Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für ... · Verzerrungsmessern, faseroptische (phasenmodulierte), auf dem Prinzip der Interfero-metrie basierende Sensoren zur

TECHNISCHEUNIVERSITATDARMSTADT

Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für Geotechnikder Technischen Universität Darmstadt

Sonderdruck

Experimentelle Untersuchungen zum Tragverhalten von Tiefgründungen in Dubai (V.A.E.)

Vorträge zum 14. Darmstädter Geotechnik-Kolloquiumam 15. März 2007

Heft 76 · Darmstadt · März 2007

Herausgegeben von Prof. Dr.-Ing. Rolf Katzenbach

Prof. Dr.-Ing. Karl Josef WittDipl.-Ing. Thomas WolffBauhaus Universität Weimar, ProfessurM.Sc. Aidross HassanMiddle East Foundations Group L.L.C. (MEFG)

Grundbau

Experimentelle Untersuchungen zum Tragverhalten von Tiefgrün- dungen in Dubai (V.A.E.)

Prof. Dr.-Ing. Karl Josef Witt, Dipl.-Ing. Thomas Wolff

Bauhaus Universität Weimar, Professur Grundbau

M.Sc. Civil Engineer Aidross Hassan Middle East Foundations Group L.L.C. (MEFG)

1 Einleitung In Dubai werden derzeit in zunehmendem Maß herausfordernde Hochhausprojekte rea-lisiert. Die Bauwerkslasten werden dabei über Pfähle in den Baugrund übertragen. Aus dem Anspruch, exponierte Bauwerke unter den standortspezifischen Baugrund-bedingungen sicher und wirtschaftlich zu gründen, ergibt sich die Notwendigkeit zur systematischen Untersuchung des Last-Setzungsverhaltens von Tiefgründungen in dem Emirat. Gegenstand des Forschungsvorhabens war neben der detaillierten Klärung des Trag-verhaltens axial belasteter Großbohrpfähle, die Untersuchung hinsichtlich alternativer Gründungsvarianten wie der kombinierten Pfahl-Plattengründung (KPP). In Zusammen-arbeit mit der lokalen Spezialtiefbaufirma „Middle East Foundations Group“ (MEFG) wurden im Rahmen des 270 m hohen „Al Attar Tower“ Hochhausprojektes entlang der Sheikh Zayed Road (Bild 1) erstmals Interaktionseffekte von Pfahlgründungen an zwei großmaßstäblichen Probebelastungen vor Ort methodisch untersucht. Belastungsversuch 1 (Bild 4) wurde an einem Ortbeton-Einzelpfahl mit D = 75 cm und L = 11,18 m durchgeführt. Neben der Bestimmung des Last-Setzungsverhaltens und den dabei mobilisierten Einzelwiderständen, bestand ein weiteres Ziel im Vergleich von Messergebnissen, erfasst mit Sensoren unterschiedlicher physikalischer Messprinzipien. Aus der Betrachtung von derzeit in den V.A.E. hergestellten Gründungskonstruktionen exponierter Bauwerke, Pfahlgründungen mit aufbetonierter Stahlbetonplatte ohne Be-rücksichtigung deren Einfluss auf den Lastabtrag, resultiert die Überlegung, das hybride

Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für Geotechnik der Technischen Universität Darmstadt, Heft Nr. 76, 2007, 29-43

Vorträge zum 14. Darmstädter Geotechnik-Kolloquium am 15. März 2007

- 30 -

Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für Geotechnik der Technischen Universität Darmstadt, Heft Nr. 76, 2007

Tragverhalten von Pfählen und Platte effizienter auszunutzen. Mit dem Belastungsver-such 2, einer auf vier Bohrpfählen betonierten kreisrunden Betonplatte (Bild 8), wurden

Bild 1 Skyline „Trade Center 1 & 2“, Sheikh Zayed Road dazu Interaktionseffekte der geotechnischen Verbundkonstruktion „Kombinierte Pfahl-Plattengründung“ (KPP) für die standortspezifischen Baugrundverhältnisse untersucht. In diesem Beitrag werden die Versuche hinsichtlich des Aufbaus, der Durchführung und der Auswertung dargestellt. Ferner werden erste Ergebnisse numerischer Simulationen vorgestellt, bei denen zur Modellkalibrierung die konstitutiven Parameterwerte aus La-bor- und in-situ Versuchen mathematisch optimiert wurden. 2 Baugrund 2.1 Standortgeologie und geotechnische Verhältnisse Der für Baumaßnahmen relevante oberflächennahe Baugrund der arabischen Platte wird von marinen Sedimenten des Tertiärs und des Quartärs dominiert. Die erkundete Bau-grundabfolge besteht aus einer geringmächtigen Schicht losem bis mitteldichtem Kalk-sand unterlagert von feinkörnigen teilweise schluffigen Kalksandsteinen unterschiedli-cher Zementierung. Biogener Detritus und Binder bestehen fast ausschließlich aus Cal-cit, so dass das Gestein als Kalkarenite klassifiziert werden kann (Korngröße 0,063 – 2,0 mm). Unterhalb der etwa 15-30 m mächtigen Kalkarenite wurden bis in Tiefen von 80-100 m Kalksiltite, aus kalkhaltigen Partikeln in Schluffsteinkorngröße entstandene Kalksteine, erschlossen (MEFG 2003, POULOS & DAVIDS 2005). Die geotechnischen und geohydraulischen Verhältnisse wurden im Rahmen des Hoch-hausprojektes durch 9 Aufschlussbohrungen mit Tiefen zwischen 20 und 70 m erschlos-sen. Für die eigenen Versuche wurden zusätzlich 2 Aufschlussbohrungen 30 m (BH 30) und 40 m (BH 40) tief abgeteuft (Bild 2). Danach stellt sich die Stratigraphie im unter-suchten Bereich relativ gleichmäßig dar. Die Geländeoberkante liegt, wie für diesen

- 31 -


Bereich typisch auf einem Niveau zwischen +3 und +1 m Dubai Municipality Datum (DMD). Der Grundwasserhorizont wurde zum Zeitpunkt der Erkundung bei -2,60 m DMD gemessen. Die Ansprache der aufgeschlossenen Bohrkerne (RQD-Werte zwi-schen 50 und 100 %) ergab 5 Hauptschichten, die in Bild 3 dargestellt und beschrieben sind.

310

SHE

IKH

ZAY

ED R

OAD

30‘ S

ervic

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ad +

Walk

way &

R O A

D 6

0‘(9

9

Mult

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rey

Park

ing33

6-22

0

Grou

ndLe

vel

Park

ing33

6-15

9

ndLe

vel

ng 2

20‘ Service Corridor


Landscaping336

Landscaping336-121

336-214

336-212

& La

ndsc

aping

2789600 N

4943

00 E

2789600 N

4944

00 E

336-

213

30.50 m

29 m

36.50 m

30.5

0 m

39.5

0 m

PARKHAUS

WOHNHAUSTURM

N

BH 1

BH 2

BH 3

BH 4

BH 1

BH 2

BH 3

BH 5

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336-109

TESTFELD

BH 3

0

BH 4

0R O A D 40‘

310

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BH 3

BH 4

BH 1

BH 2

BH 3

BH 5

BH 4

336-109

TESTFELD

BH 3

0

BH 4

0R O A D 40‘

Bild 2 Übersichts- und Lageplan 2.2 Bodenmechanische Untersuchungen Neben Ramm- und Drucksondierungen sowie Pressiometerversuchen zur Ermittlung der bodenmechanischen Eigenschaften der Kalksande und Kalkarenite, wurde für die Sandsteinschichten an Bohrkernen aus Tiefen von 7, 9, 24 und 34,0 m die Scherfestig-keit in Triaxialversuchen (ASTM D266-95A) und in direkten Scherversuchen (ASTM

D 5607) bestimmt. Steifigkeit, Druckfestigkeit und Dehnungsverhalten wurde an insge-samt sieben Bohrkernen aus unterschiedlichen Tiefen in einaxialen Druckversuchen (ASTM D 2938, D 3148-96) ermittelt. Eine Zusammenstellung der im Labor ermittelten konstitutiven Parameterwerte der kalkigen Sandsteinschicht ist in Tabelle 1 angegeben.

- 32 -


TURM

BH 4 BH 3 BH 2 BH 1 BH 3 BH 4BH 30 BH 40

PARKHAUS u. TESTFELD

-70

-60

-50

-40

-30

-20

-10

-70

-05

Sheikh ZahedRoad

Höh

e[m

DM

D]

-70

-60

-50

-40

-30

-20

-10

-70

-05

Sheikh ZahedRoad

Höh

e[m

DM

D]

? ? ? ? ??

? ?? ?? ?

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?? ??

?? ??

?

??

schluffiger Sand kalkiger, schwach schluffiger, -5,50locker bis mitteldicht gelagerter Sand

Sandstein kalkiger, geschichteter Sandstein, leicht -31,00bis moderat, verwittert, gut zementiert

zementierter Sand kalkiger, schluffiger Sand, unterschiedlich variabelstark zementiert mit Sandsteinpartikel

Konglomerat moderat verwittert, kalkig, schluffig, gut -36,90zementierte Sandmatrix gemischt mitKalk- u. Sandstein

Kalksiltit unterschiedlich stark verwittert, mittel- -67,00fest, gut zementiert

Grundwasserhorizont

Legende Ansprache Beschreibung mittlere Höhe derUnterkante [m DMD]






Grundwasserhorizont







Grundwasserhorizont


Bild 3 geotechnische Verhältnisse des Untersuchungsbereiches Parameter Symbol Einheit Kleinstwert Größtwert Mittelwert Rohdichte ρ [t/m³] 1,93 2,12 2,02 Trockendichte ρd [t/m³] 1,68 1,78 1,72 Korndichte ρs [t/m³] 2,61 2,64 2,62 Wassergehalt w [%] 16 20 17,3 Porosität n [%] 33 36 34,5 Einaxiale Druckfestigkeit qu [MN/m²] 0,97 9,37 2,83 E-Modul Eu [MN/m²] 102 2095 896 Reibungswinkel φ’ [°] 36 59 45,7 Kohäsion c’ [kN/m²] 100 610 323 Durchlässigkeit k [m/s] 2,46 E-6 4,32 E-6 3,4 E-6

Kalkgehalt VCa [%] 68 73 70,3

Tabelle 1 Kennwerte der Sandsteinschicht gem. Laboruntersuchung

3 Geotechnische Versuche 3.1 Belastungsversuch 1, Einzelpfahl Eine Besonderheit bei diesem Versuch ist die Erfassung der axialen Betondehnungen mittels zweier unterschiedlicher physikalischer Prinzipien. Erstmals in den Ländern des Mittleren Ostens wurden neben den auf dem Prinzip der schwingenden Saite basiereden Verzerrungsmessern, faseroptische (phasenmodulierte), auf dem Prinzip der Interfero-metrie basierende Sensoren zur Erfassung der axialen Längenänderung bei Ortbeton-Bohrpfählen eingesetzt.

- 33 -


Der Belastungsversuch 1 wurde an der Stelle der Aufschlussbohrung BH 40 (Bild 2) durchgeführt. Dabei durchdringt der Pfahl die obere Kalksandschicht und bindet 5,56 m in den weichen kalkigen Sandstein ein. Die Bohrung wurde bentonitgestützt unter Ver-wendung eines Bohreimers hergestellt. Vor dem Betonieren des Pfahles im Kontraktor-verfahren wurde der Bohrlochdurchmesser mittels eines 3-Arm Calliper (Taster) über die Tiefe gemessen (Bild 6). Die an den Bewehrungskorb installierte Messtechnik sowie der Versuchsaufbau sind in Bild 4 dargestellt. Zur Erfassung der axialen Betondehnungen und –längenänderungen wurden für die Schwingsaitengeber (VW) • Geokon und für ein im Pfahlzentrum instal-liertes Extensometer vier Messquerschnitte eingerichtet. Die faseroptischen Sensoren (SOFO) • Smartec, unterteilen den Pfahl in 5 Abschnitte und messen im Vergleich zu den Schwingsaitengebern nicht punktuell sondern integral über deren Länge (GLISIC & INAUDI 2002). Am Pfahlfuß wurde zur Bestimmung des mobilisierten Spit-zendruckes eine hydraulische Druckmessdose, Geokon, UK, (D = 68 cm) installiert.

-10,77

-10,09

-6,39 -6,39

-1,29

-4,09 -4,09

GOK ±0,00

+0,41

Lastzelle

hydraulische Presse

vertikale und horizontale Wegaufnehmer & Referenzsystem

Druckzelle

Stahlumhüllung

D = 75 cm

GW -3,50 GW -3,50

kalkiger Sandstein

„Totlast“

120°

120°

Längsbewehrung

Stahlrohr für Ultraschalltest

Schwingsaitengeber, VW 3

optische Sensoren, L3

Durchmesser D = 75 cm

Querschnittb) Querschnittb)

c = 5 cm

L1VW 1

L2VW 2

Beton C100 ( fck=100 N/mm²)

Bewehrungsstahl „grad 50“ ( fuk=460 N/mm²)

Längsschnitta)

Schwingsaitengeber

Anker- und MesspunktMehrfachextensometer

Faser optischer Sensor

horizontale Druckzelle

kalkiger, leicht schluffiger Sand

Tiefe [m DMD]

Pfa

hllä

nge

L =

11,1

8 m

Schichtgrenze -5,21

Legende:

Bild 4 Schematische Darstellung, Belastungsversuch 1

- 34 -


Aus den Integritätsprüfungen des Pfahles (Low-strain u. Ultraschall) waren keine Hin-weise auf Diskontinuitäten abzuleiten. Lastgesteuert wurde der Pfahl entsprechend den Empfehlungen der DGGT 2.1 und ASTM 1143 (95) in 4 Lastzyklen axial belastet (Bild 5a) und die dabei auftretenden Pfahlkopfbewegungen von einem Referenzsystem aus über elektronische Wegaufneh-mer erfasst (Bild 5b). Für weitere Details wird auf WOLFF ET. AL 2005 verwiesen. Für verschiedene Belastungen ergab die Auswertung der detektierten Betondehnungen mit max. 2 – 10 % Abweichung eine gute Übereinstimmung der Ergebnisse beider Messprinzipien (Bild 5). Im Ergebnis zeigt sich, dass die VW’s wegen der nahezu punk-tuellen Dehnungsmessung eine höhere Genauigkeit „vortäuschen“ als die integralen Werte der faseroptischen Sensoren. Der Vorteil der der hier verwendeten SOFO Senso-ren liegt in der geringen Fehleranfälligkeit bei lokalen Diskontinuitäten, da solche Ein-flüsse, die bei den VW’s zu Fehlinterpretationen führen, durch die große Messbasis kompensiert werden. Nach unseren Erfahrungen ergibt sich aus den Messergebnissen der SOFO Sensoren ein wirklichkeitsnäherer Verlauf der Betondehnungen respektive Pfahllängskräfte als bei den Schwingsaitengebern, vorausgesetzt, es besteht ein quasi linearer Dehnungsverlauf entlang des Pfahlschaftes.

0

2

4

6

8

10

12

14

1609 15 21 03 09 15 21 03 09 15 21

Zeit [h]

aufg

ebra

chte

Las

t [M

N]

-160

-140

-120

-100

-80

-60

-40

-20

00 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15

aufgebrachte Last [MN]

Pfa

hlko

pfse

tzun

gen

[mm

]

0,1·D=7,5 cm

1,50 MN 3h

13,5 MN, 15min

9,0 MN, 5h

4,50 MN, 6h

0,186·D=14 cm

10,80 MN 13,5 MN

a) b)

Bild 5 a) Belastungsstufen, b) Last-Setzungslinie Bei einer Pfahlkopfverschiebung von 0,1·D (75 mm), die empirisch als der Grenzzu-stand der äußeren Tragfähigkeit definiert wird, liegt der gemessene Gesamtwiderstand bei 10,80 MN (Bild 7a). Ab dieser Beanspruchung bleibt das Tragverhalten unverändert und die Anteile der Einzelwiderstände am Gesamtwiderstand sind mit Rs = 80 % und Rb = 20 % nahezu konstant (Bild 7a).

- 35 -


Bei der rechnerischen Untersuchung von Pfahlgründungen in den V.A.E. wird i. allg. die Grenzmantelreibung qs,u in Korrelation zur einaxialen Druckfestigkeit qu gesetzt und über den empirischen Ansatz (u.a. TOMLINSON 2004, WILLIAMS & PELLS 1981)

, = ⋅ ⋅s u uq qα β (1) bestimmt. Dabei sind α und β Abminderungsfaktoren, welche das Verhältnis der Man-telreibung zur einaxialen Druckfestigkeit (α) und der E-Moduln von zerklüfteten zu intaktem Fels (β) berücksichtigen. Sie ergeben sich aus den lokalen Erfahrungen und sind in ihrem Wertebereich sehr variabel (WYLLIE 1999).

-11-10-9-8-7-6-5

-4-3-2-101

-0.8-0.6-0.4-0.20.0

Dehnung ε [mm/m]

Tief

e t [

m]

-11-10-9-8

-7-6-5-4-3-2

-101

71 72 73 74 75 76 77 78

Durchmesser D [cm]

Tief

e t [

m D

MD

]

-10,77 -10,09

-6,39

-1,29

-4,09

+0,41GOK ± 0, 00 DMD

-5,21

kalkigerSandstein

kalkiger,leicht schluffiger Sand

GOK ± 0, 00 DMD

-5,21

kalkigerSandstein

kalkiger,leicht schluffiger Sand

qb

qs

VW 4,48

VW 10,86

SOFO 4,48

SOFO 10,86

Bild 6 Bohrlochdurchmesser und detektierte Betondehnungen Der Spitzenwiderstand qb,u wird in Beziehung zur Schlagzahl N aus Rammsondierungen über den empirischen Zusammenhang (u.a. POULOS 1989) NKq ub ⋅=, (2)

ermittelt. Der Wert des Anpassungsfaktors K ist von der Pfahlart und besonders von den standortspezifischen Bodenverhältnissen abhängig. Für den Grenzzustand der Tragfähigkeit würden sich mit diesen empirischen Ansätzen folgende Kennwerte ergeben:

• Mantelreibung für den kalkigen Sandstein qs,u,STS = 0,385 MN/m² • Spitzendruck für den kalkigen Sandstein qb,u,STS = 9,0 MN/m²

Beispielhaft zeigt der Vergleich mit den gemessenen Kennwerten (Bild 7b u. c), dass die Grenzmantelreibung in der Größenordnung von 10 % unter- und der Spitzenwider-stand bis zu 100 % überschätzt wird, was teilweise auf die herstellungsbedingte Auflo-ckerung der Bohrlochsohle zurückgeführt werden kann. Für den Versuch ergibt sich der

- 36 -


Bruchwert der Mantelreibung für den Sandstein bei einer Pfahlkopfsetzung von 140 mm zu qs,u,STS = 0,52 MN/m². Die Ergebnisanalyse ergab, dass die nach (1) bestimmten Mantelreibungswerte unter Verwendung des Adhäsionsfaktors α = 0,3·(qu)-0,5 nach den Vorschlag von ROSENBERG

& JOURNEAUX 1976 lediglich für qu = 2,0 MN/m² realistische Ergebnisse liefert. Für kleinere Werte der einaxialen Druckfestigkeit wird die Mantelreibung unter- und für größere überschätzt. Unter Berücksichtigung der hohen Mantelrauhigkeit sind hierzu weitere Untersuchungen erforderlich.

0

20

40

60

80

100

120

140

160

0.0 2.0 4.0 6.0 8.0

Spitzendruck qb,STS [MN/m²]

Set

zung

s [m

m]

0

20

40

60

80

100

120

140

160

0.0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6

Mantelreibung qs,STS [MN/m²]

Set

zung

s [m

m]

0

20

40

60

80

100

120

140

160

0 2 4 6 8 10 12 14 16

Widerstand [MN]

Set

zung

en s

[mm

]

Rb,k(s) Rs,k(s) Rk(s) Spitzen-widerstand

Mantelreibungs-widerstand

Gesamt-widerstand

10,8

MN

8,8

MN

2,0

MN

4,7

MN

/m²=

2,9

·qu

0,1·D = 75mm0,1·D = 75mm0,

42 M

N/m

²

a) b) c)

mit

q u(-1

0,77

) = 1

,62

MN

/m²

Bild 7 Ergebnisse der statischen Probebelastung 3.2 Belastungsversuch 2, kombinierte Pfahl-Platte Der Belastungsversuch 2 wurde an der Stelle des Aufschlusses BH 30 (Bild 2) durchge-führt. Der Gründungshorizont lag bei -0,10 m DMD im kalkigen, mitteldicht gelagerten Sand (qc = 12,8 MN/m², N30 ≈ 15, ks = 100 MN/m²). Wie für den Einzelpfahl wurden die Bohrlöcher mit Bentonitsuspension gestützt und mittels Schürfeimer hergestellt. Die Ergebnisse der Bohrlochvermessung hinsichtlich Rauhigkeit und Durchmesserverlauf sind mit denen in Bild 6 vergleichbar. Danach nimmt der Durchmesser um ca. 5 % mit der Tiefe ab. Zur Erfassung der Lastaufteilung zwischen der Bodenplatte und den Pfäh-len wurden direkt unter der Platte zwei und auf den Köpfen der Messpfähle PC und P1 Druckzellen installiert. In gleicher absoluter Höhe, analog zum Belastungsversuch 1 wurden in PC und P1 zum Erfassen der axialen Betondehnungen vier Messquerschnitte installiert. Der mobilisierte Spitzendruck wurde über Druckzellen an den Pfahlfüßen gemessen. Die Änderung der durch die Belastung hervorgerufenen horizontalen Span-nungen in dem weichen Sandstein sowie der Porenwasserdruck sollten über eine einge-presste Druckzelle und über zwei Porenwasserdruckgeber erfasst werden. Der komplette Versuchsaufbau ist in Bild 8 dargestellt.

- 37 -


-1,30

-4,10

-6,40

-10,60

-19,50

-0,10

D = 60 cm

„Totlast“

Tiefe [m DMD]

Plat

tend

icke

d Pl=

1,7

0 m

Pl

atte

ndic

ked P

l= 1

,70

m

GW -3,50 GW -3,50

GOK +1,60

Schichtgrenze -5,21

Pfa

hllä

ngen

L ≈

11.1

0 m

-11,20

kalkiger Sandstein

kalkiger, leicht schluffiger Sand

Lastzelle

hydraulische Presse

vertikale und horizontale Wegaufnehmer & Referenzsystem

Druckzelle

Druckzellen

P 3 PC P 2

Pie

zom

eter

Erdd

ruck

zelle

+ P

iezo

met

er

Längsschnitta) Längsschnitta)

Sandanker Extensometer BODEN

Felsanker Extensometer BODEN

Instrumentierte Pfähle

Schwingsaitengeber

Anker- und MesspunktMehrfachextensometer

horizontale Druckzelle

Legende:

P2

PC

P1

P3B

A

V1

V2

V3

Plattendurchmesser = 5,70 m

H2

H1

Erddruckzelle unter der Bodenplatte

Piezometer

Extensometer PFAHL

Extensometer BODEN

Erddruckzelle

vertikale und horizontale Wegaufnehmer

Grundrissb)

P2

PC

P1

P3B

A

V1

V2

V3

Plattendurchmesser = 5,70 m

H2

H1

Erddruckzelle unter der Bodenplatte

Piezometer

Extensometer PFAHL

Extensometer BODEN

Erddruckzelle

vertikale und horizontale Wegaufnehmer

Grundrissb) Grundrissb)

Beton C100 ( fck=70 N/mm²)

Bewehrungsstahl „grad 50“ ( fuk=460 N/mm²)

Bild 8 Schematische Darstellung, Belastungsversuche 2 Die Ergebnisanalyse der Integritätsprüfungen ergab keine Hinweise auf geometrische Unstetigkeiten der Pfähle. Lastgesteuert wurde die Konstruktion vertikal in 4 Last-zyklen belastet (Bild 9a) und die dabei auftretenden Bewegungen an der Plattenobersei-te über elektr. Wegaufnehmer erfasst (Bild 9b). Über Lastverteilungsplatten wurde die Kraft gleichmäßig über die Plattenflächen verteilt.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22

aufgebrachte Last [MN]

mitt

lere

Pla

ttens

etzu

ngen

s [m

m]

0

24

6

810

1214

16

1820

2209 15 21 03 09 15 21 03 09 15 21 03 09

Zeit [h]

aufg

ebra

chte

Las

t [M

N]

5,5 mm

1.50 MN3h

13.3 MN, 2h

9.0 MN, 6h

4.50 MN, 6h

18,1 mm

10,8

0 M

N

20,2

7 M

N

a) b)

Bild 9 a) Belastungsstufen, b) Last-Setzungslinie

- 38 -


Die in Bild 10a dargestellten Ergebnisse der Messwertanalyse hinsichtlich der Lastauf-teilung der Pfähle untereinander stimmen quantitativ mit den Modellverstellungen von Pfahlgruppen u. kombinierten Pfahl-Platten (KPP) überein, wonach auf Grund der ge-genseitigen Beeinflussung Rand- u. Eckpfähle größere Widerstände mobilisieren kön-nen als Zentrumspfähle. Die gemessenen Sohlspannungen nehmen für den untersuchten Belastungsbereich annähernd linear mit den Setzungen zu und erreichen bei einer mitt-leren Gesamtsetzung smg von 18 mm einen Wert von σ0,max = 295 kN/m².

0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

0.9

1

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22

aufgebrachte Belastung [MN]

α KP

P

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 0.25 0.5 0.75 1 1.25 1.5 1.75 2

Pfahlkopflast [MN]

mitt

lere

Pla

ttens

etzu

ngen

s [m

m]

a) b)

P2

PC

P1

P3B

A

P2

PC

P1

P3B

A

PC P1

, ,1

,

( )( )

( )

n

Pfahl k ii

KPPtot k

R ss

R sα ==

∑

Bild 10 a) Pfahlkopflasten, b) Pfahl-Plattenkoeffizient Die Tragwirkung von KPP’s wird durch den Pfahlplatten-Koeffizienten αKPP beschrie-ben, welcher den Anteil der Pfähle am Gesamtwiderstand angibt (Bild 10b). Mit zu-nehmender Setzung stellt sich dieser für den Belastungsbereich 4 – 13 MN relativ gleichmäßig mit αKPP = 0,48 ein und steigt mit weiter zunehmender Belastung resp. Setzung bis Versuchsende auf 0,6 an. Die unter max. Beanspruchung (20,72 MN) mobilisierten Pfahlmantelreibung von qs ≤ 200 kN/m² für die Sandschicht und qs ≤ 150 kN/m² für die Sandsteinschicht liegen in der unteren Bandbreite der Erfahrungswerte und lassen auf weitere Tragreserven rückschließen (Bild 11a).

- 39 -


-12-11-10-9-8-7-6-5-4-3-2-10

0 20 40 60 80 100

bezogene Setzung sz/s [%]

Tief

e t [

m D

MD

]

-12-11-10-9-8-7-6-5-4-3-2-10-0.20 -0.10 0.00 0.10 0.20 0.30 0.40

Mantelreibung qs [MN/m²]

Tief

e t [

m] D

MD

]

a) b)

P1 20.27 PC 20.27

P2

PC

P1

P3

Ex-A9

Bild 11 Ergebnisse der Messwertanalyse In Bild 11b ist die auf die mittlere Gesamtsetzung referenzierte Setzungsverteilung im Baugrund dargestellt. Danach kann nicht auf ein blockartiges Verformungsverhalten der Gesamtkonstruktion geschlossen werden, da bereits an der Schichtgrenze nur noch 10 % und in Höhe der Pfahlfußebene lediglich noch 0,5 % der Gesamtsetzungen zu be-obachten waren. Dennoch zeigt sich, wie in Bild 10b dargestellt, für das untersuchte Belastungsniveau eine mittragende Wirkung der Platte am Gesamtlastabtrag von 40 – 50 %. Als mögliche Ursache der Beobachtung kann das Eindrücken der Pfahlspitzen in die herstellungsbedingte Auflockerungszone am Pfahlfuß gesehen werden. Dies würde unter anderem auch die gemessenen, relativ geringen Spitzendruckwerte von qs ≤ 0,15 MN/m² erklären. An dieser Stelle sind weitere Untersuchungen notwendig. 4 Numerische Simulation 4.1 Stoffmodell Die Anwendung der FE- Methode (FEM) in der Geotechnik wird zunehmend für die Berechnung von Gründungskonstruktionen angewandt. Um mit numerischen Simulati-onen wirklichkeitsnahe Ergebnisse zu erzielen, müssen sowohl das spezifische Materialverhalten des Baugrunds als auch die jeweiligen Randbedingungen realistisch erfasst werden. Dazu sind Voruntersuchungen an übersichtlichen Systemen zur Validie-rung der verwendeten konstitutiven Modelle notwendig. Anschließend sind zur Kalib-rierung des gesamten numerischen Modells Vergleichsrechnungen von in-situ Versu-chen durchzuführen (SCHANZ 2006). Für die Beschreibung des mechanischen Verhaltens des Baugrundes wurde das elasto- plastische Hardening Soil Modell verwendet (HS). Über die Kohäsion c’ und den Rei-bungswinkel φ’ wird die enthaltene Mohr- Coulomb’sche Bruchbedingung beschrieben. Dilatantes Verhalten wird durch den Dilatanzwinkel ψ dargestellt. Neben der span-

- 40 -


nungsabhängigen Steifigkeit entsprechend dem Ansatz von Ohde 1939 wird sowohl Reibungs- als auch Kompressionsverfestigung granularer Materialien berücksichtigt, wodurch zwischen Erst- und Widerbelastung unterschieden werden kann. Als weitere Eingangswerte sind die Refernzmoduln EOed

ref aus dem Oedometerversuch, E50ref und

Eurref aus Triaxialversuchen und die max. Porenzahl emax erforderlich. Für weitere De-

tails wird auf SCHANZ 1998 verwiesen. 4.2 FE- Modell Alle Berechnungen wurden mit dem FE-Programm Plaxis 8.2 durchgeführt (BRINK-GREVE 2003). Zur Verifikation des gewählten Stoffmodells wurden verschiedene boden-mechanische Elementversuche nachgerechnet. Dabei wurden die Parameter invers über Optimierungsstrategien, die aus der angewandten Mathematik stammen, identifiziert. Für die Optimierung wurde das an der Professur Bodenmechanik der Bauhaus Universi-tät Weimar (BUW) entwickelte und implementierte „Optimisation Framework“, ein Werkzeug zur iterativen Anpassung von Modellparametern, verwendet (MEIER ET. AL

2006). Beispielhaft sind in Bild 12 die Ergebnisse der Laborversuche mit denen der FE- Berechnung verglichen. Die Ergebnisse sind ein Indiz dafür, dass die bodenmechani-schen Eigenschaften des Baugrundes mit dem gewählten HS-Modell im betrachteten Spannungsbereich gut beschrieben werden können.

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0.00 0.02 0.04 0.06 0.08 0.10

Dehnung ε

σ 1-σ

3 [M

N/m

²]

σ1=2,0-10,23MN/m²

σ3=2,0MN/m²σ3

Versuch FE- Berechnung

Versuch FE Berechnung

0.00

0.01

0.02

0.03

0.04

0.0510 100 1000 10000

Spannung lnσ1 [kN/m²]

Deh

nung

ε

Versuch FE- Berechnung

50 107 / ²refE MN m=

σ1=0,1-1,6MN/m²

a) b)

50 130 / ²refE MN m=' 37,5ϕ = °' 36ϕ = °

16,5 / ²refOedE MN m=17,2 / ²ref

OedE MN m=

Bild 12 Vergleiche der Ergebnisse aus Elementversuchen mit FE-Berechnungen a) Ödometertest, b) Triaxialversuch

Der numerischen Simulation des Belastungsversuches 1 liegt ein rotationssymmetri-sches FE-Modell zugrunde. Es hat die Abmessungen B/H 7/18 m und besteht aus 6 knotigen Dreieckselementen mit quadratischem Verformungsansatz (Bild 13). Am Pfahlmantel und Pfahlfuß wurden Kontaktelemente zur Beschreibung der Pfahl-Boden-Interaktion angeordnet.

- 41 -


Die herstellungsbedingte Auflockerung im Pfahlfußbereich wird durch eine Schicht geringer Festigkeit simuliert. Die Vernetzung ist dem Beeinflussungsverlauf des durch den Pfahl beanspruchten Bodens angepasst. D.h., die feine Vernetzung im Pfahlbereich wird zu den Modellgrenzen hin gröber (WEHNERT & VERMEER 2004). Folge des dilatanten Verhaltens des Baugrundes ist mit zunehmender Verschiebung, eine kontinuierliche Normalspannungserhöhung am Pfahlschaft und damit eine stetig zunehmende Mantelreibung. Diesem Problem wird durch die im HS- Modell integrierte Funktion „dilatancy cut off“ begegnet. Dabei wird mit Erreichen der vorgegebenen max. Porenzahl bei lockerster Lagerung emax die Dilatanz zu Null gesetzt. Die sich aus den Nachrechnungen der Elementversuche ergebenden konstitutiven Para-meterwerte bilden die Eingangsgrößen der Simulation der Probebelastung. Bei der Be-rechnung wurden die konstitutiven Parameterwerte der Kontaktelemente und des unter dem Pfahlfuß definierten Bodenbereiches analog zu den Elementversuchen mittels in-verser Optimierungsstrategien bestimmt. Die Messwerte aus der Probebelastung bilden dafür die Referenz. Erste Ergebnisse zeigen für Pfahlkopfsetzungen von 0 bis 60 mm (Gebrauchszustand) eine sehr gute Übereinstimmung der Berechnungsergebnisse mit allen Mess- bzw. Er-gebniswerten der Probebelastung (Betondehnung, Mantelreibung, Spitzendruck u. Kopfsetzung). Die dabei identifizierten Parameterwerte sind ingenieurtechnisch plausi-bel und mit denen der bodenmechanischen Elementversuche vergleichbar. Im Einzelnen liegen die Werte für die Kontaktelemente bei Kohäsion c’ = 0,0 kN/m², Reibungswin-kel φ’ = 35° und max. Porenzahl emax = 0,85 und für den Pfahlfußbereich φ’ = 35,5°, EOed

ref = E50ref = 19,5 MN/m², Eu

ref = 152 MN/m².

0

20

40

60

80

100

120

140

160

0 2 4 6 8 10 12 14 16

Widerstand [MN]

Set

zung

en s

[mm

]

Rb,k(s) Rs,k(s) Rk(s)

Rs (FE)

Rb (FE)

Bild 13 Numerisches Modell und Ergebnisse der Berechnung

- 42 -


5 Resümee und Ausblick Neben den Vor- u. Nachteilen verschiedener Messmethoden können aus den Ergebnis-sen der vorgestellten Versuche Aussagen über bemessungsrelevante Parameter für die Pfahlbemessung unter den standortspezifischen Baugrundbedingungen getroffen wer-den. Es konnte gezeigt werden, dass das Gründungskonzept der KPP auf die veränder-lich festen Sand- u. Sandsteine übertragen werden kann. Ergänzend wurde beispielhaft eine praktikable Methode zur Kalibrierung numerische Modell vorgestellt, die im Er-gebnis zu genaueren Vorausberechnung des Last-Setzungsverhaltens von Pfahlgrün-dungen angewendet werden kann. Zur verbesserten Beschreibung des Materialverhaltens der in der Festigkeit variierenden Sandsteine kommt der zutreffenden stofflichen Beschreibung besonders für Zustände nahe dem Versagen eine große Bedeutung zu. Hierzu sind weitere bodenmechanische Untersuchen erforderlich. Die Modellierung der Scherfuge und der Auflockerungszone im Pfahlfußbereich sowie deren Einfluss auf die Ergebnisse inverser Parameter Identifi-kationsmethoden ist unbedingt noch genauer zu untersuchen. Ferner ist die Übertrag-barkeit der Untersuchungsergebnisse des Einzelpfahls auf die kombinierte Pfahl-Plattengründung sowie deren Interaktionseffekte für die spezifischen Baugrundverhält-nisse weiter zu prüfen. Literatur Glisic, B., Inaudi, D. (2002) “Long gage fiber optical sensors for global structural monitoring“, 1st Int. Work-

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Mitteilungen des Institutes und der Versuchsanstalt für ... · Verzerrungsmessern, faseroptische (phasenmodulierte), auf dem Prinzip der Interfero-metrie basierende Sensoren zur