-staltung, die den Zusatz „45 Jahre Geo-technik-Ausbildung in Freiberg“ trug,konnten die Organisatoren neben Teil-nehmern aus dem Inland Gäste ausÖsterreich, der Schweiz, den Niederlan-den, Polen, Spanien, Schweden und ausVietnam begrüßen.

Das in drei Vortragsblöcke geglieder-te Tagungsprogramm befasste sich mitneuen Erkenntnissen aus dem vielfälti-gen Aufgabenspektrum der modernenFels- und Gebirgsmechanik.

So wurden zunächst Standsicher-heitsfragen im kolumbianischen End -böschungsbergbau auf Steinkohle (HerrKleiterp, Caterpillar Inc., Sliedrecht,Niederlande) und im kasachischen Kup-ferbergbau (Herr Schmidt, Terrasolum S. L., Santander, Spanien) diskutiert.

Einen weiteren Themenschwerpunktbilden gesteinsmechanische Versuche– an Sandsteinen (Herr Baumgarten,

TU Bergakademie Freiberg),– unter hochdynamischer Beanspru-

chung (Prof. Zhou, Central South University, Changsha, China) sowie

– unter echten triaxialen Belastungs -bedingungen (Dr. Smolnik als Ver -treter für Prof. Kwasniewski, TU Gliwice, Polen).

Darüber hinaus sind – im Zusammen-hang mit Geothermieprojekten – dieVerfahrensweise sowie ausgewählte Er-gebnisse von Spannungsmessungen inder Erdkruste vorgestellt worden (HerrKlee, Mesy-Solexperts GmbH Bochumund Dr. Vietor, Nagra, Wettingen,Schweiz).

Im Vortragsblock „Salzmechanik –Endlagerung“ ist zunächst über Detail-untersuchungen zur Notfallvorsorge fürdas Bergwerk Asse II berichtet worden(Dr. Kamlot, IfG Leipzig). Anschließendstellte Herr Breustedt (DBE GmbH, Peine) Ergebnisse von Prognoseberech-nungen zum Gebirgsverhalten und zurAusbaubelastung im Zuge der Umrüs-tung des Schachtes Konrad (bei Salz -gitter) zum Endlager für radioaktive Ab-fälle mit vernachlässigbarer Wärmeent-wicklung vor.

Numerische Computerberechnungenstanden auch im Mittelpunkt der folgen-den Beiträge– zur Modellierung eines Solkavernen-

feldes im alpinen Haselgebirge (HerrHuber und Herr Dr. Kellerbauer, Müller & Hereth GmbH, Freilassing)sowie

– zu Grundlagenuntersuchungen zur Mikrostruktursimulation (Frau Wagner, TU Bergakademie Freiberg).

Den Schwerpunkt des abschließendenVortragsblockes zu aktuellen Infrastruk-tur-Großprojekten im Alpenraum bilde-ten geomechanische Probleme beimBau des Straßentunnels de Fréjus imfranzösisch-italienischen Grenzgebiet(Dr. Tirpitz, Bilfinger Berger Ingenieur-bau GmbH, Wiesbaden) sowie beim Baudes Gotthard-Basistunnels im AbschnittSedrun (Herr Holstein, Pöyry Infra AG,Sedrun, Schweiz).

Tagungsberichte

Eröffnung und Begrüßung durch Prof. Konietzky


Tagungsberichte

Im Rahmen des 41. Geomechanik-Kolloquiums sind wiederum die Franz-Kögler-Preise des Vereins FreibergerGeotechniker e.V. verleihen worden,und zwar an– Herrn Dr.-Ing. Michael Stahl

(ITASCA Consultants GmbH, Gelsen-kirchen) für seine Dissertation (Sonderpreis) sowie

– Herrn Dipl.-Ing. Andreas Wenzel (TU Bergakademie Freiberg) für seineDiplomarbeit.

Die Tagung ist zudem durch eine kleineFachausstellung von Firmen mit geo-technisch-gebirgsmechanischer Ausrich-tung umrahmt worden, die v. a. in denKonferenzpausen sehr gut besucht war.

In der Veröffentlichungsreihe des Instituts für Geotechnik der TU Berg-akademie Freiberg (Herausgeber: H. Konietzky) sind im Heft 2012-1 – zu-meist englischsprachig – die 13 Fachvor-träge des Kolloquiums, der Kurzbeitragdes Franz-Kögler-Sonderpreisträgersund darüber hinaus zwei Beiträge vonDoktoranden am Lehrstuhl für Gebirgs-

Sitzungsleiter Prof. Stephansson und Prof. Zhou Dr. Vietor beim Vortrag

Verleihung des Franz-Kögler-Sonderpreises 2012 an Dr. MichaelStahl

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

Fachausstellung im Foyer des Tagungsgebäudes


Tagungsberichte

und Felsmechanik über deren aktuelleForschungsergebnisse enthalten.

Der Tagungsband kann – solange derVorrat reicht – über das Sekretariat desLehrstuhls bezogen werden. Den würdi-gen Abschluss dieses Konferenztages bildete der Fachschaftsabend für alleTeilnehmer im Freiberger Brauhof.

Das nächste Freiberg-Leipziger Geo-mechanik-Kolloquium wird am 15. No-vember 2013 in Leipzig stattfinden.

Prof. H. Konietzky, Dr. A. Hausdorf

8. Hans Lorenz Symposium: Gründung von Offshore-Bauwerken

Das 8. Hans Lorenz Symposium wid -mete sich der Gründung von Offshore-Bauwerken und damit einem besondersaktuellen Thema der Geotechnik. Aufder wegen der Fülle an Beiträgen undbesonderen Aktualität des Themen-schwerpunktes erstmalig an zwei Tagenstattfindenden Veranstaltung stellten Referenten aus Ingenieurpraxis und For-schung den aktuellen Stand und innova-tive Projekte auf diesem Gebiet vor unddiskutierten mit rund 300 Teilnehmernüber offene Fragestellungen und zukünf-tige Herausforderungen.

Die renommierte Hans Lorenz Vorle-sung wurde dieses Jahr von Prof. StavrosSavidis gehalten, der in seinem Beitragzu den „Bodenmechanischen Herausfor-derungen bei der Bemessung von Off-shore-Gründungen“ zunächst auf nume-rische Simulationsverfahren zur reali-tätsnahen Modellierung von Herstel-lungsvorgängen im Offshore-Bereich –unter anderem des Eindringvorgangesder Füße (Spudcans) von mobilen Hub-plattformen und -schiffen – einging undim Weiteren die Simulation des realenBodenverhaltens durch bodenmechani-sche Element- und Modellversuche be-handelte, wobei insbesondere die The-matik der unregelmäßigen, multiaxialen

zyklischen Belastung, die für durchWind und Wellen beanspruchte Off-shore-Gründungen charakteristisch ist,diskutiert wurde. Trotz zahlreicher, gera-de auch an der TU Berlin durchgeführ-ter erfolgreicher Forschungsvorhaben zudiesen Themen zeigte Prof. Savidis dennoch erheblichen Forschungsbedarf beidiesen Fragestellungen auf.

Das Tagungsprogramm umfasste Bei-träge zum aktuellen Stand der Genehmi-gungsverfahren von Offshore-Wind-parks, zur Optimierung von Erkun-dungsstrategien für Offshore-Bauwerke,zur Planung und Ausführung von Mono-pile-Gründungen in der Nordsee sowiezur Mantelreibung von Rammpfählen,die in der Ostsee in Kreide und damit inein auch gegen Strukturänderungensehr sensibles Halbfestgestein einbin-den, in dem es zum Tragverhalten vonRammpfählen bisher erst vergleichs -weise wenige Erfahrungswerte gibt.

Einen Themenschwerpunkt bildeteerwartungsgemäß die Thematik der Be-messung von Pfählen unter zyklischerBelastung. Während für axial-zyklischePfahlbeanspruchungen inzwischen ver-schiedene rechnerische Ansätze zur Be-rücksichtigung der zyklischen Tragfähig-keitsminderung in nichtbindigen Bödenzur Verfügung stehen, zugleich aber ak-tuell weitere experimentelle und theore-tische Untersuchungen u. a. bei der Bun-desanstalt für Materialforschung und -prüfung (BAM) laufen, ist der Kenntnis-stand zum Pfahltragverhalten unterhorizontalen, multiaxialen Beanspru-chungen noch gering, gleichwohl aber,u. a. für Monopile-Gründungen, von be-sonderer Bedeutung.

Weiterhin waren die Optimierungvon Gründungsstrukturen, die Installa -tion von Offshore-Anlagen und dieKolkbildung bzw. der wichtige Kolk-schutz an Offshore-Gründungen Gegen-stand weiterer Vorträge und Diskussio-nen.

Am zweiten Tag des Symposiumswurden zunächst Maßnahmen zur Qua-

litätskontrolle und Probebelastung vonOffshore-Rammpfählen vorgestellt, be-vor in weiteren Beiträgen über aktuelleOffshore-Gründungskonzepte und -pro-jekte berichtet wurde, wie z. B. dasSTRABAG-Konzept mit flach gegründe-ten Schwergewichtsfundamenten, dieProjekte Shelf Geo-Explorer und RAVEoder das „Offshore-Foundation Drilling(OFD)-Verfahren“, bei dem als Grün-dungselement ein Monopile mittels ei-ner in diesem verspannten Bohreinheitin den Seeboden – nahezu erschütte-rungs- und schallemissionsfrei – einge-bohrt wird. Auch Themen wie die Mög-lichkeiten und Grenzen der räumlichenBaugrundbeurteilung mittels Bohrloch-seismik und die Beurteilung des Trag -verhaltens von Groutverbindungen vonOffshore-Windkraft anlagen wurden be-handelt.

Ergänzt werden die zum Schwer-punktthema gehörenden Beiträge tradi-tionell durch einen Vortrag zu aktuellenSpezialtiefbauprojekten in Berlin, dies-mal das sehr anspruchsvolle Projekt derU-Bahnlinie U5 in Berlin-Mitte mit sei-ner 2,2 km langen Strecke zwischendem Alexanderplatz und dem Branden-burger Tor.

Hervorzuheben ist der gelungeneFestabend mit einem Bankett in der Peter-Behrens-Halle, zu dem Herr Dipl.-Ing. Jörgen Thiele, Vorstand und Vorsit-zender des Wissenschaftlichen Beiratsder Stiftung Offshore-Windenergie, dieFestrede hielt.

In der Summe vereinte das 8. HansLorenz Symposium hochinteressanteVorträge zu einer der – wie auch die leb-haften Diskussionen auf dem Symposi-um belegen – aktuell wohl spannendstenund größten Herausforderungen in derGeotechnik, nämlich der Gründung vonOffshore-Windkraftanlagen. Wohl seltengalt es, wie bei dieser Aufgabenstellung,technisches Neuland in so kurzer Zeit,aber auch in so großer bautechnischerDimension zu betreten. Die Verantwor-tung, das Trag- und Verformungsverhal-

Prof. Dr.-Ing. Stavros Savidis bei der Begrüßung zum Festbankett Vortrag von Herrn Dipl.-Ing. Hans Kahle


Tagungsberichte/CBTR-Nachrichten

ten von durch Wind und Wellen unregel-mäßig, multiaxial, zyklisch belastetenOffshore-Gründungen über die Lebens-dauer realistisch und zuverlässig zuprognostizieren, ist groß. Selten aberauch war die Bedeutung der Geotechnikgrößer und – zumindest teilweise auchin der Gesellschaft – anerkannter als imRahmen der Energiewende und demlaufenden Ausbau der regenerativenEnergiequellen. Diese Herausforderun-gen bedingen zumindest noch für dienächsten Jahre einen erheblichen For-schungsbedarf u. a. hinsichtlich der Simulation von Herstellungs- und Instal-lationsvorgängen und der Entwicklungvon realitätsnahen, bodenmechanischbegründeten Bemessungsverfahren.

Die große Vielfalt der Themenstel-lungen, die sich in den Beiträgen desHans Lorenz Symposiums widerspie-gelt, zeigt, dass technisch und ökono-misch optimierte Lösungen nur mit in-terdisziplinären Ansätzen zu erreichensind, die alle Aspekte der Konzeption,der Bemessung, der Ausführung und derÜberwachung bzw. des Unterhalts vonOffshore-Gründungen ganzheitlich be-rücksichtigen.

Die Beiträge des 8. Hans LorenzSymposiums wurden im Heft Nr. 60 derVeröffentlichungen des Grundbauinsti-tutes der TU Berlin publiziert. Dasnächste Hans Lorenz Symposium findetam 26. September 2013 statt.

Univ.-Prof. Dr.-Ing. habil. Christian Moormann

Vorbereitungen für interdisziplinäreCBTR-Tagung laufen

In Lübeck gastiert am 28. Juni 2013 dieinterdisziplinäre Fachtagung des Cen-trums für deutsches und internationalesBaugrund- und Tiefbaurecht (CBTR).Hochkarätige Fachvorträge aus recht -licher und technischer Sicht erwartendie Teilnehmer. Einer der Referentenwird Prof. Dr. Rolf Kniffka sein. Er istVorsitzender des VII. Senats des BGHund damit sozusagen „oberster deut-scher Baurichter“. Aus technischer War-te wird unter anderem Prof. Dr.-Ing. Rolf

Katzenbach von der TU Darmstadt vor-tragen. Das Thema: Baugrund und seinetechnischen und rechtlichen Auswirkun-gen. Anmeldungen sind noch möglich,unter anderem unter [email protected].

„Probleme am Bau sind in der Regelnur zu lösen, wenn man alle Disziplinenrechtzeitig an einen Tisch holt“, betontCBTR-Präsident Prof. Dr. jur. AxelWirth. Genau nach diesem Prinzip funk-tioniert zum inzwischen 8. Mal auch diezweijährliche Fachtagung des CBTR:Bauingenieure, Unternehmer, Auftrag -geber, Sachverständige, Techniker, Kauf-leute, Baujuristen und Vertreter von Ver-sicherungen treffen sich und tauschensich aus über aktuelle Fragen rund umdas Bauen in die Tiefe. Austragungsortist diesmal das Hotel Radisson Blu inLübeck.

Bereits am Vorabend der Tagung, al-so am Donnerstag, 27. Juni, treffen sichdie Teilnehmer zu einem informativen„Come-together-Abend“ mit einer fach -lichen Einstimmung in Lübeck. Bei die-sem werden die Themen abgesteckt, undes besteht ausreichend Gelegenheit zumfachlichen Austausch und zum Knüpfenvon Kontakten aller am Bau beteiligterVertreter aus Technik, Recht und Bau -betrieb.

Am 28. Juni erwarten die Teilnehmerwieder hochkarätige Fachvorträge zuaktuellen Themen aus allen Bauberei-chen. Auch hier setzt sich der interdis-ziplinäre Charakter fort: Neben Inge-nieur- werden auch wieder juristischeThemen auf der Vortragsliste zu findensein. „So kann jeder vom anderen ler-nen, neue Erfahrungen sammeln undmehr Verständnis für die andere Be-trachtungsweise entwickeln“, betontRechtsanwalt Dr. jur. Günther Schalk,der zusammen mit seinen Kollegen Dr.jur. Bastian Fuchs und Prof. Dr. jur.Klaus Englert die Tagung organisiert.Techniker und Juristen beispielsweise sehen naturgemäß am Bau auftretendeProbleme aus einem jeweils anderenBlickwinkel. „Wenn eine Lösung zustan-de kommen soll, dann klappt diese aller-dings nur, wenn jeder den anderen nichtnur hört, sondern auch versteht“, so Dr.Schalk.

Die traditionelle Exkursion nach denFachvorträgen führt diesmal zu Landeund zu Wasser durch die Umgebung vonLübeck. Dipl.-Ing. Tim Babendererdewird während der Schifffahrt auf derTrave zu aktuellen Tiefbauprojekten inNorddeutschland referieren. Einen wei-teren Höhepunkt erleben die Teilneh-mer mit dem Festabend. Neben einemfestlichen Menü und einem entspre-chenden Programm bildet die Verlei-hung des CBTR-Tiefbaurechtspreises anjeweils einen verdienten Techniker undJuristen den Höhepunkt.

CBTR-Nachrichten

Im Hinblick auf die nur begrenztmögliche Teilnehmerzahl (150) emp-fiehlt es sich, möglichst zeitnah unterder E-Mail-Adresse [email protected] eineVoranmeldung vorzunehmen. Dort gibtes auch nähere Informationen. Natür-lich sind auch Nichtmitglieder zu derTagung herzlich eingeladen.

§ Das aktuelle Urteil §

Gutachten lässt auf sich warten –Ordnungsgeld?

Bauprozesse entscheidet, ebenso wie je-den anderen Rechtsstreit vor Gericht,natürlich der gesetzliche Richter – sosteht es in der Zivilprozessordnung(ZPO). Faktisch relativiert sich das inder Praxis häufig: Freilich schreibt derRichter das Urteil; was inhaltlich darinenthalten ist, gibt aber nicht selten eingerichtlich bestellter Sachverständigervor, der per Beweisbeschluss technischeSachverhalte aufzubereiten hat. Ebensonicht selten dauert es eine gefühlteEwigkeit, bis Sachverständige ihr Gut-achten vorlegen. Währenddessen stehtder Prozess notgedrungen still. EinerEntscheidung des OLG Karlsruhe vom2. August 2012 (Az. 7 W 26/12) lag einFall zugrunde, in dem ein gerichtlicheingesetzter Gutachter über Monate sei-nem Auftrag nicht nachkam. Das LGMannheim hatte ihm daraufhin eineNachfrist gesetzt und ein Ordnungsgeldangedroht. Nachdem trotz der Drohungnichts passierte, belegte das LG denGutachter mit einem Ordnungsgeld von800 Euro. Der Sachverständige legte da-gegen Rechtsmittel ein.

Das OLG gab dem Gutachter Recht –er musste das Ordnungsgeld nicht zah-len. Der Grund lag aber in einem Form-fehler, den das LG begangen hatte. In§ 411 ZPO ist klar geregelt: Ein Gerichtkann eine Frist für die Gutachtenerstel-lung bestimmen. Erst wenn diese ver -strichen ist, kann ein Gericht eineNachfrist setzen und ein Ordnungsgeldandrohen. Im vorliegenden Fall fehlte esalso an der ersten Frist. In der Praxisfehlen leider häufig derartige Fristset-zungen, die durchaus geeignet wären,ohnehin lange dauernde Bauprozesse et-was zu beschleunigen. Hier haben aberauch die Parteien über ihre Anwälte dieMöglichkeit, steuernd einzugreifen unddie Gerichte an diese Möglichkeit zu er-innern.

Verkürzung der Verjährung für Werklohn in AGB möglich?

Jeder Unternehmer kennt das Problem:Vor allem zum Jahresende hin sind alle


CBTR-Nachrichten

offenen Posten zu untersuchen, obWerklohnansprüche gegebenenfalls ver-jähren. Dabei besteht bei VOB-Verträ-gen im Regelfall eine dreijährige Verjäh-rungsfrist, beginnend am Ende des Ka-lenderjahres, in dem der Anspruch fälliggeworden ist. Doch dabei stellt sich dieFrage: Kann es auch eine kürzere Fristgeben? Oder kann eine solche zwischenAuftraggeber und Auftragnehmer – inAGB oder individualvertraglich – verein-bart werden?

Der Bundesgerichtshof (BGH) hattejetzt eine solche Situation zu bewertenin seinem Urteil vom 6. Dezember 2012,Az. VII ZR 15/12. Der Bauunternehmerhatte mit dem Auftraggeber vereinbart,dass für die auszuführenden Elektroar-beiten ein bestimmter Werklohn zu zah-len war. Weiter waren die VOB, Teile Bund C vereinbart. Schließlich wurde,nicht ungewöhnlich, abweichend von§ 13 Abs. 4 VOB/B eine fünfjährigeMängelhaftungszeit vereinbart. Außer-dem vereinbarten die Parteien: „Die An-sprüche des AN auf Werklohn verjährenin zwei Jahren“.

Es stellte sich heraus, dass die beidenletztgenannten Regelungen hier als All-gemeine Geschäftsbedingungen (AGB)vereinbart worden waren. Der Unterneh-mer klagte den offenen Werklohn von2.041,20 Euro ein. Erste und zweite In-stanz wiesen die Klage ab bzw. die Beru-fung zurück. Nicht so der BGH, er hobdie Entscheidung auf und verwies andas Berufungsgericht zurück mit folgen-den Gedanken: „Das Berufungsgericht hat im Wesent -lichen ausgeführt, die Verkürzung derVerjährungsfrist für Werklohnforderun-gen auf zwei Jahre in der AGB-Klausel inZiffer IX des Werkvertrags begegne kei-nen Bedenken. Damit habe die Frist fürdie Verjährung der in der Schlussrech-nung vom 1. Juni 2006 geltend gemach-ten Vergütungsforderung gemäß§ 199 Abs. 1 BGB spätestens am 1. Janu-ar 2007 zu laufen begonnen. Infolge derHemmung durch die nachfolgendenVerhandlungen der Parteien bis zum5. März 2007 habe die Verjährungsfristfaktisch erst am 6. März 2007 zu laufenbegonnen. Die Verjährung sei am6. März 2009 eingetreten. Die am 18. Ju-ni 2009 bei dem Amtsgericht eingegan-gene Klage sei daher nicht mehr geeig-net gewesen, die am 6. März 2009 einge-tretene Verjährung zu hemmen.

Dies hält der rechtlichen Nachprü-fung nicht stand. Entgegen der Auffas-sung des Berufungsgerichts benachtei-ligt die Verkürzung der Verjährungsfristfür den Werklohnanspruch in Allgemei-nen Geschäftsbedingungen des Auftrag-gebers den Auftragnehmer unangemes-sen, denn sie verstößt gegen das gesetz -liche Leitbild des § 195 BGB und es

sind keine Interessen des Auftraggeberserkennbar, die eine derartige Verkür-zung rechtfertigen könnten (…). Daraufkommt es indessen für die Entscheidungdes Senats nicht an, nachdem die Be-klagte in der mündlichen Verhandlungvor dem Senat auf die Einrede der Ver-jährung verzichtet hat. Der Schuldnerkann durch einseitige Erklärung auf dieEinrede der Verjährung unabhängig vonderen Eintritt auch noch in der Revi -sionsinstanz verzichten (BGH, Urteilvom 15. April 2010, Az. III ZR196/09, BGHZ 185, 185 Rn. 17).

Der Senat kann in der Sache nichtselbst entscheiden, weil das Berufungs-gericht keine hinreichenden Feststellun-gen zur Berechtigung des Restvergü-tungsanspruchs sowie zur Hilfsaufrech-nung der Beklagten mit einem Scha-densersatzanspruch getroffen hat. DasBerufungsurteil war daher aufzuhebenund die Sache an das Berufungsgerichtzur erneuten Verhandlung und Ent-scheidung zurückzuverweisen.“

Die Entscheidung des BGH über-rascht nicht. Auch in der Vergangenheitist der Senat immer wieder streng mitRegelungen in AGB umgegangen, die all-zu sehr von dem gesetzlichen Leitbildabweichen (z. B. hier die Abweichungvon der regelmäßigen dreijährigen Ver-jährungszeit). Auch in anderen Schwer-punktbereichen finden sich derartigeEntscheidungen immer wieder einmal,so z. B. auch zu der häufig wiederkeh-renden Frage, ob das Baugrundrisiko inAGB auf den Unternehmer übertragenwerden kann. Letztlich kommt es regel-mäßig darauf an, ob Treu und Glaubennoch eingehalten werden. Wenn nicht,dann kann eine AGB-Klausel Risikennicht überwälzen. Individualvertraglichschaut es naturgemäß anders aus: Ist eine solche Risikoübernahme zwischenden Parteien ausgehandelt, so kann derUnternehmer ein Risiko sehenden Augesauch übernehmen – und muss mit denKonsequenzen leben. Denn eines hatder Senat auch bereits entschieden: Esist nicht die Aufgabe des BGH, eine be-wusste Risikoeingehung durch den Un-ternehmer „zu retten“, wenn das Risikoeintritt. Eine Ausnahme könnte allen-falls dann gelten, wenn dies für den Un-ternehmer existenzbedrohend ist unddie Geschäftsgrundlage komplett wegge-fallen ist. Doch dieser Fall ist nur seltentatsächlich gegeben.

Budget des AG überschritten –Ausschreibung aufzuheben?

Dieser Fall ist in der Praxis leider nichtselten: Ein öffentlicher Auftraggeber(AG) hebt ein Vergabeverfahren auf,weil selbst das preisgünstigste Angebot

„deutlich“ über der Preisschätzung desAG gelegen war und damit das Budgetfür das Bauvorhaben überschritten wür-de. Das geht so einfach nicht, sagt jetztder BGH in einem Urteil vom 20. No-vember 2012 (Az. X ZR 108/10): Esreicht nicht aus, dass das günstigste An-gebot die Kostenschätzung überschrei-tet. Die Rechtmäßigkeit der Aufhebungeiner Ausschreibung kann laut BGH nureinzelfallbezogen festgestellt werden.

Dem Auftraggeber darf laut dem Ur-teil nicht das Risiko einer deutlich über-höhten Preisbildung zugewiesen werden.Die Aufhebung einer Ausschreibung darfandererseits aber auch kein Instrumentzur Korrektur der in Ausschreibungenerzielten Submissionsergebnisse sein.Übersetzt heißt das: Zunächst hat dieVergabekammer und im Falle einer so-fortigen Beschwerde gegen deren Ent-scheidung das zuständige OLG zu prü-fen, ob die Kostenschätzung des AG„vertretbar“ erscheint, also ordnungsge-mäß nach den zugrunde zu legenden Parametern mit realistischen Preisen er-stellt wurde. Ist das nicht der Fall, wirdes bereits schwierig für eine Aufhebungdes Verfahrens. Ist die Kostenschätzungin Ordnung, hat der AG vor einer Aufhe-bung wiederum erst zu prüfen, ob nichtnur alle Angebote die geschätzte Bau-summe übersteigen, sondern insbeson-dere, welches Maß die Überschreitungannimmt. Erst wenn selbst das preis-günstigste Angebot ganz beträchtlichüber der Schätzung liegt – hier dürftevon einem Delta von rund 30 % auszu-gehen sein –, darf der AG das Vergabe-verfahren aufheben und neu ausschrei-ben.

Dr. jur. Günther Schalk, RA und FA für Bau-

und Architektenrecht, Lehrbeauftragter für Bau-, Vergabe-

und Umweltrecht

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Dissertationen

Claas Meier, Universität der Bundeswehr München

Untersuchungen zur Mikrostruktur und zum Setzungsverhalten vonLössböden

Zur Fortführung der Forschungstätigkeitauf dem Gebiet der Hydrokonsolidationvon Lössböden richtet sich das Interesseder Arbeit auf die Untersuchung der mi-krostrukturellen Beschaffenheit sowieauf die Erfassung des vorhandenen Ver-formungspotenzials eines rezent gebilde-ten, afghanischen Lössbodens. Die sichaus der Betrachtung des Wissensstandesergebenden offenen Fragestellungen indiesem Bereich bildeten die Arbeits-schwerpunkte der geführten geoche -mischen und bodenmechanischen Un-tersuchungen.

Mit Hilfe von Eluatanalysen sowieröntgendiffraktometrischen Untersu-chungen wurde die genaue mineralischeZusammensetzung ermittelt und der An-teil an leicht wasserlöslichen Mineralienverifiziert. Darüber hinaus wurde derEinfluss der Porengröße auf den Gradder infolge Hydrokonsolidation zu er-wartenden Verformung anhand raster-elektronenmikroskopischer Aufnahmenuntersucht.

Im Schwerpunkt der Arbeit steht dieErfassung und Bewertung der beim Vor-gang der Hydrokonsolidation maßge-benden Bodenkennwerte. Hierzu wur-den in Anlehnung an die chinesischeNorm „GBJ 128“ modifizierte Ödome-terversuche durchgeführt. Basierend aufden ermittelten Versuchsergebnissenpräsentiert die Arbeit eine empirisch-de-duktiv abgeleitete Prognosemethode, an-hand derer die infolge Hydrokonsolida-tion zu erwartenden Setzungen quanti-tativ abgeschätzt werden können. Fürdiese Abschätzung wurden in der ArbeitBemessungsdiagramme abhängig vonder vertikalen Spannung und der Boden-dichte bzw. der Porenzahl formuliert.

Prof. Dr.-Ing. Conrad Boley, 13. Januar 2012

Lars Beuth, Universität Stuttgart

Formulation and Application of a Quasi-Static Material Point Method

Die Arbeit befasst sich mit der numeri-schen Analyse großer Verformungspro-zesse. Vorgestellt wird eine speziell fürdie Analyse quasi-statischer geotechni-scher Problemstellungen entwickelte

Variante der Material Point Method(MPM).

Die MPM kann als Erweiterung derklassischen Updated-Lagrangian FiniteElemente-Methode (FEM) betrachtetwerden. Sie verwendet zur Diskretisie-rung eines Festkörpers zusätzlich zu ei-nem FE-Netz eine Punktmenge, die sichim Verlauf einer Berechnung durch dasFE-Netz bewegt. Die Verschiebungender Punkte bilden die beliebig großenVerformungen des Festkörpers ab. Ver-zerrungen des Netzes, die zu numeri-schen Ungenauigkeiten führen, tretenhierbei im Unterschied zur Updated-La-grangian FEM nicht auf. Im Gegensatzzu den meisten Implementierungen derMPM verwendet die entwickelte quasi-statische Variante kein explizites, son-dern ein implizites Zeitintegrationssche-ma. Hierdurch wird die bei expliziter In-tegration bestehende Begrenzung derSchrittgrößen umgangen. Zur Modellie-rung von Boden-Bauwerk-Interaktionwurden in der FEM hierzu häufig einge-setzte Interface-Elemente für den Ein-satz mit der MPM erweitert.

Im zweiten Teil der Arbeit werden mitder quasi-statischen MPM durchgeführ-te effektive Spannungsanalysen vonDrucksondierungen in normalkonsoli-diertem wassergesättigtem undrainier-tem Ton behandelt. Im Unterschied zubisherigen Studien wurde hierbei einhochwertiges Bodenmodell eingesetzt,dass sowohl die Lastabhängigkeit alsauch die Anisotropie der Festigkeits -eigenschaften von Tonböden berück-sichtigt. Die Ergebnisse deuten an, dassfür normalkonsolidierten Ton auf verein-fachten undrainierten Berechnungen basierende Korrelationen zwischen demSpitzendruck der Sonde und der undrai-nierten Scherfestigkeit anwendbar sind,sofern der Spitzendruck auf eine an-hand von Einfachscherversuchen ermit-telte Scherfestigkeit bezogen wird.

Prof. Dr.-Ing. Pieter A. Vermeer, 14. Februar 2012

Tim Welskopf, Bergische Universität Wuppertal

Untersuchungen zum Tragverhalten von Pfählen unter aktiver Horizontal -belastung

Vertikale Pfähle tragen aktive Horizon-talbelastungen am Pfahlkopf durch hori-zontale Bettungsspannungen auf denumgebenden Boden ab. Dabei wird dermobilisierbare Pfahlwiderstand durchdie Pfahl-Boden-Interaktion bestimmt.Deren schon bei statischer Belastung zubeobachtende Komplexität ist auf dasnichtlineare Tragverhalten des Bodens,

die lokale Kraftübertragung zwischenPfahl und Boden sowie die räumlicheKomponente des Problems zurückzu-führen. Bei zyklischer oder dynamischerBelastung des Pfahles wird der Schwie-rigkeitsgrad noch durch die unterschied-liche Steifigkeit des Bodens bei einemRichtungswechsel der Beanspruchungsowie die belastungsinduzierte Verände-rung der Lagerungsdichte erhöht. Daherwurden in dieser Arbeit sowohl klein-maßstäbliche Modellversuche als auchnumerische Untersuchungen mit Hilfedreidimensionaler Finite Elementedurchgeführt.

In den physikalischen Modellversu-chen mit unterschiedlich dicht gelager-tem, trockenen Sand wurden Einzel-pfähle (schwimmend) unter statischer,zyklischer und dynamischer (f ≤ 7 Hz)Horizontalbelastung betrachtet; Mess -ergebnisse waren Last-Verschiebungs -kurven des Pfahlkopfes sowie aus Dehnungsmessungen am Pfahlschaft zu-rückgerechnete Biegemomentenvertei-lungen. Als Prototyp wurde ein Stahl -betonpfahl mit 30 cm Durchmesser und5 m Einbindetiefe im Maßstab 1:12 ab-gebildet. Um herstellungsbedingte Ein-flüsse zu berücksichtigen, erfolgte derEinbau der Modellpfähle durch vertika-les Einpressen.

Das entwickelte FE-Modell des umge-benden Bodens, basierend auf dem hypoplastischen Stoffgesetz mit intergra-nularer Dehnung, wurde zur Nachrech-nung der Modellversuche, der Verbesse-rung des Modellgesetzes und für Para-meterstudien am Prototyp verwendet.Damit kann die Veränderung der Bo-deneigenschaften während der stati-schen, zyklischen oder dynamischen Be-lastung simuliert werden. Während diePfahl-Boden-Interaktion bei Bohrpfäh-len zufriedenstellend beschrieben wird,so dass verschiedene Parameterstudienbezüglich der Boden-und Kontakteigen-schaften durchgeführt werden konnten,lässt sich das im Modellversuch beob-achtete Verhalten eines Verdrängungs-pfahles unter zyklischer oder dynami-scher Belastung wegen der örtlichenVerspannungen noch nicht zutreffendreproduzieren.

Prof. Dr.-Ing. Matthias Pulsfort, 28. Februar 2012

Bericht des Lehr- und Forschungsgebie-tes Geotechnik an der Bergischen Uni-versität Wuppertal (Hrsg. Prof. Dr.-Ing.M. Pulsfort), Bericht Nr. 33, Wuppertal2012

Dissertationen


Dissertationen

Bert Schädlich, Technische UniversitätGraz, Institut für Bodenmechanik undGrundbau

A Multilaminate Constitutive Model for Stiff Soils

In dieser Arbeit wird ein multilaminatesStoffgesetz für Finite Elemente-Berech-nungen vorgestellt, in dem anisotropeSteifigkeiten bei sehr kleinen Dehnun-gen und das Entfestigungsverhalten stei-fer, überkonsolidierter Tonböden be-rücksichtigt werden können. PlastischeDehnungen werden in multilaminatenStoffgesetzen auf voneinander unabhän-gigen sogenannten Integrationsebenenberechnet, wodurch Anisotropie infolgeplastischer Verformungen in einer physi-kalisch plausiblen Form abgebildet wer-den kann. Es wird gezeigt, dass der ge-wählte Ansatz zur Modellierung aniso-troper elastischer Steifigkeit die Band-breite physikalisch möglicher Parameterabdeckt. Die Scherfestigkeit und dasEntfestigungsverhalten überkonsolidier-ter Tonböden werden im Modell durcheine zusätzliche Hvorslev-Fließflächeauf den Integrationsebenen gesteuert.Dilatantes Materialverhalten ist ein Re-sultat der Überkonsolidierung und erfor-dert keine zusätzlichen Materialparame-ter. Berechnungsergebnisse mit diesemModell werden mit experimentellen Da-ten von undrainierten Triaxialversuchenan zwei überkonsolidierten Tonbödenverglichen. Zur Vermeidung von Netzab-hängigkeit und numerischer Instabilitätdurch die Reduzierung der Scherfestig-keit wird ein nichtlokales Kontinuumfür die Entfestigungsvariable verwendet.

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

Prof. Helmut F. Schweiger, 25. April 2012

Thomas Becker, Technische Universität Kaiserslautern

Materialverhalten eines teilgesättigtenbindigen Bodens unter zyklischerBelastung

Für einen teilgesättigten Modellbodensind experimentelle Untersuchungenausgeführt, die sowohl die Teilsättigungdes Bodens während der Belastung alsauch die zyklischen Einwirkungen unterdrainierten Randbedingungen berück-sichtigen. Die Teilsättigung ist durch eine Saugspannungsmessung mittels Miniaturtensiometer in einer zyklischenTriaxialzelle erfasst. Es kann gezeigt

werden, dass im Probeninnern gegen-über den Probenendflächen keine signi-fikant abweichenden Wassergehalte undsomit konstante Anfangssaugspannun-gen vorliegen. Vor allem bei der Applika-tion von zyklischen Beanspruchungenzur Ermittlung des Materialverhaltensist dieser Umstand von Bedeutung. Mitden Untersuchungsergebnissen konntendie Parameterfunktionen eines elasto-plastischen Stoffgesetzansatzes in Ab-hängigkeit von der Anfangsporenzahl,des Anfangssättigungsgrades sowie desisotropen Spannungszustandes unterBerücksichtigung der zyklischen Ein-flussgrößen – dieses sind die axiale de-viatorische Spannungsamplitude unddie Lastzyklenzahl – für einen Frequenz-bereich von 0,005 bis 0,01 Hz über einenSeparationsansatz aufgestellt werden.Die Kopplung der Teilsättigung erfolgtdabei über den Sättigungsgrad anhandder porenzahlabhängigen Saugspan-nungscharakteristik (SWCC).

Alle untersuchten teilgesättigten Bo-denproben weisen in der zyklischenLastphase durchgehend eine zyklisch-deviatorische Dehnungsverfestigung auf.Ab einer Lastzyklenzahl größer 560 sta-gnieren die zyklisch bedingten Verfor-mungen und es entsteht ein quasi-statio-närer Verformungs- und Porendruckzu-stand. Dabei zeigen Wechselversuche ei-ne signifikant höhere Verformungs- undSaugspannungsamplitude als Schwell-versuche. Die aufgestellten Beziehungengelten für einen Wertebereich der An-fangssättigungsgrade größer 82 % undder Anfangsporenzahl von 0,52 bis 0,64.

Prof. Dr.-Ing. habil. Christos Vrettos, 18. Juni 2012

Michael Eckl, Technische Universität München

Tragverhalten von Rohrschirmdeckenbeim Tunnelbau im Lockergestein

Im bergmännischen Tunnelbau werdenSchirme aus weit vorauseilenden Roh-ren oder Injektionsbohrankern zuneh-mend häufig zur Sicherung des Gebirgesan der Ortsbrust verwendet. In der ge-nannten Arbeit wird das Tragverhaltendieser Schirme in Lockergesteinen un-tersucht. Grundlage dazu sind Berech-nungen nach der Methode der FinitenElemente bei Variation der wesentlichenEinflussparameter. Die Auswertung derBerechnungsergebnisse erlaubt Rück-schlüsse auf das Tragverhalten derSchirme und ihre Interaktion mit demumgebenden Gebirge.

Die stabilisierenden Eigenschaftender Schirme werden dargestellt und untersucht. Ihre mechanischen Grund-

lagen und Voraussetzungen werden ana-lysiert. Es kann gezeigt werden, dassdurch die Schirme die Ausnutzung imGebirge am Abschlag reduziert wird.Die Sicherheit des Vortriebs gegen einen möglichen Verbruch steigt.

Die Auswirkungen der Schirme aufdie sonstigen Sicherungsmittel des Tun-nelvortriebs sowie auf Verformungenund Setzungen werden aufgezeigt. Da -rüber hinaus werden die im Rohrschirmentstehenden Schnittgrößen diskutiert.Ihre Entstehung und ihr Verlauf werdenaus den Spannungstrajektorien an Orts-brust und Abschlag erklärt.

Anschließend wird ein Prognosemo-dell für die Ermittlung der relevantenRohrschirmschnittgrößen aus den Er-gebnissen der FE-Berechnungen abgelei-tet. Ein Bemessungsverfahren analogden Regelungen der EA-Pfähle wird vor-geschlagen. Bis dato verwendete, einfa-che Modelle zur Beschreibung des Rohr-schirmverhaltens werden untersucht. Eszeigt sich, dass sie das Tragverhaltensder Schirme nur in Teilen abbilden kön-nen. Schließlich wird eine Methodikvorgeschlagen, mit der die Schnittgrö-ßen eines Rohrschirms in situ gemessenwerden können.

Die Arbeit ist unter http://media-tum2.ub.tum.de/node?id=1094674 zu-gänglich.

Univ. Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, 4. Juli 2012

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

A Contribution to Slope StabilityAnalysis with the Finite ElementMethod

Das Hauptziel von Böschungsbruchbe-rechnungen ist der Entwurf sicherer undwirtschaftlicher Böschungsbauwerke so-wie die Einschätzung der Standsicher-heit natürlicher Hänge. Dazu ist es er-forderlich, mögliche Versagensmecha-nismen zu erfassen, die kurz- und lang-fristige Standsicherheit einzuschätzensowie den potenziell destabilisierendenEinfluss von Umweltfaktoren zu berück-sichtigen. Die zur Verfügung stehendenBerechnungsmethoden variieren in denzugrunde liegenden theoretischen An-nahmen, wodurch sich zwangsläufig ei-ne Variation der Berechnungsergebnissein Abhängigkeit von der verwendetenMethode ergibt. Das verwendete Be-rechnungsverfahren sollte in der Lagesein, die tatsächlichen mechanischenVorgänge innerhalb des Böschungskör-pers möglichst realistisch abzubilden. Indieser Arbeit wird hierfür die Finite Ele-


Dissertationen

mente-Methode verwendet, mit welcherundrainiertes Materialverhalten, Redu-zierung der Scherfestigkeit mit akkumu-lierten Dehnungen, Teilsättigung unddie Prozesse bei rascher Absenkung desWasserspiegels abgebildet werden kön-nen. Ergebnisse von numerischen Be-rechnungen unter Berücksichtigung ei-ner kontinuierlichen Materialentfesti-gung mit den Ergebnissen bei abrupterReduzierung der Scherfestigkeit werdenverglichen. Diese Berechnungen wurdenmit einem einfachen Mohr-Coulomb-Stoffgesetz und einem komplexen Multi-laminaten Stoffgesetz durchgeführt. Fürdie numerische Simulation eines Han-ges mit teilgesättigten Bodenverhältnis-sen bei Beregnung und Grundwasserab-senkung wird die Verformungsberech-nung vollständig mit einer instationärenStrömungsberechnung gekoppelt. DerEinfluss der hydraulischen Bodeneigen-schaften auf das Verhalten des Hangeswird mit dieser Vorgehensweise berück-sichtigt.

Prof. Helmut F. Schweiger, 4. Juli 2012

Gang Qiu, Technische Universität Hamburg-Harburg

Coupled Eulerian LagrangianSimulations of Selected Soil-StructureInteraction Problems (GekoppelteEuler-Lagrange-Modellierung vonausgewählten Boden-Bauwerk-Interaktionsproblemen)

Die Arbeit befasst sich mit der numeri-schen Simulation von großen Boden-und Strukturverformungen. Das Ziel derArbeit ist es, die physikalisch-mechani-schen Vorgänge für drei Fragestellungennumerisch zu modellieren, um Rück-schlüsse auf die im Boden und in derStruktur verursachten Beanspruchungenund Verformungen zu ziehen. Hierfürwird die gekoppelte Euler-Lagrange-Me-thode (CEL) ausgewählt. Die erweiterteHypoplastizität wird in Form einer „usersubroutine“-VUMAT in Abaqus/Explicitimplementiert, um die Anwendung derCEL-Methode auf die Simulation vonTon-Struktur-Interaktionen zu erwei-tern. Drei Fragestellungen werden indieser Arbeit behandelt: Erddruckab-schirmung beim Hafenbau, Absetzen eines Spudcans von Offshore-Hubplatt-formen und Grundberührung von Schif-fen. Für die erste Fragestellung wird derAbstand zwischen der Spundwand undder ersten Pfahlreihe als einer der wich-tigsten Einflussparameter nachgewiesen.Ein neuer Ansatz für die Berechnungder Erddruckabschirmung wird entwi-ckelt. In der zweiten Anwendung wird

die Scherfugenbildung während des Ein-dringvorgangs des Spudcans visualisiert,um den dominierenden Versagensme-chanismus bei verschiedenen Eindring-tiefen zu verdeutlichen. Die dritte An-wendung ermöglicht eine sehr gute Wiedergabe des Bremswegs und derKontaktkraft während der Grundberüh-rung eines Schiffes. Die Ergebnisse derArbeit dienen dem besseren Verständnisdes Tragverhaltens moderner Kaikon-struktionen und der Fundamente derOffshore-Hubplattformen sowie des Ver -haltens von Schiffen und können eineGrundlage für weitere Forschungs -arbeiten bieten.

Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 13. Juli 2012

Somar Ghassoun, Leibniz Universität Hannover

Numerical Modeling of Spatial Passive Earth Pressure

In der Arbeit wird räumlicher Erdwider-stand in Sandböden mittels numerischerSimulationen untersucht. In Finite Ele-mente-Berechnungen unter Anwendungdes hypoplastischen Stoffgesetzes wurdeder verschiebungsabhängige Erdwider-stand auf starre Wände bei unterschied-lichen Bewegungsmodi berechnet. Dabei wurde auch die durch die Druck-abhängigkeit des Reibungswinkels (Ba-rotropie) bedingte Abhängigkeit des Erd-widerstandsbeiwerts von der Wandhöheuntersucht. Es zeigt sich, dass sich beimräumlichen Erdwiderstand genau wiebeim ebenen Fall für Parallelverschie-bung der größte Erdwiderstand ergibt.Für Kopfverdrehung ergeben sich rd. 10bis 20 % kleinere Erdwiderstände. Be-züglich der Größe der Verschiebung imBruchzustand ergibt sich, dass bei klei-nen Verhältnissen von Wandbreite zuWandhöhe (Räumlichkeitsverhältnis)zwar größere Erdwiderstandsbeiwerteauftreten, für die Mobilisierung dieserWiderstände aber auch größere Ver-schiebungen erforderlich sind. DieBruchverschiebung ist außerdem vonder Absoluthöhe der Wand und erwar-tungsgemäß von der Lagerungsdichtedes Sandes abhängig. Aus den Ergebnis-sen wird ein Ansatz zur Berechnung desErhöhungsfaktors für die räumlicheBruchverschiebung in Bezug zur Bruch-verschiebung im ebenen Fall abgeleitet.Dieser Faktor ist nur noch vom Räum-lichkeitsverhältnis und der absolutenWandhöhe abhängig. Für die Verschie-bungsabhängigkeit des Erdwiderstandswurde eine allgemeine Mobilisierungs-funktion entwickelt, welche als Parame-ter die Lagerungsdichte des Sandes, das

Räumlichkeitsverhältnis und den Wand-bewegungsmodus enthält.

Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus, 23. Juli 2012

Christian Lackner, Technische Universität Graz

Prestressed reinforced soil – Concept,investigations and recommendations

In der Arbeit wird das Konzept der Vor-gespannten Bewehrten Erde (PRSi) zurVerbesserung des Last-Verformungsver-haltens von Strukturen aus BewehrterErde vorgestellt. Es werden die Ergebnis-se experimenteller und numerischer Un-tersuchungen eines mit Geogittern be-wehrten granularen Bodens präsentiert.Die Ergebnisse der weggesteuerten sta -tischen Laborversuche zeigen eine be-trächtliche Verbesserung des Last-Ver-formungsverhaltens der Bewehrten Erd-körper im Fall einer Vorspannung nachdem Konzept der PRSi. Darüber hinauswurden zyklische Last-Verformungsver-suche in Weimar durchgeführt. Die ma-kroskopischen Ergebnisse zeigen, dasssich die Verformungen unter zyklischerLast mit dem Konzept der PRSi reduzie-ren. Neben der Untersuchung zum ma-kroskopischen Last-Verformungsverhal-ten wurden mit Hilfe der PIV-Methodemesoskopische Analysen durchgeführt.Des Weiteren wurden numerische Simu-lationen, basierend auf der Finiten undDiskreten Elemente-Methode genutzt,um die makro- und mesoskopischen Laborergebnisse zu validieren. Dabei ge-währleisteten mittels Computer AidedDesign entwickelte clumps (diskrete Bo-denpartikel) und Geogitterstrukturen ei-ne detaillierte mesoskopische Modellie-rung der Boden-Geogitter-Interaktion.Die Ergebnisse der diskreten numeri-schen Berechnung validieren die experi-mentellen Ergebnisse und verbesserndas grundlegende Verständnis des me-chanischen Verhaltens von Vorgespann-ter Bewehrter Erde. Praktische Bemes-sungs- und Einbauempfehlungen schlie-ßen die Arbeit ab. Die Dissertation ist inenglischer Sprache verfasst.

Em. Univ.-Prof. Dipl.-Ing. Dr. techn. Stephan Semprich,21. September 2012


Dissertationen

Dirk Wegener, Technische Universität Dresden

Ermittlung bleibender Bodenverfor -mungen infolge dynamischer Belastungmittels numerischer Verfahren

In der Arbeit wird gezeigt, wie man dieBodensteifigkeit bei sehr kleinen Deh-nungen sowie die Abnahme der Steifig-keit mit zunehmender Scherdehnung inLabor- und Feldversuchen ermittelnkann. Dazu werden typische Eigenschaf-ten mineralischer und organischer Bödeneinschließlich Korrelationen zusammen-gestellt und wesentliche Unterschiedezum Bodenverhalten bei großen Dehnun-gen, insbesondere hinsichtlich der Steifig-keit und der Spannungsabhängigkeit, auf-gezeigt.

Weiterhin wird dargelegt, wie man mitdem hypoplastischen Stoffgesetz mit in-tergranularen Dehnungen das Bodenver-halten bei kleinen Dehnungen wirklich-keitsnah erfassen kann und wie die Stoff-parameter zu bestimmen sind. Für dierealistische Erfassung des Bodenverhal-tens infolge zyklischer Belastung ein-schließlich der Ausbildung von Hysterese-schleifen wird eine Modifizierung des hy-poplastischen Stoffgesetzes unter Einfüh-rung eines zusätzlichen Stoffparametersvorgenommen. Es wird gezeigt, wie dieserParameter in zyklischen Laborversuchenbestimmt werden kann und wie damit dieAkkumulation von Dehnungen bei drai-nierten Bedingungen bzw. von Porenwas-serdrücken bei undrainierten Bedingun-gen zuverlässig prognostiziert werdenkann.

Anhand der dynamischen Beanspru-chung eines Eisenbahndammes auf wei-chem, organischem Untergrund wird dasmodifizierte hypoplastische Stoff gesetzmit intergranularen Dehnungen für einbodendynamisches Randwert problemangewendet und gezeigt, dass damit dasBodenverhalten realistisch abgebildetwerden kann. Die Berechnungsergebnis-se zeigen eine gute Übereinstimmung mitErgebnissen von Schwingungsmessungenund Langzeitverformungsmessungen.

Es werden bodendynamische Berech-nungen zur Wellenausbreitung sowohleindimensional als auch im Halbraummit unterschiedlichen Stoffgesetzen ge-führt und Vergleiche mit analytischenLösungen vorgenommen. Dazu wird ge-zeigt, welche Anforderungen an numeri-sche Berechnungen zur Wellenausbrei-tung, insbesondere hinsichtlich Wahl derZeitschritte, Elementgröße bzw. Knoten-abstände, Größe des FE-Netzes und Mo-dellierung der FE-Ränder erforderlichsind.

Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle, 25. Oktober 2012

Andreas Schmid, ETH Zürich

Monitoring and Analysis of ConstrainedCreeping Landslides

Erdrutsche gehören zu den Hauptge-fährdungen in der Geotechnik. Um einbesseres Verständnis über das Verhalteneiner Rutschung und mögliche Stabili-sierungsmaßnahmen zu erhalten, sindModelle ein unerlässliches Instrument,die Wirklichkeit im vereinfachten Maß-stab in Bezug auf Geometrie und Bo-denverhalten abzubilden. Die Disserta -tion beschränkt sich hierbei auf Rut-schungen mit geringen Verschiebungs -geschwindigkeiten, die am Fuß durchnatürliche oder künstliche Barrieren ge-stützt werden. Bei der Dissertation wur-den in einem ersten Schritt die nötigenGrundlagen (Messdaten und Abmessun-gen) für die anschließende analytischeModellierung erhoben, wobei die Resul-tate der analytischen Modelle als Aus-gangslage für spätere numerische Be-rechnungen unabhängig von dieser Dissertation dienen sollen. Es zeigtesich jedoch relativ rasch, dass Erddruck-messungen am Fuß der Rutschung uner-lässlich waren, worauf ein neues Gerätzur indirekten Erddruckmessung entwi-ckelt wurde. Das sogenannte Inclinode-formometer wird nun im Rahmen einerweiteren Dissertation an der ETH Zü-rich weiterentwickelt. Für die analyti-schen Berechnungen wurden zwei ver-schiedene Modelle verwendet. Bei bei-den Modellen wurde nicht nur das Ver-halten vor, sondern auch nach dem„Versagen“ betrachtet. Die damit erhal-tenen Werte wiesen trotz der unumgäng-lichen Vereinfachung des Problems einesehr gute Übereinstimmung mit den dreiuntersuchten Rutschungen (CombeChopin, Ganter und St. Moritz) auf undzeigten damit das große Potenzial vonvereinfachten analytischen Modellenzur Vorhersage des Verhaltens dieserRutschungen.

Prof. Dr. Alexander Puzrin,12. November 2012

Xiaolong Ma, Technische Universität Hamburg-Harburg

Mechanisches Verhalten einesteilgesättigten Tons: ExperimentelleUntersuchungen, Stoffmodell undImplementierung

In Zusammenarbeit mit dem Institut fürThermofluiddynamik wurde eine Pilot-anlage zur geothermie- und sorptionsge-stützten Klimatisierung in der HafenCityHamburg erfolgreich geplant, gebautund über zwei Jahre betrieben. Diese Ar-

beit befasst sich mit Untersuchungen zueiner Geothermieanlage mit fünf Ener-giepfählen und drei Erdwärmesonden.Wirtschaftliche und ökologische Vortei-le der Versuchsanlage konnten anhandder Messergebnisse nachgewiesen wer-den. Die fünf Energiepfähle wurden zu-dem numerisch simuliert. Im Rahmendieser Berechnungen konnte das ther-modynamische Verhalten der Energie -pfähle numerisch gut nachgebildet wer-den. Um den Einfluss der Wärmenut-zung auf das Tragverhalten von Ener-giepfählen zu untersuchen, wurde einam Lambeth College mit einem Ener-giepfahl durchgeführter Feldversuchmithilfe der Finite Elemente-Methode simuliert. Es ist gelungen, durch einethermisch-hydraulisch-mechanisch ge-koppelte Simulation die komplexen Vor-gänge im Pfahl und im Boden abzubil-den. Außerdem wurde ein vereinfachtesKonzept vorgestellt, um das Verhalteneines Energiepfahls unter thermischenund statischen Belastungen zu beschrei-ben, welches durch die numerischen Ergebnisse bestätigt wurde. In dieser Arbeit wurde weiterhin ein neues Ver-fahren zur Kombination von Grund -wasserzirkulationsverfahren mit Erd-wärmesonden vorgestellt. Durch dasneue Verfahren bietet sich die Mög-lichkeit, die Entzugsleistung von ge-schlossenen Erdwärmesystemen zu erhöhen, ohne das Grundwasser zu Tage zu fördern. Numerische Simula-tionen zeigen, dass die Entzugsleistungder Erdwärmesonde durch die Luft -injektion bis zu 13-fach erhöht werdenkann.

Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, 30. November 2012

Roger Höfle, Technische Universität München

Verformungen und Ortsbrust -standsicherheit bei Tunnelvortrieben in gering durchlässigen Böden

Die Standsicherheit der Tunnelortsbrustwird in der Regel durch das Vorhanden-sein von Wasser aufgrund der zum Tun-nel hin gerichteten Strömung reduziert.In feinkörnigen, gering durchlässigenBöden treten allerdings zeitliche Effekteauf, die die Standsicherheit der Orts-brust kurzzeitig auf einem höheren Niveau erhalten, als dies im Falle voll-ständig drainierter Verhältnisse möglichwäre. Schon im bekannten Spruch derTunnelbauer „Geschwindigkeit ist Sicherheit“ ist die baupraktische Erfah-rung dokumentiert, dass die Sicherheiteng mit der Vortriebsgeschwindigkeitverknüpft ist.


Dissertationen/Aus den Hochschulen

Die Dissertation befasst sich mit demEinfluss des Grundwassers auf die Ver-formungen und die Ortsbruststandsi-cherheit bei Vortrieben in gering durch-lässigen Böden. Die zeitliche Verände-rung der Ortsbruststandsicherheit wirdanhand von vierdimensionalen numeri-schen Berechnungen untersucht. Eswird dargestellt, wie diese Zeitabhängig-keit mit den Verformungen im Bereichder Tunnelortsbrust und auch den Ober-flächensetzungen verknüpft ist. Dabeiwerden neben dem Einfluss von boden-mechanischen Kennwerten auch Rand-bedingungen des Tunnelvortriebs be-rücksichtigt. Die Ergebnisse der numeri-schen Untersuchung werden wesentlichdurch die Eigenschaften des Stoffmo-dells beeinflusst. Die Eignung des ver-wendeten Stoffmodells wird anhand vonLaborversuchen überprüft. Hierzu wer-den die Versuche numerisch modelliertund die Berechnungsergebnisse denMesswerten aus dem Labor gegenüber-gestellt. Darüber hinaus werden die nu-merisch ermittelten Ergebnisse der Tun-nelvortriebe anhand von Mess- und Er-fahrungswerten in gering durchlässigenBöden beurteilt.http://mediatum2.ub.tum.de/node?id=1110528

Univ.-Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt, 12. Dezember 2012

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

3D Finite Element Modelling of DeepFoundations Employing an EmbeddedPile Formulation

Hochhäuser und setzungsempfindlicheGebäude können im Allgemeinen nichtauf Flachgründungen fundiert werden,sodass es einer Tiefgründung bedarf. Ab-hängig vom Bodenaufbau und den dazu-gehörigen Bodenparametern stellt inden meisten Fällen eine Pfahl-, Pfahl-Platten- oder Schlitzwandgründung dieLösung dar. Für diese Gründungssyste-me ist die Einschätzung der Setzungenund differenziellen Verformungen dasKernthema. Um jedoch alle gegenseiti-gen Beeinflussungen, welche innerhalbeiner Tiefgründung auftreten, berück-sichtigen zu können, ist der Einsatz vonnumerischen Methoden unverzichtbar.Da eine zweidimensionale Abbildungder in dieser Arbeit untersuchten Pro-blemstellungen in der Regel nicht mög-lich ist, liegt das Hauptaugenmerk aufdreidimensionale Berechnungen. Nebendem Standard-Finite Elemente-Verfah-ren, in dem Pfähle mit Volumenelemen-ten diskretisiert werden und die Pfahl-

Boden-Interaktion mit Interfaceelemen-ten abgebildet wird, wird eine alternativeModellierungsvariante für Tiefgründun-gen – die „Embedded Pile“-Option – dis-kutiert. Der größte Vorteil dieses Ansat-zes liegt darin, dass der Pfahl in beliebi-ger Richtung angeordnet werden kannund das Finite Elemente-Netz nicht be-einflusst, wodurch es ermöglicht wird,große Pfahlgruppen zu modellieren. Indieser Arbeit wird eine verbesserte For-mulierung dieser Modellierungstechnikpräsentiert. Die wesentlichsten Optimie-rungen des Ansatzes liegen in der Defi-nition der Interfacesteifigkeiten und derModifikation des sogenannten elasti-schen Bereiches. Die Anwendung desoptimierten „Embedded Pile“-Konzeptesauf Randwertprobleme wird präsentiert.Gegenüberstellungen unterschiedlicherModellierungsansätze bekräftigen, dassdie „Embedded Pile“-Formulierung eineleistungsfähige Alternative zur Standard-FE-Methode darstellt. Außerdem wirdder Einfluss der Anfangssteifigkeit imBereich kleiner Dehnungen auf das Setzungsverhalten von Tiefgründungenevaluiert.

Prof. Helmut F. Schweiger, 20. Dezember 2012

Pelin Aklik, Universität für Bodenkultur, Wien

Model tests of geosynthetic reinforcedslopes in a geotechnical centrifuge

In dieser Arbeit wurden möglicheBruchmechanismen von geotextilbe-wehrten Böschungen mittels Zentrifu-genmodellversuchen untersucht. DieZugfestigkeit und Überlappungslängeder Geotextilien sowie die Neigung der Modellböschung wurden variiert. Fotos,welche während eines Versuchs aufge-nommen wurden, dienen der Berech-nung von Verformungen im Boden.Hierfür eingesetzt wurde die ParticleImage Velocimetry (PIV).

Die Auswertung der Versuche ergab,dass der Bruch auf halber Böschungs -höhe initiiert wurde. Das Versagen re-sultierte aus der Überschreitung der Zug-festigkeit des Geotextils und nicht durchdas Ausziehen desselben. Die Lage derScherfläche ist unabhängig von der Zug-festigkeit des Geotextils, jedoch abhän-gig von der Scherfestigkeit des Bodens.Wie erwartet, versagten Böschungen mithöherer Neigung bereits bei niedrigererZentrifugalbeschleunigung, was eineniedrigere Böschungshöhe impliziert.Einen wesentlichen Beitrag zur Bö-schungsstabilität lieferte eine tiefere Ver-ankerung des übergeschlagenen Geotex-tils. Ein sekundärer Bewehrungseffekt

entstand, sobald die Verankerungslängeden Bereich einer möglichen Scherfugepassierte. Die Lage der Scherfuge, ermit-telt durch PIV, stimmte überein mit denRissstellen der ausgegrabenen Geotexti-lien. Abschließend kann festgestellt wer-den, dass PIV eine effiziente Methodeist, um das Versagen geotextilbewehrterBöschungen zu untersuchen.

Prof. Dr.-Ing. W. Wu, 20. Dezember 2012

Helmholtz-Allianz „RobotischeExploration unter Extrembedingungen –ROBEX“

Die Rückseite des Mondes und die Tief-see-Regionen der Weltmeere gehören zuden unwirtlichsten Orten, die sich einMensch nur vorstellen kann. Dennochhaben beide Regionen längst den Ehr-geiz der Entdecker geweckt. Ohne dierichtige Technik aber bleiben sowohl derMond als auch die Tiefsee Gebiete, diefür den Menschen auf Dauer kaum er-forschbar sind. Aus diesem Grund haben sich unter der Führung des Alfred-Wegener-Institutes 15 deutscheRaumfahrt- und Meeresforschungsinsti-tutionen in der Helmholtz-Allianz „Robotische Exploration unter Extrem-bedingungen“ (ROBEX) zusammenge-schlossen. In diesem für Deutschlandeinmaligen Projekt wollen Spezialistenihr jeweiliges Wissen miteinander teilen,um gemeinsam Roboter-Technologien zuentwickeln, die den Mond und die Tief-see eigenständig und vor allem über lan-ge Zeiträume hinweg untersuchen kön-nen.

Die Helmholtz-Gemeinschaft fördertdie auf fünf Jahre angelegte Forschungs-allianz mit insgesamt 15 Mio. Euro. Diegleiche Summe steuern noch einmal diebeteiligten Wissenschaftsinstitutionenbei. Die Projektpartner sind: das Alfred-Wegener-Institut, das Helmholtz-Zen-trum für Polar- und Meeresforschung,fünf Institute des Deutschen Zentrumsfür Luft- und Raumfahrt (DLR), dasGEOMAR, Helmholtz-Zentrum für Ozeanforschung Kiel, das Deutsche For-schungszentrum für Künstliche Intelli-genz (DFKI), das Zentrum für MarineUmweltwissenschaften (MARUM) ander Universität Bremen, die Jacobs Uni-versity, die TU München, die TU Berlin,die TU Dresden und die TU Kaiserslau-tern.

Die Bodenmechanik ist vertretendurch das Fachgebiet Bodenmechanik

Aus den Hochschulen


Aus den Hochschulen/Forschung und Entwicklung

Schutz der Tragkonstruktion verbaut.„Bei den bisherigen Alterungstestverfah-ren bleibt unberücksichtigt, welchenEinfluss beispielsweise die umgebendenBergwässer in ihrer Zusammensetzungoder das Migrationsverhalten der Addi -tive auf die Alterung nehmen“, sagtKreyenschmidt. Dass diese Zusatzstoffeeinen großen Einfluss auf die gewünsch-te mechanische Langzeitstabilität derKunststoffbahnen haben, steht fest.„Werden sie jedoch durch unterschied -liche Bergwässer verschieden schnellausgewaschen, lässt sich die Lebens -dauer dieser Dichtungsmaterialien mitden bisherigen Verfahren nicht mehrkorrekt abschätzen“, erklärt Kreyen-schmidt. „Ebenso müssen starke Deh-nungen und Streckungen der Kunst -stoffe berücksichtigt werden“, ergänztMähner. Heutige Verfahren würden da-her nur eine 25-jährige Lebensdauer -angabe bestätigen.

„Ein Ziel des Projektes ist es, zu klä-ren, welchen Einfluss die Umgebungs-und Einbauparameter auf die Lebens-dauer der Folien im Tunnelbau haben“,sagt Kreyenschmidt. Dazu würden der-

und Grundbau der TU Kaiserslauternund wird im Wesentlichen bei drei The-men innerhalb dieses ambitioniertenF&E-Vorhabens Beiträge leisten: Weiter-entwicklung und experimentelle Unter-suchung von Mondersatzböden (Simula-te), Modellierung der Wechselwirkungzwischen dem Boden und Roboterfahr-zeugen oder Werkzeugen sowie Opti-mierung von in situ-Beprobungsverfah-ren.

Weitere Informationen sind erhält-lich unter www.helmholtz.de/?id=280und unter www.uni-kl.de/bg.

Christos Vrettos

Arbeit am Meeresgrund (Foto: Ifremer)

Langlebige Kunststoffe machen den Tunnelbau sicherer

Am Institut für Konstruktions- undFunktionsmaterialien der FH Münsterstartete ein neues Forschungsprojekt.Mindestens 100 Jahre sollen Kunststoff-dichtungsbahnen halten, die Deponienoder Tunnel vor eindringendem Wasserschützen. Doch welchen Einfluss habenaggressive Substanzen, schwankendeTemperaturen oder mechanische Be -lastungen, denen die Materialien aus -gesetzt sind? Dies werden Prof. Dr.Dietmar Mähner vom Fachbereich Bau-ingenieurwesen und Prof. Dr. MartinKreyenschmidt vom Fachbereich Che-mieingenieurwesen in dem Projekt „LaK– Langzeitbeständigkeit von Kunststoff-dichtungsbahnen im Tunnel- und Depo-niebau“ untersuchen. Die beiden Hoch-schullehrer forschen gemeinsam am In-stitut für Konstruktions- und Funktions-materialien (IKFM) der FH Münster.

Rund 170.000 t Kunststoffbahnenwerden Jahr für Jahr in Tunneln zur Ab-dichtung vor Bergwässern sowie zum

Forschung und Entwicklung

zeitige Verfahren überprüft, um sie imzweiten Schritt zu verbessern. „Schonnach 20 bis 35 Tagen soll es zukünftigmöglich sein, die Lebensdauer vorherzu-sagen – mit heutigen Verfahren dauertes 200 bis 300 Tage“, betont Mähner.Hauptziel sei es, schnelle und zuverlässi-ge Methoden zu entwickeln, die für dieunterschiedlichsten chemischen undmechanischen Bedingungen an jederBaustelle einsetzbar seien.

„Da Tunnel die teuersten Infrastruk-turbauwerke sind, ist es wichtig, die Bau-substanz durch Kunststoffdichtungsbah-nen so gut und so lange wie möglich zuschützen“, so Mähner. Die Sanierungdefekter Kunststoffbahnen in Tunnel-bauten sei technisch nahezu unmöglichund sehr teuer. „Daher ist ein schnelle-res Verfahren, das die Lebensdauer bes-ser vorhersagt und dabei gleichzeitig in-dividuelle Parameter des Tunnelbaus berücksichtigt, wichtig, um Sanierungs-kosten zu vermeiden.“

Institut für Konstruktions- und Funk-tionsmaterialien an der FH Münster:https://www.fh-muenster.de/ikfm/index.php

Zackenbewehrte Räder eines Roboterfahrzeugs im Testeinsatz (Foto: DLR)

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


geotechnik aktuell/Termine

erörtert. Konstruktive Minderungsmaß-nahmen an Bahnstrecken, entlang derÜbertragungstrecken im Boden sowiean betroffenen Gebäuden wurden er -läutert. Die Anwendung in der Praxis

22. ASCE Mueser Rutledge Lecture

Auf Einladung der American Society ofCivil Engineers (ASCE) hielt Prof. Chris-tos Vrettos am 13. November 2012 inNew York die 22. Annual Mueser Rutled-ge Technical Lecture mit dem Titel „Pro-tection of Foundations from Constructi-on and Traffic Vibrations“. Im Rahmendieser jährlich stattfindenden Veranstal-tung berichten Experten mit bedeutenderbaupraktischer Erfahrung über Entwick-lungen auf dem Gebiet des Grundbaus.Prof. Vrettos war der erste Redner außer-halb der USA in der Geschichte dieserangesehenen Vortragsreihe.

Die Präsentation umfasste alle we-sentlichen Aspekte des Erschütterungs-schutzes und stellte den derzeitigenStand der Technik in Deutschland dar.Ausgehend von den Grundlagen derAusbreitung von Schwingungen infolgeVerkehr und Baubetrieb wurden die Ver-fahren zur Prognose und Bewertung desErschütterungseintrags in Gebäuden

geotechnik aktuell

wurde anhand von Projektbeispielen ge-zeigt.

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

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

Termine

19. Ingenieurgeologische TagungMünchen13. bis 18. März 2013

Themen– Hangbewegungen im alpinen und

außeralpinen Raum– Tunnelbau im alpinen und außer -

alpinen Raum– Oberflächennahe und tiefe Geo -

thermie– Natursteine, historische Bauwerke

und ihr Baugrund

www.geo.tum.de

20. Darmstädter Geotechnik-KolloquiumDarmstadt21. März 2013

Themen– Forschung, Entwicklung und Inno -

vationen – Erneuerbaren Energien – Sicherheits- und Rechtsfragen

www.geotechnik.tu-darmstadt.de/aktuelles_1/kolloquien/geokoll.de.jsp

4. Ruhr-GeoTag 2013Essen21. März 2013

ThemaBaugruben und Grundwasser

www.uni-due.de/geotechnikGeosynthetics

2013 – Geosynthetics for Water and Energy ChallengesLong Beach, USA 1. bis 4. April 2013

Topics– Energy– Drainage– Water– Dams and levees– Environmental– Case histories– Foundations– Transportation– Shoreline and water protection– Geohazards– Geosynthetic properties– Ground improvement– Properties of geosynthetics– Geo-hazards

www.geosynthetics2013.com

28. Christian Vedder KolloquiumGraz4. und 5. April 2013

Thema– Tiefgründungskonzepte – Vom

Mikropfahl zum Großbohrpfahl

www.cvk.tugraz.at

Münsteraner Tunnelbau-KolloquiumMünster11. April 2013

Themen – Aktuelle Entwicklungen in der Spritz-

betontechnologie– Brandschutz beim Innenschalenbeton– Instandsetzung und Nachrüstung

bestehender Tunnelanlagen– Aktuelle Beispiele von Baustellen -

projekten

www.fh-muenster.de/tunnel


Termine

Deutscher Bautechniktag Infrastrukturstärken – Zukunft sichernHamburg11. und 12. April 2013

Themen– Aktuelle Baumaßnahmen im In- und

Ausland– Akzeptanz und Bürgerbeteiligung– Bauprojekte in der Metropolregion

Hamburg– Bauwerke für die Energiewende– Forschung, Entwicklung und Inno -

vation– Instandhaltung und Erweiterung der

Verkehrsinfrastruktur– Interaktion von Bau und Ökologie– Nachhaltige und energieeffiziente

Gebäude– Planung und zukünftige Projekte im

In- und Ausland

www.betonverein.de

Euro:Tun 2012Bochum17. bis 19. April 2013

Topics– Spatial and temporal discretization

strategies for static and dynamic nu-merical analyses at various scales

– Advanced constitutive models for ge-ological materials and materials usedfor supporting measures

– Model identification and sensitivityanalysis

– Computer aided process control– Computational methods in ground

exploration– Computational life cycle management,

life time assessment, smart tunnelsand embedded monitoring

– Logistics modelling and data manage-ment

– Soft computing, visualization, datamining and expert systems

– Uncertainty modelling and risk ana -lysis

www.eurotun2013.rub.de

1. Deutsche BodenmechanikTagung: Aktuelle Forschung in der BodenmechanikBochum 7. Mai 2013

Themen– Weiche Böden & Konsolidation– Grenzzustand der Tragfähigkeit– Grenzzustände bei zyklischer Be -

lastung

www.gbf.rub.de/

Conference on Maritime Energy COME 2013Hamburg-Harburg21. und 22. Mai 2013

Themen– Konstruktion, Wartung und Funktion

von Anlagen– Aktuelle Entwicklungen auf dem Ge-

biet der Gewinnung von regenerativerEnergie aus dem Meer

www.tu-harburg.de/come2013/

Geotechnical engineering for the preservation of monuments and historic sitesNapoli, Italien30. und 31. Mai 2013

Topics– Requirements safety and use– Conservation vs mechanically applied

procedures

www.tc301-napoli.org

13. Seminar „Rutschungen: Folgen – Forschung – Praxis“Mainz12. und 13. Juni 2013

Themen– Historische Entwicklung von Fels -

sicherungen– Methodik zur Gefährdungsabschät-

zung mit GIS– Verfahrensweise aus Sicht von

Straßenbau verwaltungen– Schutz vor Murgängen an Beispielen

Österreichs– Extreme Massenbewegungen in den

Hoch gebirgen der Welt– Nutzungsdauer von Steinschlagschutz-

netzen– Abwicklung von Hangrutschschäden

mit Versicherern

www.uni-mainz.de/Organisationen/FSR

6. Symposium Umweltgeotechnik und 7. Freiberger Geotechnik-KolloquiumFreiberg13. und 14. Juni 2013

Themen– Theoretische Bodenmechanik/

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

[email protected].

Coupled phenomena in environmentalgeotechnicsTurin, Italien1. bis 3. Juli 2013

Topics– Landfill waste characterization– Stability and settlement analysis of

landfills– Landfill bottom and side lining systems– Capping systems for landfills and

polluted sites– Characterization of polluted sites and

related aquifers– Active and passive barriers for pol -

luted sites– Degradation, extraction and inerting

systems for the reclamation of pol -luted sites

– Radioactive waste disposal– Underground energy issues– Natural and anthropogenic bio-chemi-

cal processes within soil and rocks

www.tc215-cpeg-torino.org

Seismic design of industrial facilitiesAachen26. und 27. September 2013

Topics– Application of international building

codes and guidelines for seismic design in plant engineering

– Soil-structure interaction– Seismic design of non-structural

components– Seismic design of silos and liquid-

filled tanks– Performance-based design procedures– Uncertainty and reliability analysis– Seismic protection systems– Retrofitting of industrial facilities– Learning from previous earthquakes

www.SeDIF-Conference.de

62. Geomechanik Kolloquium 2013 Salzburg 10. und 11. Oktober 2013

Themen – Herausforderung Schacht – Internationale Großprojekte – Triebwasserwege – Sondermaßnahmen im Locker-

material

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


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. habil. Christos Vrettos, TU Kaiserslautern

(Head of Editorial Board), [email protected]• Prof. Dr.-Ing. Jürgen Grabe, TU Hamburg-Harburg,

[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]

Scientific Advisory Board:• Prof. Dr.-Ing. Norbert Vogt (TU München)• Dr.-Ing. Claus Erichsen (Prof. Dr.-Ing. W. Wittke Beratende

Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH (WBI), Aachen)• Prof. Dr. rer. nat. Dr. h.c. Rafig Azzam (RWTH Aachen)• Prof. Dr.-Ing. Martin Ziegler (RWTH Aachen)• Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach (TU Darmstadt)• Dipl.-Ing. Christof Sänger (Ed. Züblin AG, Stuttgart)• Dipl.-Ing. Heinz Kaltenecker (Bauer AG, Schrobenhausen)• Dr.-Ing. Wolfgang Sondermann (Keller Holding GmbH,

Offenbach)• Dr.-Ing. Wolf-Rüdiger Linder• Prof. Dr.-Ing. Dietmar Placzek (ELE Beratende Ingenieure

GmbH, Essen)• Dr.-Ing. Peter Ruland (IMS Ingenieurgesellschaft mbH, Hamburg)• Prof. Dr.-Ing. habil. Peter-Andreas von Wolffersdorff (Baugrund

Dresden Ingenieurgesellschaft mbH, Dresden)• Dr.-Ing. Michael Heibaum (Bundesanstalt für Wasserbau BAW,

Karlsruhe)• Dipl.-Ing. Wolfgang Feldwisch (DB Netz AG, Frankfurt am Main)• Prof. Dr. sc. techn. Georgios Anagnostou (ETH Zürich)• Prof. Dr.-Ing. habil. Dimitrios Kolymbas (Universität Innsbruck) • Prof. Dr.-Ing. Martin Achmus (Universität Hannover)• Prof. Dr.-Ing. habil. Ivo Herle (TU Dresden)• Prof. Dr.-Ing. habil. Dr.-Ing.E.h. Walter Wittke (Prof. Dr.-Ing. W.

Wittke Beratende Ingenieure für Grundbau und Felsbau GmbH(WBI), Aachen)

• Prof. Dr.-Ing. E.h. Manfred Nußbaumer MSc., München

Verlag:Wilhelm Ernst & 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

RedaktionManaging Editor:Dr.-Ing. Helmut RichterTel.: 030/47031-265, Fax: 030/47031-227, [email protected]

Technical Editor:Jost LüddeckeTel.: 030/47031-244, Fax: 030/47031-227, [email protected]

Verantwortlich für Produkte & Objekte:Dr. Burkhard TalebitariTel.: 030/47031-273, Fax: 030/[email protected]

Gesamtanzeigenleitung Verlag Ernst & Sohn; Fred Doischer, Tel.: 030/47031-234

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Mit der Annahme eines Manuskriptes erwirbt der Verlag Ernst &Sohn das ausschließliche Verlagsrecht. Grundsätzlich werden nur Ar-beiten zur Veröffentlichung angenommen, deren Inhalt weder im In-

noch im Ausland zuvor erschienen ist. Das Veröffentlichungsrecht fürdie zur Verfügung gestellten Bilder und Zeichnungen ist vom Verfas-ser einzuholen. Der Verfasser verpflichtet sich, seinen Aufsatz nichtohne ausdrückliche Genehmigung des Verlages Ernst & Sohn nach-drucken zu lassen. Aufsätze, die ganz oder teilweise an anderer Stellebereits veröffentlicht worden sind, oder Referate über solche Aufsätzekönnen mit Quellenangabe für den Abschnitt Berichte angenommenwerden. Für das Verhältnis zwischen Verfasser und Redaktion oderVerlag und für die Abfassung von Aufsätzen sind die „Hinweise fürAutoren“ maßgebend. Diese können beim Verlag angefordert oderaus dem Internet geladen werden.

Die in der Zeitschrift veröffentlichten Beiträge sind urheberrechtlichgeschützt. Alle Rechte, insbesondere das der Übersetzung in fremdeSprachen, vorbehalten. Kein Teil dieser Zeitschrift darf ohne schrift -liche Genehmigung des Verlages in irgendeiner Form – durch Foto-kopie, Mikrofilm oder andere Verfahren – reproduziert oder in einevon Maschinen, insbesondere von Datenverarbeitungsanlagen, ver-wendbare Sprache übertragen werden. Auch die Rechte der Wieder-gabe durch Vortrag, Funk oder Fernsehsendung bleiben vorbehalten.Warenbezeichnungen, Handelsnamen oder Gebrauchsnamen, die inder Zeitschrift veröffentlicht werden, sind nicht als frei im Sinne derMarkenschutz- und Warenzeichen-Gesetze zu betrachten, auchwenn sie nicht eigens als geschützte Bezeichnungen gekennzeichnetsind.Manuskripte sind über das webbasierte Einreichungs- und Begutachtungssystem ScholarOneManuscripts einzureichen:www.ernst-und-sohn.de/gete/for_authors.

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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Das Abonnement gilt zunächst für ein Kalenderjahr. Es kann jeder-zeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Kalenderjahresschriftlich gekündigt werden. Ohne schriftliche Mitteilung verlängertsich das Abonnement um ein weiteres Kalenderjahr.

Die Preise sind gültig bis 31. August 2013. Alle Preise sind Nettopreise.

Bankverbindung:Commerzbank Weinheim, Kto 751118800, BLZ 67080050,SWIFT: DRESDEFF670

Bei Änderung der Anschrift eines Abonnenten sendet die Post dieLieferung nach und informiert den Verlag über die neue Anschrift.Wir weisen auf das dagegen bestehende Widerspruchsrecht hin.Wenn der Bezieher nicht innerhalb von 2 Monaten widersprochenhat, wird Einverständnis mit dieser Vorgehensweise vorausgesetzt.

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Satz: Typodesign Hecker GmbH, LeimenDruck: Meiling Druck, Haldensleben

Gedruckt auf säurefreiem Papier.

© 2013 Ernst & Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaften GmbH & Co.KG, Berlin

Beilagenhinweis:Diese Ausgabe enthält folgende Beilage(n):DGGT, 45128 Essen; Verlag Ernst & Sohn, 10245 Berlin

Vorschau

Themen Heft 2/2013

Werner Rücker, Krasimire Karabeliov,Pablo Cuellar, Matthias Baeßler, Steven GeorgiGroßversuche an Rammpfählen zur Ermittlung der Tragfähigkeit unterzyklischer Belastung und Standzeit

Christina Rudolph, Jürgen GrabeUntersuchungen zu zyklisch horizontalbelasteten Pfählen bei veränderlicherLastrichtung

Christoph Budach, Markus ThewesErweitere Einsatzbereiche von EPB-Schilden

Jochen FillibeckPrognose von Oberflächensetzungenbeim Tunnelvortrieb – Teil II: Möglichkeiten und Grenzen der Finite-Element-Berechnung

Andreas Becker, Christos VrettosVersuche zur einaxialen Druckfestig-keit geklebter Gesteinsproben

(Änderungen vorbehalten)

Abonnement Fax +49 (0)30-47 03 12 40

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Ja, wir möchten die Zeitschrift geotechnik lesen:Einzelheft Ausgabe __ / ____ € 21,50

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Jahresabo Ausgaben print + online € 88,00

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06_p

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Das Abonnement gilt zunächst für ein Kalenderjahr / 4 Ausgaben. Es kann jederzeit mit einer Frist von drei Monaten zum Ablauf des Kalenderjahres schriftlich gekündigt werden. Sollten wir keinen Lieferstopp senden, bitten wir um Fortführung der Belieferung für ein weiteres Jahr. Bei Bestellung eines print + online-Abonnements steht die Zeitschrift auch im PDF-Format im Online Portal Wiley Online Library zur Verfügung.

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Preise: exkl. Mwst., inkl. Versand, gültig bis 31.08.2013. €-Preise gelten nur in Deutschland.Staffelpreise und Preise in anderen Währungen auf Anfrage. Änderungen und Irrtum vorbehalten.

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

…und aktuell an anderer Stelle

(Änderungen vorbehalten)

Heft 3/2013Minimierte Konstruktion, maximale Effekte – Zum Entwurf des neuen Hauptbahnhofs Stuttgart

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

Brückenertüchtigung – eine notwendige Voraussetzung für ein zuverlässiges Fernstraßennetz

Geotechnische Herausforderungen auf der Aus- und Neubaustrecke Nürnberg–Ebensfeld (VDE 8.1.1)

A10 8-streifiger Ausbau mit Lärmschutzwänden mit Photovoltaik

Tiger and turtle

Überwerfungsbauwerke VleuGel, Utrecht

Bauzustandsanalyse und Instandsetzung von Nagelbindern

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

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

Effizientes Vorspannen von CFK-Lamellen

Bemessungskonzept für wärmedämmende Plattenanschlüssemit Druckschublagern

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

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

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

Reliability-based nonlinear analysis according to fib MC2010

Three dimensional FE-analysis of reinforced concrete structures using lattice equivalent continuum method

Experimental evaluation of large circular RC columns under pure compression

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

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

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

Heft 3/2013Die Waldschlößchenbrücke in Dresden – Ausführungsplanungdes Überbaus

Elbebrücke Schönebeck – Schrägseilbrücke mitLitzenbündelseilen (Teil 1): Konstruktion und Ausführung

Neue Technologie für die Hängebrücke über die Saar in Mettlach

Brückenfahrbahn aus Sandwich Plate System (SPS)

Ersatzneubau für die Schnettkerbrücke in Dortmund –Teil 2: Bauausführung

Brücken in VFT-WIB-Bauweise mit Verbunddübelleisten

Zum Tragverhalten von MCL-Verbunddübel unter statischerund zyklischer Belastung

Tragverhalten von plattenartigen Tragelementen mit ein- und mehrlagigen Faltungen aus Feinblech

BerichteTheory and Case Study of Vehicle Load Identification Basedupon BWIM of Steel Truss

Heft 1/2013Österreichische Tunnelbaukompetenz verbindet dasKaschmirtal und Indien

Influence of the geological structure on the displacementsmeasured ahead of the Šentvid tunnel face in small diameterexploratory tunnel

Thirra Tunnel Albanien – mit einem klaren Konzept zum Erfolg

Eisenbahntunnel für das Umfahrungsprojekt Tiflis, Georgien

Design of SCL Structures in London

Documents

Geotechnik 2013/01